Acueductos Ing Roberto Salazar Cano 1u6260

PROLOGO

Con base en su experiencia en labores de Docencia y Consultoría, el autor, ha querido plasmar las mismas desarrollando este texto de una manera fácil y asequible, como respuesta a la necesidad de capacitar a los estudiantes de Ingeniería Civil, Sanitaria y que sirva de consulta a los profesionales y personas que de una u otra forma tienen que ver con el suministro de agua. En razón de la acogida que tuvo este texto en su primera edición, teniendo en cuenta las sugerencias recibidas y la necesidad de adaptarse a la nueva normatividad vigente en relación con los sistemas de abastecimiento, el autor presenta a consideración esta segunda edición con una recopilación de los principales aspectos de diseño del Reglamento Técnico del sector de agua potable y Saneamiento Básico en sus títulos A y B (RAS 2000). El texto se divide en nueve capítulos en los cuales se fijan las pautas para la planeación y diseño de sistemas de abastecimiento de agua, tanto en el medio rural como urbano, dando ejemplos y alternativas para cada uno de los componentes, dependiendo de las condiciones y del tipo de abastecimiento, tomando como base las normas generales que para el diseño de acueductos rigen en nuestro país. Se anexan en la publicación una serie de tablas y figuras con el objeto de hacer más compresibles los temas y para que se posea información suficiente en la realización de diseños. Espero contar con sus sugerencias y críticas constructivas que se desprendan de esta segunda publicación para en el futuro tenerlas en cuenta y mejorar la misma. Por último deseo expresar mis agradecimientos a la señora Ana Lucía Salas en la parte de transcripción de texto, a los Ingenieros Jairo Burbano, Eliana Karina Téllez y Hugo H. Ortiz O., en la parte de texto, graficación, tablas y ayudas, quienes ejecutaron este dispendioso trabajo y a los estudiantes de Sanitaria en Ingeniería Civil por el apoyo brindado a cuya formación he dedicado este esfuerzo. A mi familia quien me apoyó constantemente en esta ardua tarea y muy especialmente a mi hija Lorena quien colaboró en la transcripción, revisión del texto y sugerencias. Desde siempre

Roberto Salazar Cano. San Juan de Pasto 2004.

TABLA DE CONTENIDO Pág. 1 INTRODUCCION 1.1 Generalidades 1.2 Normas a utilizar 1.3 Determinación del Nivel de Complejidad 1.3.1 Nivel de Complejidad del Sistema 1.3.2 Asignación del Nivel de Complejidad del Sistema 1.3.3 Modificaciones del Nivel de Complejidad del Sistema

1 1 2 2 2 3

2 INVESTIGACION PRELIMINAR 2.1 2.1.1 2.1.2 2.1.3 2.1.4 2.1.5 2.1.6 2.1.7 2.1.8 2.1.9 2.1.10 2.1.11 2.1.12 6.1.13 6.1.14 2.1.15 2.1.16 2.1.17 2.2 2.2.1 2.2.2 2.2.3 2.3 2.3.1 2.3.2 2.3.3 2.4 2.5 2.6

3

Descripción de la Localidad y de la Zona del Proyecto Climatología Geología y Suelos Topografía Recursos Hídricos Descripción de la Infraestructura Existente Características Socioeconómicas Comunicaciones Vías de Disponibilidad de Mano de Obra Disponibilidad de Materiales de Construcción Disponibilidad de Energía Eléctrica Aspectos Urbanísticos Aspectos Demográficos Condiciones Sanitarias Existentes Posibles Fuentes de Abastecimiento Selección de la Fuente Alternativa de Proyecto Marco Institucional Definición de Responsabilidades Características de la Entidad Ejecutora Participación Comunitaria Evaluación Socioeconómica Alcance Análisis de Costo Eficiencia Análisis de Costo Mínimo de Expansión de Capacidad Planos Memorias Archivo de Manuales, Planos y Catastros Para Contingencias por Desastre natural o Provocado

CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO

4 4 4 5 5 5 5 5 5 5 6 6 6 6 6 7 8 8 8 8 8 9 9 9 9 9 10 10 11

3.1 Procedimiento General de Diseño de los Sistemas de Acueducto 3.2 Factores Básicos de Diseño 3.2.1 Período de Diseño 3.2.1.1 Período de Diseño de la Captación de Agua Superficial 3.2.1.2 Período de Diseño de Pozos Profundos de Captaciones de Agua Subterránea 3.2.1.3 Período de Diseño de Pozos Excavados Para Captación de Agua Subterránea 3.2.1.4 Período de Diseño de las Aducciones o Conducciones 3.2.1.5 Período de Diseño de Tanques de Almacenamiento y Compensación 3.2.1.6 Período de Diseño de las Redes de Distribución 3.2.1.7 Período de Diseño de las Estaciones de Bombeo 3.2.1.8 Vida Útil 3.3 Población Futura 3.3.1 Análisis de la Población 3.3.1.1 Núcleo Rural 3.3.1.2 Núcleo Urbano 3.3.1.2.1Censos 3.3.2 Cálculos de la Población 3.3.2.1 Métodos Gráficos 3.3.2.2 Métodos Matemáticos 3.3.2.3 Métodos Empíricos Para Períodos Largos 3.3.2.4 Ajuste por Población Flotante y Población Migratoria 3.3.2.5 Etnias Minoritarias 3.4 Consumo de Agua 3.4.1 Consumo de Agua Para Varios Fines 3.4.1.1 Uso Doméstico 3.4.1.2 Uso Comercial 3.4.1.3 Uso Industrial 3.4.1.4 Uso Rural 3.4.1.5 Uso para Fines Públicos 3.4.1.6 Uso Escolar 3.4.1.7 Uso Institucional 3.5 Dotación Neta 3.5.1 Dotación Neta Mínima y Máxima 3.5.2 Estimación de la Dotación Neta Según Registros Históricos 3.5.3 Estimación de la Dotación Neta por Comparación con Poblaciones similares 3.5.4 Correcciones a la Dotación Neta 3.5.4.1 Efectos del Tamaño de la Población en la Dotación Neta 3.5.4.2 Efectos del Clima en la Dotación Neta 3.5.4.3 Corrección por Sistema de Alcantarillado Existente 3.6 Pérdidas 3.6.1 Pérdidas en a Aducción (Agua Cruda) 3.6.2 Necesidades en la Planta de Tratamiento 3.6.3 Pérdidas en la Conducción (Agua Tratada) 3.6.4 Pérdidas Técnicas en el Sistema de Acueducto 3.6.5 Pérdidas Comerciales 3.7 Dotación Bruta 3.8 Parámetros de Diseño

13 15 15 15 Pág. 16 16 16 17 17 18 19 21 21 21 21 22 22 22 25 32 34 34 34 35 35 36 37 37 37 37 37 37 38 38 39 39 39 40 40 40 40 40 40 41 41 41 43

3.8.1 Consumos 3.8.1.1 Consumo Medio Diario 3.8.1.2 Consumo Máximo Diario 3.8.1.3 Consumo Máximo Horario 3.8.1.4 Dotación 3.8.2 Coeficientes de Consumo 3.8.2.1 Coeficientes de Consumo Máximo Diario

3.8.2.2 Coeficientes de Consumo Máximo Horario con Relación al Consumo Máximo Diario 3.8.2.3 Coeficientes de Consumo Máximo Horario 3.8.2.4 Determinación del Consumo Máximo Diario 3.8.2.5 Estimación del Coeficiente de Consumo Máximo Horario con Relación Al Consumo Máximo Diario 3.8.2.6 Relación Entre las Diferentes Demandas

43 43 43 43 43 44 44 Pág.

44 44 44 44 44

4 COMPONENTES DE UN SISTEMA DE ABASTECIMIENTO 4.1 4.1.1 4.1.2

Capacidad Hidráulica de los Componentes de un Sistema de Abastecimiento Según Normas INSFOPAL Según Normas del Decreto 9095

48 48 49

5. CAPTACIONES 5.1 5.2 5.3 5.3.1 5.3.2 5.3.3 5.3.4 5.3.5 5.3.5.1 5.3.5.2 5.3.6 5.3.6.1 5.3.6.2 5.3.6.3 5.3.6.4 5.3.6.5 5.3.7 5.3.8 5.3.8.1 5.3.8.2 5.3.8.3 5.3.8.4 5.3.9 5.3.10

Recursos de Agua Tipos de Captaciones Captaciones Superficiales Localización de la Captación Captaciones Flotantes Torre Toma en Presas Derivadoras Toma de Manantiales Toma de Rejilla Aspectos Particulares de las Captaciones de Rejilla Elementos de Diseño Captaciones de Fondo Diseño de la Rejilla en Barras Paralelas Diseño de Rejilla en Platina de Lámina Corrugada Cálculo de los Vertederos Cálculo del Canal Recolector Caja de Derivación Captaciones Laterales Captaciones Dinámicas de Lecho Filtrante Descripción General Componentes de la Captación Dinámica Consideraciones de Diseño Operación y Mantenimiento Captación de Aguas Lluvias Captación de Aguas en el Suelo

50 50 51 51 54 56 57 58 58 59 60 62 69 71 73 74 90 96 98 99 101 104 106 110

5.3.11 Otras Alternativas de Captación Superficial 5.3.11.1 Toma Directa 5.3.11.2 Captación con Muelles de Toma 5.3.11.3 Captación por Evaporación de Agua de Mar 5.3.11.4 Captación por Desalinización de Agua de Mar 5.3.11.5 Embalses 5.3.11.6 Presas 5.4 Captaciones Subterráneas 5.4.1 Aguas Subterráneas 5.4.1.1 Concepto de Acuífero 5.4.1.2 Estudios Previos

5.4.1.3 5.4.2 5.4.2.1 5.4.2.2 5.4.2.3 5.4.2.4 5.4.2.5 5.4.3 5.4.3.1 5.4.3.2 5.4.4 5.4.4.1 5.4.4.2

Características de la Fuente Hidráulica de los Pozos Conceptos Generales Condiciones de Equilibrio Acuífero Libre Acuífero Confinado Rejillas Métodos de Extracción de Agua Subterránea Galerías de Filtración Pozos Excavados Recarga de Acuífero Recarga Natural Recarga Artificial

111 111 112 113 113 115 115 117 117 117 118 Pág. 119 120 120 126 126 128 129 131 135 138 141 142 142

6 DESARENADORES 6.1 6.2 6.3 6.4 6.5 6.5.1 6.5.2 6.5.3 6.5.4 6.5.5 6.5.6 7

Ubicación Capacidad Hidráulica Estudio de los Desarenadores Requisitos a Cumplir en el Diseño de un Desarenador Desarenadores de Plaquetas Inclinadas Descripción del Sistema Fórmulas Básicas Cálculo del Área Total Horizontal del Desarenador Cálculo de la Longitud Útil y de Fondo en la Zona de Placas Parámetros de Diseño Materiales de Construcción

143 143 147 150 163 164 165 167 167 168 168

ADUCCION Y CONDUCCION 7.1 7.1.1 7.1.2 7.1.3 7.1.4 7.1.5 7.1.6 7.1.7

Condiciones Generales Factibilidad de Ampliación Recomendaciones de Trazado Servicios de Agua Cruda Análisis Hidráulico Facilidad de Protección Contra la Contaminación Vulnerabilidad y Confiabilidad

181 181 181 182 182 183 183 183

7.1.8 7.1.9 7.2 7.2.1 7.2.2 7.2.3 7.2.4 7.2.5 7.2.6 7.2.7 7.2.8 7.2.9 7.2.10 7.2.11 7.2.12

Derivaciones de Agua Cruda Tipos de Aducciones y Conducciones Conducción por Escurrimiento Libre Métodos de Cálculo Velocidad Mínima Velocidad Máxima Pendiente Mínima Pendiente Máxima Materiales Esfuerzo Cortante Crítico de Arrastre Taludes Laterales Pérdidas de Cabeza Transiciones Dispositivos de Derivación Aislamiento por Contaminación

7.3 Conductos a Presión 7.3.1 Cálculo Hidráulico 7.3.1.1 Ecuación Universal Para Conductos a Presión 7.3.1.2 Ecuación de William Hazen 7.3.1.3 Ecuación Para el Cálculo de las Pérdidas Menores 7.3.2 Análisis de Costo Mínimo 7.3.3 Diámetros Mínimos Para las Tuberías de Aducción 7.3.4 Presión Interna de Diseño de las Tuberías 7.3.5 Velocidad Mínima en las Tuberías de Aducción o Conducción 7.3.6 Velocidad Máxima en las Tuberías de Aducción o Conducción 7.3.7 Pendientes de las Tuberías 7.3.8 Profundidad de Instalación 7.3.9 Líneas de Carga 7.3.9.1 Línea de Cara y Línea Piezométrica 7.3.9.2 Consideración Práctica 7.3.9.3 Posición de las Tuberías en Relación a la Línea de Carga 7.3.10 Materiales de las Tuberías de Aducción y Conducción 7.3.11 Dispositivos y rios 7.3.11.1 Viaductos 7.3.11.2 Anclajes 7.3.11.3 Válvulas Purga 7.3.11.4 Ventosas 7.3.11.5 Cámaras de Quiebre de Presión 7.4 Golpe de Ariete 7.4.1 Fase o Periodo de la Tubería 7.5 Criterios Para el Diseño 7.5.1 Carga Disponible o Diferencia de Elevación 7.5.2 Gasto de Diseño 7.5.3 Clase de Tubería Capaz de Soportar las Presiones Hidrostáticas 7.5.3.1 Tuberías de Asbesto – Cemento 7.5.3.2 Tuberías de PVC 7.5.3.3 Tuberías de American Pipe 7.5.4 Diámetros 7.6 Método Gráfico

183 183 184 184 185 185 186 186 186 187 188 189 189 189 189 Pág. 190 191 191 195 196 197 197 198 198 198 198 199 199 199 200 200 205 214 214 214 218 219 221 222 222 223 223 224 225 225 226 226 226 232

8

TANQUES DE ALMACENAMIENTO 8.1 8.1.1 8.1.2 8.1.3 8.1.4 8.1.5 8.2 8.2.1 8.2.2 8.3 8.3.1 8.3.2 8.3.3 8.4 8.5

8.5.1 8.5.2 8.5.2.1 8.5.2.2 8.5.3 8.5.3.1 8.5.3.2 8.5.3.3 8.6 8.6.1 8.6.2 8.6.3 8.6.4 8.6.5 8.6.6 8.6.7 8.6.8 8.6.9 8.6.10 8.6.11 8.7 8.7.1 8.7.2 8.8 8.9 8.9.1 8.9.2 8.9.3 8.10 8.11

Generalidades Estudios de la Demanda Trazado de la Red y Delimitación de las Zonas de Presión Seguridad Facilidad de Mantenimiento Restricción de Tipos de Tanques Tanques Superficiales - Semienterrados – Enterrados Tanques Elevados Forma y Profundidad Localización de Tanques Distancia a Otras Redes Número Mínimo de Tanques Caudal de Diseño Capacidad de Almacenamiento

Curvas de Demanda Horaria Método de la Curva Integral Alimentación por Gravedad Alimentación por Bombeo Métodos Empíricos Dados por el RAS 2000 Capacidad de Regulación Capacidad Para Demanda Contra Incendios Volumen del Tanque Elementos, Dispositivos y Elementos Complementarios Materiales Presión en el Tubería de almacenamiento Niveles Entrada de Agua al Tanque Salida de Agua del Tanque Rebose Control de Nivel Desagüe Medición del Caudal Sistema de Drenaje Obras Complementarias Disposición de Válvulas en un Tanque Regulador Tanque con Un Solo Compartimiento Tanque con Doble Compartimiento Almacenamiento Elevado Localización Tanques de Distribución Tanques de Compensación Mixtos Cálculo del Caudal y la Tubería de Desagüe Desinfección

233 233 234 234 234 234 234 235 235 235 235 236 236 236 236 Pág. 237 237 238 241 244 244 245 245 245 245 246 246 246 246 247 248 248 248 248 249 250 250 251 251 252 252 252 253 255 257

8.11.1 8.11.2 8.11.2.1 8.11.2.2 8.11.3 8.11.3.1 8.11.3.2 8.11.3.3 8.11.3.4 8.11.3.5 8.11.4 9

Introducción Desinfección Física Hervido La Radiación Ultravioleta Desinfectantes Químicos Cloro y Compuestos de Cloro Yodo Permanganato de Potasio Ozono Cloración Cloradores

257 258 258 258 258 259 259 259 259 259 261

REDES 9.1 9.1.1 9.1.2 9.1.3 9.2 9.2.1 9.2.2 9.2.2.1 9.2.2.2

Estudios Preliminares de un Sistema de Distribución Adopción del Diámetro Mínimo Presión del Agua en la Red Asignación del Caudal de Diseño Tipo de Redes Redes Ramificadas Redes Malladas Configuración de la Red de Distribución Regulación de Presión en la Red

9.2.2.3 Asignación de los Gastos en los Tramos que Constituyen las mallas 9.2.2.3.1 Método de las Áreas 9.2.2.3.2 Método de la Distribución Unitaria 9.2.2.4 Cálculo de las Redes Malladas 9.2.2.5 Metodología a Emplear en la Elaboración de un Proyecto 9.2.2.6 Método de las Longitudes Equivalentes 9.2.3 Discusión 9.2.3.1 El Método de Hardy Cross 9.2.3.2 Concepto del Método de Longitudes Equivalentes 9.2.3.3 Empleo de Computadoras 9.2.3.4 Adaptación de Otras Formulas

263 264 264 264 264 264 269 270 271 Pag. 275 275 278 279 282 296 306 306 307 307 307

1.- INTRODUCCIÓN

1.1 GENERALIDADES

El agua es el elemento esencial para la vida. El desarrollo de las primeras comunidades solamente fue posible alrededor de ríos y lagos para satisfacer las necesidades primarias de comida, bebida y riego. No ha habido ni habrá ciudad importante en toda la historia de la humanidad que no esté localizada cerca de una fuente de agua dulce y hoy día, una de las mayores preocupaciones de las grandes metrópolis en la era industrial es la de conseguir un adecuado servicio de agua potable. Por ser este elemento necesario para vivir y para las actividades de la sociedad, los sistemas de abastecimiento de agua son primordiales, en consecuencia, para toda la comunidad. Cuando una ciudad dispone de limitada cantidad de agua para su abastecimiento, tiene problemas de salubridad, problema de desarrollo de sus industrias y aún en su apariencia estética. De aquí que en primer término se haga necesario suministrar agua a los conglomerados en cantidad y calidad suficiente. El problema del agua no tiene solución permanente, por lo que en este aspecto se debe estar buscando nuevas fuentes de aprovisionamiento, realizando estudios hidrológicos o geohidrológicos para tener a la mano formas de ampliar los sistemas. El aumento de la población y el asenso de su nivel cultural y social hacen insuficientes en poco tiempo las obras proyectadas, imposibilitándose de esa manera que con las existentes se pueda seguir el ritmo de crecimiento que las necesidades exigen y complicando cada vez más la obtención de nuevos caudales, pues las fuentes actuales van haciéndose incapaces y es necesario las que están situadas a mayor distancia, u otras cuyas aguas requieren tratamientos más elaborados para hacerlas adecuada para el consumo. El continuo deterioro ha que están sometidas nuestras cuencas a causa de la tala indiscriminada de árboles en detrimento de los bosques ha hecho que esa materia prima para nuestra industria de abastecimiento sea cada día más escasa, hasta el punto de pasar Colombia de ser considerado el cuarto país con mayor potencial en recursos hídricos a un puesto treinta en el panorama mundial. Para desempeñar un papel activo en la solución a tales problemas, el Ingeniero Civil. Debe comprender claramente los fundamentos en que se basan. Por lo tanto la finalidad del presente texto es delinear los principios fundamentales de Ingeniería implicados en las obras que constituyen el sistema de abastecimiento de agua e ilustrar su aplicación al proyecto.

2 ________________________________________________________________ACUEDUCTOS

1.2 NORMAS A UTILIZAR Para nuestro estudio se aplicará las normas consignadas en la Resolución No 1096 del 17 de noviembre del 2000 por la cual se adopta el Reglamento técnico del Sector de Agua Potable y Saneamiento Básico en sus títulos A, Aspectos Generales de los Sistemas de Agua Potable y Saneamiento Básico y B Sistemas de Acueducto ( RAS 2000), expedidas por la Dirección General de Agua Potable y Saneamiento Básico del Ministerio de Desarrollo Económico. Es de anotar que determinadas empresas de acueductos y alcantarillados se rigen por normas propias elaboradas con base en el estudio de su área de influencia, por lo cual los diseños en estos casos particulares deberán ceñirse por sus propias normas. 1.3 DETERMINACIÓN DEL NIVEL DE COMPLEJIDAD DEL SISTEMA 1.3.1 NIVELES DE COMPLEJIDAD DEL SISTEMA. Para todo el territorio nacional se establecen los siguientes niveles de complejidad: Bajo Medio Medio Alto Alto La clasificación del proyecto en uno de estos niveles depende del número de habitantes en la zona urbana del municipio, su capacidad económica y el grado de exigencia técnica que se requiera para adelantar el proyecto, de acuerdo con lo establecido en la tabla 1.1. TABLA 1.1 Asignación del nivel de complejidad

Nivel complejidad Bajo Medio Medio Alto Alto

Notas :

de Población en zona urbana (1) (habitantes) < 2500 2501 a 12500 12501 a 60000 > 60000

la Capacidad económica de los s(2) Baja Baja Media Alta

(1) Proyectado al periodo de diseño, incluida la población flotante. (2) Incluye la capacidad económica de población flotante. Debe ser evaluada según metodología del Departamento Nacional de Planeación DNP.

CAPITULO 1: INTRODUCCIÓN ___________________________________________________3 1.3.2 ASIGNACIÓN DEL NIVEL DE COMPLEJIDAD DEL SISTEMA. La asignación del nivel de complejidad de todo proyecto objeto del presente Reglamento es de obligatorio cumplimiento y debe hacerse según las siguientes disposiciones: 1. La población que debe utilizarse para clasificar el nivel de complejidad corresponde a la proyectada en la zona urbana del municipio en el periodo de diseño de cada sistema o cualquiera de sus componentes. Debe considerarse la población flotante. 2. El nivel de complejidad del sistema adoptado debe ser el que resulte mayor entre la clasificación obtenida por la población urbana y la capacidad económica. La clasificación anterior solamente puede ser superada si se demuestra que el grado de exigencia técnica es alto y cumple con el requisito 3 del literal 1.3.3. 3. En ningún caso se permite la adopción de un nivel de complejidad del sistema más bajo que el establecido según los anteriores numerales. 4. Para determinar la capacidad económica de los s debe utilizarse alguna de las siguientes metodologías: a. La estratificación de los municipios de acuerdo con la metodología establecida por el DNP. b. Salarios promedio del municipio. c. Ingreso personal promedio del municipio. d. O cualquier otro método justificado. Además, para todos los niveles de complejidad del sistema debe cumplirse lo siguiente : 1. El estándar mínimo establecido en el presente Reglamento corresponde al nivel de complejidad del sistema Bajo para todos los casos. 2. Los proyectos de abastecimiento de agua potable deben cumplir con las normas técnicas de calidad del agua potable establecidas en el Decreto 475 de 1998 de Minsalud y Mindesarrollo Económico o el que lo reemplace o adicione, en todos los niveles de complejidad de los acueductos. 1.3.3 MODIFICACIONES DEL NIVEL DE COMPLEJIDAD. Se permite la adopción de un nivel de complejidad más alto al determinado en el literal anterior, siempre y cuando el municipio o la empresa de servicios cumpla con los siguientes requisitos : 1. Se justifique técnicamente que en las condiciones establecidas para el nivel de complejidad inicialmente propuesto no se logra la solución necesaria para el problema de salud pública o de medio ambiente existente en la localidad y que es conveniente la adopción de un nivel de complejidad superior. En este caso, el nivel de complejidad propuesto será válido únicamente para un sistema en particular y no podrá extenderse a los demás sistemas existentes o a todo el municipio.

4 ________________________________________________________________ACUEDUCTOS 2. Se demuestre capacidad de inversión y capacidad técnica de operación y mantenimiento para desarrollar el sistema en un nivel de complejidad superior. 3. Cuando el grado de exigencia técnica del proyecto sea tal que no hay otra solución económicamente viable para alcanzar el objetivo del proyecto. Se deberá demostrar que es necesario manejar equipos, procesos costosos y mano de obra especializada para la operación y el mantenimiento. La adopción de un nivel de complejidad diferente debe ser autorizada por la Comisión de Regulación de Agua Potable.

CAPITULO 2: INVESTIGACIÓN PRELIMINAR _______________________________________5

2. INVESTIGACIÓN PRELIMINAR La investigación preliminar consiste en la recolección y clasificación de toda la información para el buen diseño y correcta ejecución y operación de la obra. Los datos que sirvan de base para el proyecto, serán recogidos en el campo y/o en publicaciones o registros merecedores de confianza, haciendo referencia de la fuente o autor. 2.1 DESCRIPCIÓN DE LA LOCALIDAD Y DE LA ZONA DEL PROYECTO. Se hará una descripción sobre la ubicación, historia, situación social, cultural, político istrativa y económica subrayando la actitud de la comunidad hacia la obra. El consultor y/o el diseñador debe describir las condiciones físicas, económicas y sociales de la localidad en la cual se planea llevar a cabo el proyecto de agua potable y saneamiento básico, dentro de un estudio que cumpla como mínimo los aspectos mencionados en este capítulo, sin excluir las demás actividades particulares que se indiquen en el RAS 2000 y hacer las conclusiones pertinentes. Deberá tener en cuenta además la división de usos del suelo e identificar el tipo de consumo predominante del área. El detalle de los estudios previos deberá quedar establecido en los términos de referencia para su elaboración y de acuerdo al nivel de complejidad del sistema. 2.1.1 Climatología. Para proyectos de nivel de complejidad medio alto y alto y siempre que sea justificable, deberán contemplarse estudios de climatología y meteorología de utilidad, relacionada con su propósito. Deberá establecerse los siguientes datos: Temperatura media, humedad, régimen de lluvias, altura sobre el nivel del mar y si es posible, datos pluviométricos de la región. 2.1.2 Geología y suelos. Para proyectos de municipios de nivel de complejidad alto, es necesario establecer de manera general las características de las principales formaciones geológicas, geomorfológicas y fisiográficas de la región, del paisaje y topografía asociada con la localidad, con el fin de identificar las fallas geológicas activas que se localicen en al área circundante del proyecto y el grado de sismicidad a que puede estar sometido. Los estudios de suelos deben contemplar el reconocimiento general del terreno afectado por el proyecto, para evaluar sus características en un estudio que incluya como mínimo lo siguiente: Clasificación de los suelos, permeabilidad, nivel freático, características físico–mecánicas y características químicas que identifiquen la posible acción corrosiva del subsuelo para elementos metálicos y no metálicos que va a quedar localizados en el subsuelo.

6

________ ACUEDUCTOS

El diseñador puede establecer la necesidad de llevar a cabo estudios más detallados de geología y/o suelos, justificando las razones por las cuales se formula dicha recomendación. En proyectos municipales del nivel de complejidad bajo, medio y medio alto, es suficiente el concepto de un profesional idóneo en la materia, que identifique la climatología local, las características físico - mecánicas del subsuelo y los posibles riesgos de falla geológica y de sismicidad a que está sometido el proyecto. El diseñador puede establecer la necesidad de llevar a cabo estudios más detallados de suelos, justificando las razones por las cuales se formula dicha recomendación. 2.1.3 Topografía. Deben elaborarse estudios topográficos con un nivel de detalle y precisión de acuerdo con el tipo de obra que se proyecte. 2.1.4 Recursos hídricos. Deben identificarse las fuentes de agua principales para el abastecimiento de agua potable y vertimiento de agua residual, así como las formaciones acuíferas existentes, estableciendo la forma en la cual el proyecto puede afectarlas en su continuidad y en la calidad de agua. 2.1.5 Descripción de la infraestructura existente. Deben identificarse las principales obras de infraestructura construidas y proyectadas dentro de la zona de influencia del sistema por desarrollar, tales como carreteras, puentes, líneas de transmisión de energía y cualquier otra obra de importancia. Se deben identificar las redes de otros servicios públicos en la zona, tales como redes de gas, teléfono, energía y oleoductos y sus respectivas áreas de servidumbre con los cuales podrían presentarse interferencias. 2.1.6 Características socioeconómicas. Deben determinarse las condiciones socioeconómicas de la localidad, con base en información primaria y/o secundaria, su estratificación, distribución espacial, niveles de ingreso y actividades económicas predominantes. Es necesario establecer el crecimiento y las tendencias de desarrollo industrial y comercial. Se debe tener en cuenta los períodos del año en que se presentan incrementos de la población flotante con motivo de celebraciones típicas propias de la región. 2.1.7 Comunicaciones. Se debe identificar el tipo, calidad y cobertura de los servicios de telefonía, correo, radio aficionados y similares, en particular en municipios alejados y de difícil , con el fin de conocer la oferta de los mismos y su relación con el proyecto. 2.1.8 Vías de . Debe realizarse un inventario de las carreteras, caminos, ferrocarriles, así como de las rutas de navegación aérea, fluvial y lacustre de a la localidad, estableciendo las distancias a las áreas urbanas más cercanas. Esto permitirá establecer la facilidad del transporte requerido de materiales y equipos para la ejecución de las obras.


2.1.9 Disponibilidad de mano de obra. Se debe analizar la disponibilidad de mano de obra calificada y no calificada para la construcción las obras y de personal técnico para labores de operación y mantenimiento, al igual que los salarios vigentes en la localidad 2.1.10 Disponibilidad de materiales de construcción. Se debe establecer la disponibilidad y capacidad de producción local, regional y nacional de materiales y equipos requeridos para la construcción de las obras. Disponibilidad y costos de materiales de construcción, herramientas, equipo, etc. Se verifican cantidades, compatibles con la magnitud de las obras, de materiales tales como piedras, arena, triturado, ladrillos, teja, madera. Facilidades relacionadas a la construcción de las obras, tales como talleres de mecánica y eléctricos; sitios para almacenamiento de materiales, etc. 2.1.11 Disponibilidad de energía eléctrica. Deben determinarse la disponibilidad y confiabilidad del suministro de energía eléctrica en la localidad, lo mismo que las características de tensión, potencia y frecuencia del servicio. Las tarifas de consumo también deben ser analizadas dentro del estudio socio-económico. 2.1.12 Aspectos Urbanísticos Disposición urbanística de la localidad indicando las zonas comercial, industrial, residencial, y de desarrollo futuro; planes de obras que puedan interferir con el proyecto; tipo de piso de las calles. 2.1.13 Aspectos demográficos Número de habitantes y de viviendas actuales dentro del área de influencia del proyecto; datos sobre población flotante. 2.1.14 CONDICIONES SANITARIAS EXISTENTES a)

Condiciones generales de salud de la comunidad, enfermedades de origen hídrico y parasitosis.

b)

Sistemas de disposición de excretas en la localidad; tipo y estado de la obra, población servida, extensión de la red, número de conexiones, disposición final.

c)

Sistemas de abastecimiento de agua: cuando exista abastecimiento de agua de cualquier tipo, se deberán anotar las condiciones en las cuales se presta el servicio; fuente de abastecimiento, caudal mínimo, calidad del agua, condiciones sanitarias de la fuente y de la hoya tributaria. Características y estado de las instalaciones existentes (captación, desarenador, aducción, casa de bombeo, pozos, etc.), tipo y estado de las tuberías empleadas, tratamiento aplicado: consumo aproximado de la población y número de conexiones domiciliarias existentes. Posibilidad de utilización de lo existente, istración actual, etc.

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d)

________ ACUEDUCTOS

Consignar un breve resumen que refleje las demás condiciones sanitarias de la localidad (basuras, cocheras, matadero, plaza de mercado, etc.)

2.1.15 POSIBLES FUENTES DE ABASTECIMIENTO Estudio de las distintas fuentes aprovechables (superficiales y subterráneas). Se enumerarán, situarán y describirán por orden de importancia todas las fuentes que se estime utilizables, teniendo en cuenta la tenencia, el caudal, las condiciones sanitarias, los resultados de los exámenes físico-químicos y bacteriológicos, distancia al centro del poblado, altura de bombeo, facilidades de y construcción. En todos los casos las fuentes recomendables deben ser capaces cada una de suministrar, en cualquier época del año, un caudal mínimo igual a 2,5 veces el consumo medio diario cuando no se proyecte almacenamiento. a) FUENTES SUPERFICIALES. Deberá hacerse: -

Inspecciones sanitarias, aguas arriba y aguas abajo hasta donde se considere conveniente, del posible sitio de captación.

-

Determinación de caudales mediante aforos (especialmente en épocas secas) y mediante datos hidrológicos existentes con determinación de niveles mínimo, medio y máximo de las aguas. Utilización actual y previsto de las aguas. Sección del curso y características del lecho en el sitio de captación.

-

Análisis de muestras representativas, físico-químicas y bacteriológicas. También análisis hidrológicos (plancton) cuando las condiciones de la fuente lo justifiquen, sobre todo en caso de captación de lagos y lagunas. Se debe informar sobre necesidad de reforestación, saneamiento y protección de la hoya hidrográfica.

-

Aspectos económicos de la fuente tales como longitud de la conducción, cota de la fuente, servidumbre, accesibilidad, etc.

b) FUENTES SUBTERRÁNEAS La cantidad de las aguas se determinará mediante la ayuda de pozos de prueba o preferencialmente de la información geológica existente o en los pozos en servicio en la región. La cantidad se verificará mediante aforos realizados por cualquiera de los métodos técnicamente aceptables para aguas subterráneas. En todos los casos, las fuentes deben ser capaces cada una de suministrar, en cualquier época del año, un caudal mínimo igual al consumo máximo diario en época de estiaje. -

Deberán suministrarse datos que permitan apreciar cargas al acuífero.

CAPITULO 2: INVESTIGACIÓN PRELIMINAR _______________________________________5 -

Los pozos se localizarán evitando lugares inundables y siguiendo las normas respecto a fuentes de contaminación.

Las distancias mínimas a las fuentes de contaminación serán: * Fosas secas y tanques sépticos: 100 m * Líneas de alcantarillado: 100 m * Pozos negros: 100 m La protección contra aguas lluvias se hará por medio de cunetas o montículos de tierra. La protección contra la infiltración se hará hasta una profundidad de 3 metros. La protección entre la contaminación directa se hará mediante la construcción de una tapa sanitaria adecuada. -

La calidad del agua se verificará mediante análisis físico-químicos y bacteriológicos de muestras representativas, tomadas en diferentes épocas del año, de ser posible.

-

Aspectos económicos de la fuente tales como longitud de la conducción, cota de la fuente, altura estática, servidumbre, accesibilidad, etc.

-

En todos los casos de perforación sea el pozo utilizable o no, deberá presentarse el perfil geológico, con una descripción adecuada de su ubicación.

c) MANANTIALES Cuando se estudie la utilización de manantiales deberán tenerse en cuenta los factores sanitarios, de caudal, calidad y economía, en la misma forma que se recomienda para los pozos. 2.1.16 SELECCIÓN DE LA FUENTE Se seleccionará aquella fuente más económica, dentro de los recursos disponibles, que llene además los requisitos de potabilidad exigidos por el Ministerio de Salud. 2.1.17 ALTERNATIVA DE PROYECTO Factibilidad técnico-económica. Suponiendo que las alternativas sean técnicamente factibles, se entra a considerar la factibilidad económica así: Tomando como base la experiencia que se tenga en la región sobre costos promedios de obra, se hará una primera investigación sobre los costos que se está considerando. De este valor de obra se sacarán costos per-cápita aproximados para ser comparados con el costo per-cápita promedio existente en la región. Estos serán los elementos de juicio para elegir la selección. Más adelante con el proyecto y presupuesto correspondiente ya elaborado, se podrá conocer el costo per-cápita.

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________ ACUEDUCTOS

2.2 MARCO INSTITUCIONAL 2.2.1 Definición de responsabilidades. Debe definirse el tipo de concertación y coordinación entre el responsable del proyecto, la comunidad, las empresas de servicios públicos y otras entidades involucradas en el desarrollo del proyecto, definiendo las responsabilidades y acciones concretas de cada una de ellas. 2.2.2 Características de la entidad ejecutora. Para cada proyecto debe especificarse la entidad ejecutora, o persona(s) natural(es) y el carácter de la entidad territorial, indicando la naturaleza y experiencia de cada entidad en proyectos similares. En todo caso, debe estudiarse la posibilidad de reorganización de la entidad ejecutora. 2.2.3 Participación comunitaria. Debe estudiarse la conveniencia de la participación de la comunidad en los diferentes aspectos del proyecto conforme a la Ley, tales como identificación de problemas, procesos de fiscalización en ciertas etapas del proyecto, entre otros. 2.3 EVALUACIÓN SOCIOECONÓMICA 2.3.1 ALCANCE. La evaluación socioeconómica de proyectos debe realizarse con el objeto de medir el aporte neto de un proyecto o política de inversión social al bienestar de una comunidad. Es decir, tendrá la capacidad de establecer la bondad del proyecto o programa para la economía nacional en su conjunto. En éstos términos, el valor de cualquier bien, factor o recurso a ser generado o utilizado por el proyecto debe valorarse según su contribución al bienestar nacional. Para proyectos de agua potable y saneamiento básico se permiten los siguientes tipos de estudios socio económicos: 1. Análisis de costo eficiencia 2. Análisis de costo mínimo de expansiones de capacidad Los estudios de evaluación socioeconómica se deben ejecutar para los niveles de complejidad medio, medio alto y alto. 2.3.2 ANÁLISIS DE COSTO EFICIENCIA. Se elaborará una comparación de los costos de varias alternativas factibles de proyectos, con el fin de seleccionar aquella que tenga el menor valor presente de los costos de inversión, operación y mantenimiento. El análisis de costo-eficiencia debe partir de las siguientes suposiciones: Que debe utilizarse la tasa social de descuento establecida. Que los beneficios derivados de las alternativas estudiadas son los mismos. Que los beneficios son mayores que los costos en cada alternativa.

CAPITULO 2: INVESTIGACIÓN PRELIMINAR _______________________________________5 El análisis debe seleccionar el proyecto que presente el menor valor presente neto entre las alternativas posibles. 2.3.3 ANÁLISIS DE COSTO MÍNIMO DE EXPANSIÓN DE CAPACIDAD Se deberán fijar los años que resulten óptimos para la ejecución de expansiones de capacidad de un sistema, teniendo en cuenta el efecto opuesto que se presenta entre las economías de escala y el costo de oportunidad de capital. El periodo óptimo de expansión de capacidad para un sistema debe ser definido con base en los siguientes criterios: 1.

Debe buscarse el equilibrio entre el periodo de expansión fijado por las economías de escala que prefieren un periodo largo, buscando componentes de capacidad grande, y el periodo determinado por el costo de oportunidad de capital que tiende a ser un periodo corto con componentes de poca capacidad, buscando la inversión inmediata de los recursos en otros proyectos.

2. El periodo de expansión debe escogerse para todo el sistema global y no para cada componente particular, de tal forma que se minimice el impacto causado por las ampliaciones puntuales de cada componente, evitando sobrecostos istrativos. 3. El periodo seleccionado puede ajustarse en cada etapa de expansión cuando existan estudios de demanda realizados durante dos expansiones sucesivas que demuestren cambios en las funciones de demanda, y en general, en las condiciones bajo las cuales se formuló el periodo de expansión inicialmente previsto. 2.4 PROCEDIMIENTO GENERAL DE DISEÑO DE LOS SISTEMAS DE ACUEDUCTO Toda acción relacionada con el diseño, la construcción, la operación, el mantenimiento y/o la supervisión técnica de algún sistema de acueducto, debe seguir el procedimiento general mostrado a continuación: PASO 1 - Definición del nivel de complejidad del sistema Debe definirse el nivel de complejidad del sistema, según se establece en el capítulo 1.3.1 para cada uno de los componentes del sistema. PASO 2 - Justificación del proyecto y definición del alcance Todo componente de un sistema de acueducto debe justificarse con la identificación de un problema de salud pública, del medio ambiente o de bienestar social, el cual tiene solución con la ejecución del sistema propuesto, ya sea mediante la ampliación de cobertura del servicio o mejoramiento de su calidad y eficiencia. PASO 3 - Conocimiento del marco institucional El diseñador del sistema debe conocer las diferentes entidades relacionadas con la prestación del servicio público de suministro de agua potable, estableciendo responsabilidades y las funciones de cada una. Las entidades que deben identificarse son :

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1. 2. 3. 4. 5. 6. 7. 8. 9. 10. 11. 12. 13. 14.

________ ACUEDUCTOS

Entidad responsable del proyecto. Diseñador. Constructor. Rol del municipio, ya sea como prestador del servicio o como del sistema. Empresa de Servicios Públicos y su carácter. (Oficial, mixto o privado) Entidades territoriales competentes. Entidades de planeación. (DNP, DSPD, Ministerio del Medio Ambiente, etc) Entidad reguladora. (CRA u otra) Entidad de vigilancia y control. (SSPD u otra) Operador. Interventor. Acciones proyectadas de la comunidad en el sistema. Autoridad ambiental competente. (Ministerio del Medio Ambiente, corporaciones autónomas regionales, etc) Fuentes de financiación.

PASO 4 - Acciones legales El diseñador debe conocer todas las leyes, decretos, reglamentos y normas técnicas relacionadas con la conceptualización, diseño, operación, construcción, mantenimiento, supervisión técnica y operación de un sistema de acueducto o cada uno de sus componentes en particular. Además, deben tomarse las medidas legales necesarias para garantizar el adecuado desarrollo del sistema de acueducto o alguno de sus componentes. PASO 5 - Aspectos ambientales Debe presentarse un estudio sobre el impacto ambiental generado por el proyecto, ya sea negativo o positivo, en el cual se incluya una descripción de las obras y acciones de mitigación de los efectos en el medio ambiente propios del proyecto. PASO 6 - Ubicación dentro de los planes de ordenamiento territorial y desarrollo urbano previstos El diseñador debe conocer los planes de desarrollo y de ordenamiento territorial planteados dentro del marco de la Ley 388 de 1997 o la que la reemplace y establecer las implicaciones que el sistema de acueducto, o cualquiera de sus componentes, tendría dentro de la dinámica del desarrollo urbano. En particular, el diseño de un sistema acueducto, o cualquiera de sus componentes, debe contemplar la dinámica de desarrollo urbano prevista en el corto, mediano y largo plazo de las áreas habitadas y las proyecta en los próximos años, teniendo en cuenta la utilización del suelo, la estratificación socioeconómica, el plan vial y las zonas de conservación y protección de recursos naturales y ambientales entre otros. PASO 7 - Estudios de factibilidad y estudios previos Todo proyecto de acueducto debe llevar a cabo los estudios factibilidad y los estudios previos mencionados en el capítulo 2 PASO 8 - Diseño y requerimientos técnicos


El diseño de cualquier componente de un sistema de acueducto debe cumplir con los requisitos mínimos establecidos en el RAS 2000. El diseño de cualquier sistema de acueducto debe someterse a una evaluación socioeconómica y estar sujeto a un plan de construcción, operación, mantenimiento y expansión de costo mínimo, siguiendo lo establecido en el capítulo 2.3 PASO 9 - Construcción e interventoría. Los procesos de construcción e interventoría se ajustarán a los requisitos mínimos establecidos en el RAS 2000 PASO 10 - Puesta en marcha, operación y mantenimiento Los procedimientos y medidas pertinentes a la puesta en marcha, la operación y el mantenimiento de los diferentes componentes de un sistema de acueducto deben seguir los requerimientos establecidos para cada componente en particular. 2.4 PLANOS. Todos los planos arquitectónicos, hidráulicos, sanitarios, estructurales, eléctricos, mecánicos y de instalaciones especiales deben ser firmados y rotulados por profesionales debidamente facultados para realizar los diseños respectivos. Los planos que se elaboren en cada una de las especialidades anteriores, deben incluir toda la información básica necesaria para la construcción, tales como :       

Referenciación planimétrica y altimétrica por el IGAC o en su defecto por sistemas de posicionamiento geodésico o satelital. Parámetros de calidad para la construcción. Características y propiedades mínimas de los materiales a utilizar en la construcción Especificaciones e instrucciones de instalación de maquinaria y equipo. Detalles de conexiones, empalmes, juntas y demás casos que merecen explicación particular. Identificación de las redes existentes de acueducto, alcantarillado, gas, energía y teléfonos Suposiciones básicas utilizadas en el diseño y que puedan afectar el uso futuro de la construcción, como cargas supuestas en los análisis, tipo de uso supuesto en el diseño, presiones máximas y mínimas de utilización, precauciones especiales que deben tenerse en cuenta en la construcción o instalación de elementos.

Demás instrucciones y explicaciones que se requieran para poder realizar la construcción e instalación de maquinaria y equipo acorde con el diseño previsto. Además, los planos deben especificar el nivel de complejidad del sistema asignado al proyecto y algunos aspectos que faciliten la comprensión de los manuales de operación y mantenimiento. Aquellos planos que contengan errores aritméticos, de dibujo, cotas, abscisados, transcripción, copia u otras fallas imputables al descuido o falta de revisión por parte del firmante de los mismos, deberán ser corregidos en el original, si es posible, y esto deberá quedar registrado en el mismo plano con la fecha y la firma del responsable de la corrección o modificación. Las copias tomadas de los originales defectuosos deberán ser destruidas para ser reemplazadas por unas nuevas

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________ ACUEDUCTOS

tomadas a partir de los planos originales corregidos. Los planos deben ser elaborados en medios magnéticos para facilitar su corrección, actualización y edición inmediata, permitiendo adicionalmente establecer distintas escalas de impresión de acuerdo a los procedimientos constructivos. 2.5 MEMORIAS. Los planos arquitectónicos, hidráulicos, sanitarios, estructurales, eléctricos, mecánicos, de instalaciones especiales y demás que sean necesarios para la ejecución de la obra, deben ir acompañados por las memorias detalladas de diseño y cálculo que describan los procedimientos por medio de los cuales se realizaron dichos diseños. Las memorias deben incluir entre otros:           

Las suposiciones utilizadas en los diseños. Las metodologías empleadas. La verificación del cumplimiento de los requisitos mínimos establecidos por el Reglamento RAS 2000 Referencia a normas técnicas nacionales o internacionales para los materiales, equipos y procedimientos específicos. Los esquemas con base en los cuales se realizan los planos de construcción. Especificaciones detalladas e instrucciones de instalación de maquinaria y equipo. Las memorias deben especificar en Manuales impresos para tal fin, los procedimientos detallados para puesta en marcha, operación y mantenimiento de cada uno de los sistemas, así como, el nivel de complejidad del sistema asignado al proyecto. Referencia a códigos nacionales. En el caso que se utilice procesamiento automático de información, debe entregarse una descripción detallada de los principios en que se basa el procesamiento automático, así como una descripción de los datos de entrada y salida en el proceso. Manuales de puesta en marcha, operación y mantenimiento. Presupuesto detallado, soportado por un análisis de precios unitarios con la fecha precisa de su elaboración.

Al igual que los planos, las memorias deben indicar claramente el nivel de complejidad del sistema utilizado en los diseños, en los procedimientos detallados y demás actividades del proyecto. Las memorias que contengan errores aritméticos, cotas, abscisados, transcripción, copia u otras fallas imputables al descuido o falta de revisión por parte del diseñador, deberán ser corregidas en el original, si es posible, y las copias procedentes del documento defectuoso deberán ser destruidas. 2.6 ARCHIVO DE MANUALES, PLANOS Y CATASTROS PARA CONTINGENCIAS POR DESASTRE NATURAL O PROVOCADO. Para todos los niveles de complejidad del sistema, los Manuales de puesta en marcha, operación y mantenimiento; los planos de construcción de redes primarias y secundarias de acueducto y/o alcantarillado, así como los planos de catastro de las redes de acueducto y alcantarillado ejecutados a partir de la fecha de expedición del presente Reglamento, con o sin inversión estatal, deberán ser emitidos en medio magnético, magneto-óptico u óptico, compatibles con tecnologías convencionales que permitan ser fácilmente archivados y almacenados para su

CAPITULO 2: INVESTIGACIÓN PRELIMINAR _______________________________________5 consulta posterior en caso de pérdida irremediable del original o por desastre natural. Una copia en cualquiera de estos medios deberá ser enviada al Ministerio de Desarrollo Económico que será el encargado de salvaguardar este bien público directamente o mediante delegación a una entidad privada sin animo de lucro.

MODELO DE PRESENTACION DE PLANOS

CONTENIDO DE EL PROYECTO

LOCALIDAD:

ACUEDUCTO:

CONTIENE:

PROYECTÖ Y CALCULÖ:

REVISO:

DIBUJO:

ESCALA:

PLANCHA N°.

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________1

3. CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO Los factores básicos para efectuar el diseño de un sistema de abastecimiento de agua, adecuado y económico son el período de diseño, la población futura y el consumo de agua. Una parte importante que debe tenerse en cuenta para el diseño de un acueducto es la relacionada con el manejo del medio ambiente en sus dos componentes: los recursos naturales y la comunidad. 3.1 PERÍODO DE DISEÑO Es el número de años que un sistema en sí y sus partes componentes pueden dar un servicio adecuado a cualquier población. Para fijar el período de diseño de los diferentes componentes del sistema se tendrán en cuenta estos factores: -

La curva de demanda proyectada y la programación de inversiones en forma escalonada.

-

La vida útil de los componentes y de los equipos teniendo en cuenta el período de servicio, su mantenimiento y conservación (durabilidad, resistencia, desgaste).

-

La factibilidad de ampliar obras existentes y la construcción del proyecto por etapas.

-

La tasa de crecimiento probable de la población; los posibles cambios de tipo industrial o comercial que inciden en la población. En poblaciones donde el crecimiento es incierto y/o las tasas demográficas no son fijas y muchas veces negativas, es preferible adoptar períodos cortos y preveer en el proyecto las ampliaciones futuras en el caso que se hagan necesarias.

-

La garantía de la fuente en cuanto a caudal y calidad del agua.

El RAS 2000 adopta los siguientes períodos de diseño: 3.1.1. Periodo de diseño de la captación de agua superficial. Para el caso de las obras de captación de agua superficial, los periodos máximos de diseño que se deben utilizar, se especifican en la tabla 3.1:

Tabla 3.1

2 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS Periodo de diseño de la captación de agua superficial. Nivel de Complejidad del Sistema Bajo Medio Medio alto Alto

Período de diseño 15 años 20 años 25 años 30 años

Para los niveles de complejidad medio alto y alto, las obras de captación de agua superficial deberán ser analizadas y evaluadas teniendo en cuenta el período de diseño máximo, llamado también horizonte de planeamiento de proyecto; y si técnicamente es posible, se deberán definir las etapas de construcción, según las necesidades del proyecto, basados en la metodología de costo 3.1.2 Periodo de diseño de pozos profundos de captaciones de agua subterránea. Para el caso de obras de captación de agua subterránea, el período máximo de diseño que se debe utilizar, se especifica en la tabla 3.2: Tabla 3.2 Periodo de diseño de pozos profundos de captaciones de agua subterránea. Nivel de Complejidad del Sistema

Período de Diseño

Bajo

15 años

Medio

15 años

Medio alto

20 años

Alto

25 años

Para los niveles de complejidad medio alto y alto, las obras de captación de agua subterránea deberán ser analizadas y evaluadas teniendo en cuenta el período de diseño máximo, llamado también horizonte de planeamiento de proyecto; y se deberán definir las etapas de construcción de los pozos profundos, según las necesidades del proyecto, basados en la metodología de costo mínimo. 3.1.3 Periodo de diseño de pozos excavados para captación de agua subterránea. Los pozos excavados tendrán un período de diseño de 15 años para los niveles bajo y medio de complejidad. 3.1.4 Período de diseño de las aducciones o conducciones. El período máximo de diseño de las aducciones o conducciones es función del nivel de complejidad del sistema y se debe aplicar el establecido en la tabla 3.3.

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________3 Tabla 3.3 Período de diseño de las aducciones o conducciones. Nivel de Complejidad del Sistema Bajo Medio Medio alto Alto


Para los niveles de complejidad medio, medio alto y alto, las aducciones o conducciones deberán ser analizadas y evaluadas teniendo en cuenta el período de diseño, para definir las etapas de construcción, según las necesidades del proyecto, basadas en la metodología de costo mínimo. 3.1.5 Período de diseño de tanques de almacenamiento y compensación El período de diseño depende del nivel de complejidad del sistema, y debe ser el establecido en la tabla 3.4. Tabla 3.4 Período de diseño de tanques de almacenamiento y compensación Nivel de complejidad del sistema

Período de diseño

Bajo

20 años

Medio

25 años

Medio alto

30 años

Alto

30 años

Partiendo de un análisis de costo mínimo de expansión de capacidad, el diseño de los tanques de almacenamiento debe considerar un desarrollo de construcción de módulos por etapas, hasta completar la capacidad para el final del periodo de diseño, llamado también horizonte de planeamiento del proyecto. 3.1.6 Período de diseño de las redes de distribución. Para todos los niveles de complejidad, los proyectos de redes de distribución de acueducto deberán ser analizados y evaluados teniendo en cuenta el período de diseño, llamado también horizonte de planeamiento del proyecto, con el fin de definir las etapas de diseño según las necesidades del proyecto, basadas en la metodología de costo mínimo. El período de diseño de las redes de distribución de agua potable es función del nivel de complejidad del sistema y se encuentra establecido en las siguientes tablas: Período de diseño de la red matriz o primaria El período de diseño de la red matriz se encuentra establecido en la tabla 3.5:

4 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS

Tabla 3.5 Período de diseño de la red matriz o primaria Nivel de complejidad del sistema Medio Medio alto Alto

Período de diseño 20 años 25 años 30 años

Período de diseño de la red de distribución secundaria o red local El período de diseño de la red secundaria se establece en la siguiente tabla 3.6. Tabla 3.6 Período de diseño de la red de distribución secundaria o red local Nivel de complejidad Período de diseño del sistema Bajo 15 años Medio 15 años Medio alto 20 años Alto 25 años

Período de diseño de redes menores de distribución o red terciaria o red local Para los niveles medio alto y alto de complejidad en los cuales pueden existir redes menores de distribución, el período de diseño debe corresponder al tiempo esperado para alcanzar la población de saturación. Para los niveles de complejidad Bajo y Medio, el período de diseño para redes menores no puede ser superior al tiempo establecido en la tabla 3.7: Tabla 3.7 Período de diseño de redes menores de distribución Nivel de complejidad Bajo Medio

Período de diseño 15 años 20 años

3.1.7 Período de diseño de las estaciones de bombeo. El período de diseño depende del nivel de complejidad del sistema, y debe ser el establecido en la tabla3.8

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________5 Tabla 3.8 Período de diseño de las estaciones de bombeo Nivel de complejidad del sistema Bajo Medio Medio alto Alto


Los Proyectos para las Estaciones de Bombeo deberán ser analizados y evaluados teniendo en cuenta el período de diseño, llamado también horizonte de planeamiento del Proyecto, para definir las etapas de construcción de las obras civiles y las de instalación de equipos, según las necesidades del proyecto, basadas en la metodología de Costo Mínimo. 3.1.8 VIDA ÚTIL La vida útil de los componentes y equipos que se proyectan será superior al período de diseño y podrá estimarse con la siguiente tabla: Obras Civiles Bocatoma (captación) Pozos Tanques de almacenamiento Plantas de tratamiento

Vida Útil, años 30 - 40 30 - 40 30 - 40 30 - 40

" " " "

30 - 40 30 - 40

" "

10 - 15 10 - 15

" "

Tuberías Primarias y Matrices Secundarias o de relleno Equipos Mecánicos Motores 3.2 POBLACIÓN FUTURA En el diseño de un sistema de abastecimiento uno de los datos básicos es la determinación del caudal necesario, para una población o núcleo, el cual depende del número de habitantes y la producción industrial que tendrá la localidad al fin del período de diseño. Cuando estos factores crecen, el consumo de agua aumentará. Los factores más importantes que influyen en el crecimiento de la población son los nacimientos, las muertes y las migraciones de población (aumento o disminución). Algunas localidades tienen población flotante considerable que debe tenerse en cuenta al calcular la población que va a servirse del acueducto; es el caso de poblaciones veraniegas (entrará en juego el criterio del Ingeniero para estimar la población flotante).

6 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS En nuestro medio el crecimiento de las ciudades grandes e intermedias oscila entre el 2 y 3% mientras que para pequeñas y la zona rural está entre 1 y 2%. Sin embargo estos datos no pueden generalizarse y son apenas magnitudes de referencia, pues hay muchas localidades con crecimientos inferiores al 1% y aún negativos. 3.2.1 ANÁLISIS DE LA POBLACIÓN La evaluación del crecimiento de la población a lo largo de un período de diseño determinado es un elemento fundamental tanto para definir el nivel de complejidad de un sistema como para realizar el planeamiento y diseño detallado de cualquiera de los elementos que componen los sistemas de agua potable. 3.2.1.1 NÚCLEO RURAL Para núcleos rurales no se justifica estudios de población muy a fondo (cada entidad fijará sus propias pautas) y bastará el criterio del Ingeniero. Se puede sugerir sin embargo, las siguientes pautas para núcleos rurales en los cuales no se tenga ningún dato censal: -

Población mínima para diseño: 150% de la población actual Población generalmente usada para el diseño: 200% de la población actual.

3.2.1.2 NÚCLEO URBANO Para núcleos urbanos la situación es diferente. Generalmente hay una historia de datos censales que se puede emplear para calcular la rata de crecimiento en el pasado. Todos los métodos de predicción futura que actualmente están en uso requieren el conocimiento de la población pasada y presente del área considerada, los cuales se obtienen con base en los censos. 3.2.1.3 CENSOS Deben recolectarse los datos demográficos de la población, en especial los censos de población del DANE y los censos disponibles de suscriptores de acueducto y otros servicios públicos de la localidad o localidades similares. Con base en los datos anteriores deben obtenerse los parámetros que determinen el crecimiento de la población. La estimación de la población urbana es el aspecto principal en la definición del nivel de complejidad, se establece que esa población debe corresponder a la proyectada al final del periodo de diseño, llamado también horizonte de planeamiento del proyecto. Censos de vivienda Si se dispone de los censos de vivienda de la localidad, éstos deben estar acompañados de todos los datos registrados en las publicaciones correspondientes, indicando la fuente y/o el autor. Con base en los datos anteriores debe obtenerse la tasa de crecimiento de la vivienda. Para verificar los datos de vivienda del último censo deben contabilizarse las casas habitadas en cada zona de la localidad, al igual que los establecimientos comerciales, industriales e institucionales. 3.2.1.4 DENSIDADES ACTUALES Y FUTURAS Teniendo en cuenta la identificación de las zonas actuales de la población y las zonas de expansión futuras, la densidad actual y la densidad proyectada deben hallarse con base en la

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________7 población actual y futura de las zonas con el objeto de verificar la expansión real del sistema de acueducto. Debe tenerse en cuenta la distribución espacial de la población, identificando los diferentes usos de la tierra, tipos de consumidores y la distribución espacial de la demanda. Para todas las zonas de cobertura del sistema de acueducto debe verificarse que las proyecciones de la población no superen las densidades de saturación previstas para la localidad. Las densidades de población y la distribución espacial deben estar acordes con las normas urbanísticas, planes de desarrollo, planes de ordenamiento territorial y demás programas formulados por el gobierno municipal, gubernamental o nacional que determinen la distribución espacial de la población, los usos de la tierra y posibles servidumbres, atendiendo los programas desarrollados según la Ley 188 de 1997. 3.2.2 MÉTODOS DE CÁLCULO 3.2.2.1 Métodos Gráficos Son métodos comunes los cuales se efectúan con base en puntos representativos en un plano, tomando como base el crecimiento de la población. A. Método de la extrapolación gráfica El procedimiento es el siguiente (Figura 3.1): -

Localizar en el gráfico los puntos representativos de la población correspondiente a años censales pasados. Trazado de la línea de mayor acomodo a los puntos dibujados. Prolongación para obtener la población futura.

EJEMPLO 3.1 Sea la población: 1970 1980 1990 2000

12.000 habitantes 20.000 habitantes 23.500 " 28.000 "

Calcular la población para el año 2.010 Respuesta:

Año 2.010 = 33.000 habitantes

Las principales ventajas de la extrapolación gráfica para el cálculo de población son la facilidad y sencillez de operación.

8 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS

POBLACION (Hab)

33000 30000 28000 23500 20000

12000 10000

TIEMPO (Años) 1970

1980

1990

2000

2010

Figura 3.1 Método de la extrapolación gráfica Debido a la renuencia de los diseñadores a extrapolar solo gráficos en línea recta, se han ideado métodos gráficos dirigidos a acomodar en una línea recta los puntos representativos de los datos. Los más comunes son el método aritmético y el método geométrico. B. El método aritmético Se usa papel de coordenadas a escala aritmética (papel milimetrado). El crecimiento de la población está representado por una línea recta aplicada a los puntos dibujados. El unir dos últimos puntos conocidos y prolongar la línea significa que los factores que determinan el crecimiento en el más reciente período de desarrollo y, tendrán un efecto igual en el futuro. Otros puntos pueden utilizarse si se cree que el crecimiento futuro seguirá tal patrón. Es obvio que los resultados variarán ampliamente, dependiendo de la línea seleccionada (Figura 3.2) POBLACION (Hab)

33000 30000 28000 23500

20000

12000 10000

TIEMPO (Años) 1970

1980

1990

2000

2010

Figura 3.2 Método Aritmético

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________9 C. Método geométrico Para el efecto se emplea papel semilogarítmico. Una relación lineal en papel semilogarítmico indica una rata de crecimiento constante (Figura 3.3). POBLACION (Hab)

1000000

100000

10000

TIEMPO (Años) 1970

1980

1990

2000

2010

Figura 3.3 Método geométrico D. Método comparativo Una variante de los métodos gráficos es el llamado método comparativo. Se utiliza principalmente cuando la información censal es insuficiente o poco confiable, lo cual hace que las proyecciones geométricas y exponencial arrojen resultados que no corresponden con la realidad. En este método el futuro crecimiento de una comunidad se supone seguirá el patrón de otras dos o tres más antiguas y más grandes, cuyo crecimiento en el pasado mostró características similares a las esperadas en cuestión (población, desarrollo industrial y comercial, tipo humano y clima). Uno de los municipios (población B) debe ser de la misma región, con desarrollo, clima y tamaño similar al del municipio en estudio y obviamente con información confiable en cuanto a crecimiento de la población. El otro municipio (población C) debe ser de la misma región, con desarrollo y clima similar al del municipio en estudio (población A) pero con un número de habitantes mayor al de este municipio. El tercer municipio (población D) debe ser de otra región del país con una número de habitantes mayor al del municipio en estudio (población A) y con un desarrollo y clima similar. La predicción deseada se obtiene extendiendo la curva de crecimiento de la zona de estudio de acuerdo con la pasada curva de crecimiento de la zona patrón. Con frecuencia se usan varios patrones de ciudades diferentes, a fin de establecer un campo de posible crecimiento futuro. Las curvas de crecimiento de las diferentes ciudades se trasladan al punto A. A partir del momento en que aquellas tienen una población igual a la de la comunidad en estudio, la curva A-A' adoptada refleja la tendencia general (Figura 3.4).

10 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS POBLACION (Hab)

160000

D C B

150000

D' A' C' B'

140000

130000

A

120000 CURBA DE LA POBLACION EN ESTUDIO

110000

100000 40

30

20

10

0

10

Años antes del censo

20

TIEMPO (Años)

Años despues del censo

Figura 3.4 Método Comparativo Los cálculos gráficos pueden servir suficientemente para períodos cortos. También son útiles para comprobar aproximadamente el resultado de otros métodos. Su principal falla radica en la hipótesis de que las relaciones que han existido en el pasado para otras comunidades, continúan existiendo en el futuro con la misma intensidad, para la población en estudio. 3.2.2.2 Métodos matemáticos El uso de ecuaciones matemáticas para el cálculo supone que el pasado crecimiento de la población ha seguido cierta relación matemática identificada y que en el futuro la variación de población seguirá un patrón establecido por esa relación. El método de cálculo para la proyección de la población depende del nivel de complejidad del sistema según se muestra en la tabla 3.8. Se calculará la población utilizando por lo menos los siguientes modelos matemáticos: Aritmético, geométrico y exponencial, seleccionando el modelo que mejor se ajuste al comportamiento histórico de la población. Los datos de población debe estar ajustados con la población flotante y la población migratoria. En caso de falta de datos se recomienda la revisión de los datos de la proyección con los disponibles en poblaciones cercanas que tengan un comportamiento similar al de la población en estudio. TABLA 3.8 Métodos de cálculo permitidos según el Nivel de Complejidad del Sistema

Método por emplear Aritmético, Geométrico y exponencial Aritmétrico + Geométrico + exponencial + otros Por componentes (demográfico) Detallar por zonas y detallar densidades

Nivel de Complejidad del Sistema Bajo Medio Medio alto Alto X X X X X X

X X

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________11 Entre los métodos matemáticos, se tiene: A. Método aritmético Se supone que la tasa de variación de la población con el tiempo es constante: ∂P =K ∂t

Integrando la ecuación entre los límites t i , año inicial y t f año final se tiene: Pf

tf

∫Pi ∂P = K ∫ti ∂t = K(tf − ti) P f − P i = K ( tf − ti )

Pf = Pi − K (tf − ti ) Siendo: P f = población para un año futuro (año de predicción) P i = población del año inicial o año básico La constante K se puede calcular así:

K=

P 2 − P1 t 2 − t1

En la cual P 2 y P 1 son las poblaciones de los años t 2 y t 1 obtenidos de la información existente. La aplicación exacta de la fórmula implica no tener en cuenta la dinámica de crecimiento en los años intermedios con información censal. Por tanto, se sugiere que a los resultados obtenidos se les haga un análisis de sensibilidad teniendo en cuenta las siguientes variaciones metodológicas: •

Usar como año inicial para la proyección cada uno de los años existentes entre el primero y el penúltimo censo.

•

Calcular una tasa de crecimiento poblacional representativa de la dinámica entre los diferentes datos censales disponibles, y con esta realizar las proyecciones a partir de los datos del último censo

EJEMPLO 3.2 Una comunidad tiene los siguientes datos: Censo

9 de mayo de 1.991

30.875 habitantes.

Censo

15 de julio de 2.004

59.585 habitantes.

12 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS Calcular la población que tendrá el 30 de junio del año 2.024. Intervalo entre censo: t 2 - t 1 = 13 años, 2 meses, 6 días = 13,183 años. Intervalo para el crecimiento futuro: t f - t i = 9 años, 11 meses, 15 días = 9,958 años p 2 - p 1 = 59.585 - 30.875 = 28.710 k=

28.710 = 2.178 13.183

P f = 59585 + 2.178 * (9958) = 81.273 habitantes B. Método Exponencial La utilización de este método requiere conocer por lo menos tres censos para poder determinar el promedio de la tasa de crecimiento de la población. Se recomienda su aplicación a poblaciones que muestren apreciable desarrollo y poseen abundantes áreas de expansión. Se supone que el crecimiento de la población es proporcional a la población existente en un momento dado: ∂P =KP ∂t Pf

∫Pi

∂P P = K

K = constante

tf

∫ti

∂t

PF

Ln

=Kt

Pi

tf ti

Ln Pf − Ln Pi = K( t f − t i ) Ln Pf = Ln Pi + K( t f − t i )

Pf = Pi × e

k × (T f − Ti )

La cual es la ecuación empleada por este método. La constante K puede calcularse así:

Ln P2 − Ln P1 = K (t2 − t1 )

k=

LnP2 − LnP1 T2 − T1

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________13 Donde K es la tasa de crecimiento de la población la cual se calcula como el promedio de las tasas para cada par de censos, P 2 y P 1 son las poblaciones de los años t 2 y t 1 obtenidas de la información existente (censos). C. Método Geométrico El Método Geométrico es útil en poblaciones que muestren una importante actividad económica, que genera un apreciable desarrollo y que poseen importantes áreas de expansión las cuales pueden ser dotadas de servicios públicos sin mayores dificultades. La solución de la ecuación diferencial exponencial puede también visualizarse de la siguiente forma: Reemplazando ek del método exponencial por (1 + r) se tiene la fórmula de interés compuesto: Pf = Pi(1 + r ) tf − ti

Si t f − t i = n

Periodo de tiempo que se quiere averiguar de la población.

Pf = Pi (1 + r ) n En donde r es la rata de crecimiento anual y n el número de años en consideración. Cuando no se posea la rata de crecimiento anual de una localidad. La tasa de crecimiento anual se calcula de la siguiente manera:

P2 = P1 (1 + r ) m Donde m = t 2 − t 1 período de tiempo entre dos censos

Log (1 + r ) =

Log ( P2 / P1 ) Log ( P2 / P1 ) = m t2 − t1

Donde P 2 y P 1 son las poblaciones de los años t 2 y t 1 obtenidos de los censos. Expresado de otra forma tenemos: 1

 P  (T2 −T1 ) −1 r =  2   P1  La escogencia entre el método aritmético y el método geométrico se basa en la inspección del gráfico trazado a partir de la escala aritmética. Una aparente relación lineal implicaría el uso del método aritmético; en cambio una curva aparentemente cóncava hacia arriba implicaría el uso del geométrico. EJEMPLO 3.3 De acuerdo con los datos censales siguientes, obtenidos de una localidad, calcular la población para el año 2024:

14 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS 1984 1994 2004

55.000 habitantes 65.000 " 85.000 "

a) Por el método exponencial: Pf = Pi e K( tf − ti)

- Hallar el valor de K entre 1984 y 1994.

K1 =

Ln 65.000 − Ln 55.000 = 0.0167 1994 − 1984


K2 =

Ln 85.000 − Ln 55.000 = 0.0217 2004 − 1984


K3 = Km =

Ln 85.000 − Ln 65.000 = 0.0268 2004 − 1994

K1 + K 2 + K 3 0.02170. + 0.0167 + 0.0268 = = 0.02176 3

P f = 85000 e(0.02176)(2024 - 2004) = 131.348 b) Por el método geométrico: Hallar la rata de crecimiento entre 1984 y 1994. 1

1

 P  (T2 −T1 )  65.000 1994 −1984 = 0.0168 r =  2  −1 =    55.000   P1 

r = 1.68 ≅ 1.7%

- Hallar la rata de crecimiento entre 1.984 y 2.004

P  r =  2   P1 

1 (T2 −T1 )

1

 85.000  2004 −1984 = 0.022 −1 =    55.000 

- Hallar la rata de crecimiento entre 1.994 y 2.004

r = 2.2%

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________15 1

1

 P  (T2 −T1 )  85.000  2004 −1994 = 0.027 r =  2  −1 =    65.000   P1 

r = 2.7%

Efectuando un promedio de r se obtiene: ∑ r = 1,68 + 2,2 + 2,7 = 6.6

rm =

1.7 + 2.2 + 2.7 = 2.2 % 3

Para el año 2024 la población final será: P f = 85.000 (1 + 0,022)20 = 131.352 habitantes. Cuando el tamaño de la población, las condiciones demográficas, el crecimiento de la población no continuo o las condiciones externas que generen periodos demográficos cambiantes en el tiempo requieran la utilización de métodos de cálculo de población diferentes a los presentados en la Tabla 2.1, otros métodos podrán ser empleados bajo la aprobación de la empresa prestadora del servicio y la opinión de expertos en estudios demográficos así: D. Estudios demográficos detallados. Para la estimación de la población, en los estudios de planeamiento de servicios para los niveles de complejidad medio alto y alto, se considera una buena práctica realizar estudios demográficos detallados conducidos por profesionales en la demografía. Métodos como el de los componentes demográficos, que analiza la variación en el tiempo de parámetros como la natalidad, la mortalidad, la emigración y la inmigración, son de gran utilidad y confiabilidad para obtener un sustento sólido a las proyecciones de población que permita una adecuada estimación de la demanda de los servicios y en ejecución de obras, que usualmente involucran importantes inversiones del municipio así su endeudamiento por varios años. Solo una adecuada proyección de población y de demanda de los servicios permitirá un óptimo aprovechamiento de estos recursos. E) Método de la tasa decreciente de crecimiento. La experiencia indica que cuando mayor se hace una ciudad en virtud de su desarrollo, menor será la tasa anual de crecimiento, conforme la población se acerca de valor de saturación. La suposición de una tasa decreciente de crecimiento es uno de los métodos más confiables para estimar poblaciones futuras, especialmente si se comprueba con ciudades comparables que han excedido ya la población actual de la ciudad que se está considerando. Matemáticamente, este decrecimiento del porcentaje de incremento se traduce en una corrección de la fórmula del método geométrico y se calcula la constante Kd, mediante la expresión deducida de :

16 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS ∂P = Kd(S − P) ∂t

Donde: S = Población de saturación P = Población histórica Kd = Constante de la tasa decreciente de crecimiento.

∂P = Kd(S − P)∂t

Integrando: ∂P

Pi

ti

∫Po (S − P) = ∫to Kd

∂t

U = (S − P) ; ∂U = −∂P

-

Ui ∂U

ti

∫Uo U = ∫to Kd

∂t

 Ui   = K d (ti − to) ; Uo 

- Ln 

 S − Pi  Ln   S − Po  Kd = ti − to

Para una población futura: Luego: Pf = S − ( S − Pi )

e

 S − Pi  Ln    S − Po  Kd = ti − to

− Kd ( tf

− ti )

EJEMPLO 3.4 Población de saturación S = 62.000 habitantes Censo 1.995 P 2 = 36.203 hab. Censo 1.983 P 1 = 27.262 hab. Período intercensal entre t 2 y t 1 = 11 años = 351 días = 11,96 años

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________17  S − P2  − Ln  S − P1   Kd = t 2 − t1  62.000 − 36.000  − Ln   62.000 − 27.262  Kd = = 0.02488 11.96

Calcular la población futura a junio 30 / 2.020 Período intercensal entre t f - t o = 24 años + 255 días = 24,6986 años P f = S - (S-P I ) * e -Kd (tf - ti) = 62.000 - (62.000 - 36.203) * e - 0,02488 (24,6986) P f2.020 = 48.045 hab 3.2.2.3 Métodos empíricos usados para períodos largos A. Parábola común de segundo grado Tiene por ecuación:

Y = a + bX + cX 2 Para períodos de 20 a 40 años, las ramas de una de estas curvas se ajusta con bastante exactitud a 3 ó 4 datos censales. Se toma Y = población calculada y X igual a período de tiempo partiendo de un año cualquiera. Si se trata de ajuste para mayor número de puntos censales se recurre al método de los mínimos cuadrados. EJEMPLO 3.5 Estudiar el crecimiento del problema anterior utilizando como curva la parábola común de segundo grado: Años

Fecha

1.970 1.980 1.990

junio 10 junio 10 junio 10

Población (hab.) 55.000 65.000 85.000

Se procede a hacer pasar la parábola por los tres puntos obligados correspondientes a los años 1.970, 1.980, 1.990, tomando como origen de abcisas el año 1.970. Se tiene: Puntos

1 2 3

Años

1.970 1.980 1.990

Abcisas X 0 10 20

Ordenadas Y 55 65 85

X2 0 100 400

18 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS Reemplazando en la ecuación dada, los valores correspondientes a X, Y, X2 se tiene el siguiente sistema de ecuaciones: 1. 2. 3.

55 = a 65 = a + 10b + 100c 85 = a + 20b + 400c

que se reduce al siguiente sistema de dos ecuaciones: 10b + 100c = 10 20b + 400c = 30 La solución del sistema da: a = 55

b = 0,5

c = 0,05

y la ecuación buscada es la siguiente : Y = 55 + 0,5X + 0,05X2 Para hallar la población en el año 2.020, el período transcurrido es de 50 años (1.970 - 2.020). Y = 55 + 0,5(50) + 0,05(2.500) Y = 55 + 25 + 125 = 205 (miles) Existen otros métodos para períodos largos como son: B. Parábola cúbica Tiene por ecuación:

Y = a + bX + cX 2 + dX 3 Las coordenadas X y Y tienen el mismo significado antes explicado. Normalmente se emplea para períodos más largos que los anotados anteriormente. C. La parábola logarítmica Cuya ecuación es: Y = a + bX + cX 2 + d LogX

Este tipo de ecuación es la que da mejores resultados que los anteriores, especialmente para períodos relativamente largos como una centuria. D. Fórmulas de origen racional Curva logística de Verhulst :

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________19 Y=

K 1 + ce−ax

Y = Población en un momento dado X = Tiempo K, c, a = parámetros

3.2.2.4 Ajuste por población flotante y población migratoria El cálculo de la población por abastecer debe considerar actividades turísticas, laborales, industriales y/o comerciales que representen población flotante. Debe ajustarse la proyección de la población para tener en cuenta la población flotante, de acuerdo con los estudios socioeconómicos disponibles para la población. En caso de que existan posibilidades de migración hacia el municipio, ésta debe tenerse presente en los estudios de proyección de la población. En caso de que no existan datos, el diseñador debe proyectar la población utilizando alguna metodología especial establecida de común acuerdo con el contratante. 3.2.2.5 Etnias minoritarias En caso de que en el municipio objeto de la construcción o ampliación de un sistema de acueducto exista una etnia minoritaria, la proyección de la población de ésta debe ser objeto de un estudio individual detallado. 3.3 CONSUMO DE AGUA Es la cantidad de agua necesaria que requerirá una población. La base más segura para el cálculo del consumo de agua son los datos de consumo actual y pasado, teniendo en cuenta los factores que pueden influir en el futuro. El consumo es expresado en términos del consumo medio diario por habitante durante un año (dotación). Se obtiene sumando el consumo de todos los días del año y dividiendo el consumo total por 365 días y por la población:

Qt = q1 + q2 + q3 +  + q365 qm =

Qt 365 * P

Donde: qm = consumo medido expresado en lt/Hab/día

P = Población servida (no la población total) Los factores que pueden influir en el consumo medio diario son:

20 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS -

Tamaño de la población : a mayor tamaño mayor consumo, por los usos limitados en poblaciones pequeñas. En una ciudad pequeña es probable que existan áreas más grandes servidas inadecuadamente por acueducto y alcantarillado que en una ciudad grande. El consumo por persona tiende a crecer a medida que la población aumenta.

-

El alcantarillado, su ausencia tiene un efecto considerable sobre el consumo : en una casa sin alcantarillado, su consumo no excede a 38 Lt/Hab/día. Una casa media con alcantarillado iguala o excede a 100 Lt/Hab/día.

-

Calidad del agua: a mejor calidad del agua mayor consumo.

-

Presión : un incremento en la presión tendrá un efecto igual al anterior.

-

Clima : en regiones áridas donde los veranos son calientes y secos se usa agua para regar, el consumo doméstico se incrementa por más baños y el consumo público será afectado por más riegos de parques, zonas de recreación, etc.

-

Características de la población: depende del estado económico de los consumidores. En una zona residencial el consumo es alto. En zonas suburbanas muchas veces poseen un solo grifo y no poseen alcantarillado.

-

Uso de medidores: la carencia de medidores tiene un efecto definido sobre el consumo de agua. La instalación de medidores reduce el consumo de agua. Si se colocan medidores en toda una ciudad el consumo se reducirá en un 50% del consumo sin medidor.

3.3.1 CONSUMO DE AGUA PARA VARIOS FINES Para hacer una inteligente aplicación de los datos relativos al uso del agua, es deseable tener algún conocimiento acerca del consumo del agua para varios fines. Este dato es de gran importancia en el diseño de las diferentes partes de un sistema de distribución. Los diferentes usos de agua pueden ser clasificados en siete clases: 3.3.1.1 Uso doméstico Incluye el agua suministrada a las casas, hoteles, etc., con fines sanitarios, bebida, lavado, riego de jardines, etc. Varía según las condiciones de vida de los consumidores, siendo la variación usual entre 38 y 227 Lt/Hab/día y en promedio de 132 a 150 Lt/Hab/día El consumo doméstico puede ser cerca del 30% del total de la ciudad promedio. El diseñador debe analizar detenidamente la dotación de uso residencial teniendo en cuenta las siguientes disposiciones: 1.

En general el consumo total de uso residencial aumenta con el tiempo. El diseñador debe justificar la proyección de la dotación para las etapas de construcción de las obras del sistema de acueducto y para el período de diseño de cada uno de sus componentes.

2.

Debe atenderse lo estipulado en el artículo 15 de la Ley 373 de 1997, sobre uso eficiente y ahorro del agua, o la que la reemplace, sobre la tecnología de bajo consumo y la reglamentación que exista al respecto, considerando el uso de micromedidores de caudal,

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________21 reguladores de caudal, reguladores de presión o cualquier otro tipo de rio que implique una reducción en el consumo. 3.

El diseñador debe tener en cuenta la utilización de aparatos de bajo consumo, con el fin de determinar el posible ahorro y el efecto de estos instrumentos en la dotación neta.

4.

El diseñador debe deducir la dotación de uso residencial para el diseño de los sistemas de acueducto con base en mediciones directas hechas en la localidad. Cuando en ésta no existan micromedidores de caudal, el diseñador puede estimar la dotación por comparación de poblaciones cercanas con características similares.

5.

Al hacer el estudio de la dotación por uso residencial deben tenerse en cuenta, entre otros, los siguientes factores: el tamaño de la población, las condiciones socioeconómicas, el clima, la cobertura de medidores, los aspectos sanitarios y demás factores que se estimen convenientes.

6.

La dotación por uso residencial debe incluir el riego de jardines.

7.

Las variaciones que sean propuestas por el diseñador a las dotaciones antes establecidas deben estar técnicamente justificadas, teniendo en cuenta aspectos climatológicos y socioeconómicos del municipio.

Se presenta a titulo informativo los siguientes rangos para los diferentes consumos domésticos: Consumo doméstico Aseo personal Cocina Lavado de ropa Inodoros Lavado de pisos Rociado de plantas

Lt/Hab/día 20 - 75 10 - 30 15 - 20 30 - 50 5 - 10 5 - 15

Consumos futuros Estimado el consumo actual éste puede incrementarse de acuerdo con la evolución de los factores que afectan el consumo. Los métodos para proyectar el consumo, en función de la población son: 1. Método de Planeación Nacional.

Consumo(lt / Hab / día ) =

LogP − 1.8 0.014

Donde P = Población actual o futura 2. Por otra parte , los análisis estadísticos para comunidades de Estados Unidos muestran que el consumo se incrementa en un 10% del incremento de población.

22 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS Tomando en cuenta los datos pasados y presente de los consumos de una localidad podemos proyectar los consumos en base a la expresión

C f = Co + (1 + r ) n Donde: Cf = Consumo futuro. Co = Consumo inicial. r = tasa de crecimiento del consumo, calculada en base datos de consumo pasados y presentes 3.3.1.2 Uso comercial Para establecer el uso comercial, el diseñador debe utilizar un censo comercial y realizar un estimativo de consumos futuros. El diseñador debe cuantificar y analizar detenidamente la dotación comercial de acuerdo con las características de dichos establecimientos. Deben estudiarse los consumos puntuales o concentrados de demandas. El uso comercial también incluye el uso en oficinas. 3.3.1.3 Uso industrial Incluye el agua suministrada a las plantas industriales. Su importancia dependerá de las condiciones locales, tales como la existencia de grandes industrias. El uso industrial fluctúa entre el 15% y 65% del total; en promedio, el 32%. Para estimar el uso industrial, el diseñador debe utilizar censos industriales y estimativos de consumos futuros. El diseñador debe cuantificar y analizar detenidamente la dotación industrial de acuerdo con las características de dichos establecimientos. Deben estudiarse los consumos puntuales o concentrados demandados con el fin de establecer los posibles grandes consumidores. 3.3.1.4 Uso rural En caso de que el municipio objeto de la construcción de un nuevo sistema de acueducto o la ampliación del sistema de acueducto existente tenga que abastecer población rural, el diseñador debe utilizar los datos del censo rural y estimar los consumos futuros. El diseñador debe cuantificar y analizar detenidamente la dotación rural de acuerdo con las características establecidas en el censo. 3.3.1.5 Uso para fines públicos El consumo para uso público utilizado en los servicios de aseo, riego de jardines y parques públicos, fuentes públicas y demás, se estimará entre el 0 y el 3% del consumo medio diario doméstico, siempre y cuando no existan datos disponibles. En caso de que estos datos existan, servirán para establecer la proyección del uso público en el municipio. 3.3.1.6 Uso escolar En caso de que en el municipio objeto de la construcción de un nuevo sistema de acueducto o de la ampliación del sistema existente se localice una concentración escolar importante que implique

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________23 la permanencia durante el día de una población adicional, el diseñador debe analizar y cuantificar detenidamente la dotación de uso escolar de acuerdo con las características de los establecimientos de educación. 3.3.1.7 Uso institucional Deben identificarse los establecimientos y predios que requieran una dotación especial debido a las características de sus actividades, tales como hospitales, cárceles, hoteles etc. 3.4 DOTACIÓN NETA La dotación es la asignación de agua que se le hace a un habitante de un sistema de acueducto. La demanda total de agua se obtiene cuado se multiplica la población que va a ser servida por la dotación; por tal razón la evaluación de la dotación es tan importante como la proyección de la población. La dotación tal como se ha definido, se denomina usualmente “ dotación bruta “ y en su definición intervienen dos variables : la dotación neta y el índice de pérdidas de agua en el sistema de acueducto La dotación neta corresponde a la cantidad de agua requerida por un habitante o del servicio de acueducto para satisfacer sus necesidades básicas normales, sin considerar las pérdidas que ocurran en el sistema de acueducto. 3.4.1 DOTACIÓN NETA MÍNIMA Y MÁXIMA La dotación neta depende del nivel de complejidad del sistema y sus valores mínimo y máximo se establecen de acuerdo con la tabla 3.9. TABLA 3.9 Dotación neta residencial según el Nivel de Complejidad del Sistema Nivel de complejidad del sistema Bajo Medio Medio alto Alto

Dotación neta mínima (L/hab·día )

Dotación neta máxima (L/hab·día)

100 120 130 150

150 175 -

En el caso de ampliaciones de sistemas de acueducto, la dotación neta mínima debe fijarse con base en el análisis de los datos de producción y consumo del sistema sin incluir las pérdidas. La dotación puede obtenerse del consumo medio diario por habitante registrado durante un año. En aquellos casos en los que exista una carencia notable del recurso agua, pueden tenerse dotaciones netas inferiores a las establecidas en la tabla 3.9. En éste caso debe tenerse autorización expresa de la Dirección de servicios públicos domiciliarios DSPD.

24 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS

3.4.2 ESTIMACIÓN DE LA DOTACIÓN NETA SEGÚN REGISTROS HISTÓRICOS Siempre que existan datos históricos confiables para el municipio, la dotación neta para el diseño de un nuevo sistema de acueducto o la ampliación de un sistema existente debe basarse en el análisis de los datos de medición. En este caso la metodología para estimar la dotación neta deberá cubrir los siguientes pasos en orden secuencial: 

Investigar si para la facturación de consumos de agua en el sistema, se tiene instalados macro y micromedición; si estos se tienen, conseguir registros históricos de consumos para los diferentes usos del agua, durante por lo menos un año.

Se debe indagar si la información obtenida ya fue objeto de análisis y crítica para descartar aquella proveniente de micromedidores en mal estado de funcionamiento. Si este proceso no se ha realizado se debe analizar en detalle y depurar la información eliminando aquellos valores de consumo, que por ser supremamente bajos o altos indiquen deficiencia en la medida o en la lectura. 

Verificar las condiciones operativas del sistema de suministro de agua durante el período de análisis de los consumos, para constatar que los s medidos tuvieron un pleno abastecimiento.

En un sistema en el que exista racionamiento, el consumo medido no es el mejor estimativo de las necesidades reales de un que corresponde a la dotación neta. 

Optar por instalar algunos micromedidores en acometidas de los s representativos de los principales usos que tenga el agua, si en el municipio en cuestión no existe medición detallada de consumos de agua.

3.4.3 ESTIMACIÓN DE LA DOTACIÓN NETA POR COMPARACIÓN CON POBLACIONES SIMILARES En el caso de que no existan datos en el municipio para el diseño de un nuevo sistema de acueducto o la ampliación del sistema de acueducto existente, los cálculos necesarios para estimar la dotación neta deben hacerse teniendo en cuenta los datos de poblaciones similares. El diseñador debe tener en cuenta los siguientes aspectos para la elección de las poblaciones similares: temperatura media, hidrología, tamaño de la población, nivel socioeconómico, tamaño del sector comercial y tamaño del sector industrial, entre otros. Como última opción y cuando no es factible apelar a ninguno de los métodos anteriores se debe recurrir a asignar con criterio una dotación neta a cada uso del agua. Para el caso de la dotación neta residencial esta asignación debe hacerse dentro de los valores máximos y mínimos descritos en el numeral 3.4.1. En la evaluación de las dotaciones netas de agua de un municipio se pueden tener tantas dotaciones como usos de agua existan: residencial, comercial, industrial, institucional, fines públicos, escuelas y rurales; todos los cuales deberán ser considerados en la evaluación de dotaciones y demandas de agua. Sin embargo, es una práctica común de la ingeniería que en sistemas donde los consumos del uso residencial representen más del 90% del consumo total, el cálculo de la demanda de agua se realice únicamente a partir de la dotación neta residencial sumándole a esta un pequeño porcentaje que tenga en cuento los otros usos agrupados. En caso

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________25 contrario, el cálculo de la demanda de agua debe hacerse en forma desagregada para cada uno de los usos principales y para cada uno de ellos debe determinarse dotaciones netas. 3.4.4 CORRECCIONES A LA DOTACIÓN NETA. La dotación neta obtenida en los literales 3.4.1, 3.4.2 o 3.4.3 puede ajustarse teniendo en cuenta estudios socioeconómicos del municipio, el costo marginal de los servicios y el efecto del clima en el consumo. En los niveles bajo y medio de complejidad este ajuste no puede superar el 20% del valor de la dotación neta establecido inicialmente. En los niveles de medio alto y alto de complejidad puede incrementarse la dotación neta para cierto tipo de consumidores por encima del 20%, siempre y cuando el aumento se produzca únicamente para algún tipo especial de consumo de los mencionados en el literal 3.3.1. 3.4.4.1 Efecto del tamaño de la población en la dotación neta Para los niveles alto y medio alto de complejidad, la dotación neta puede corregirse teniendo en cuenta el efecto del tamaño de la población en el consumo, considerando que en una población de mayor tamaño pueden existir un número mayor de actividades que requieran agua, tales como máquinas de limpieza, lavado de automóviles, etc. El ajuste por tamaño de población debe ser justificado con registros históricos. 3.4.4.2 Efecto del clima en la dotación neta Teniendo en cuenta el clima predominante en el municipio, el diseñador puede variar la dotación neta establecida anteriormente teniendo en cuenta la tabla 3.10. TABLA 3.10 Variación a la dotación neta residencial según el clima y el Nivel de Complejidad del Sistema Nivel de complejidad del sistema

Clima templado (Entre 20°C y 28°C)

Bajo Medio Medio alto

Clima cálido (Mas de 28°C) + 15 % + 15 % + 20 %

Alto

+ 20 %

+ 15 %

+ 10% + 10 % + 15 %

Clima frío (Menos de 20°C)

No se ite Corrección por clima

3.4.4.3 Corrección por sistema de alcantarillado existente La dotación neta puede verse afectada por el sistema de alcantarillado en servicio en el municipio. Específicamente, si no existe alcantarillado o si la capacidad del alcantarillado es baja, debe asignarse la dotación mínima.

26 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS

3.5 PÉRDIDAS 3.5.1 PÉRDIDAS EN LA ADUCCIÓN (AGUA CRUDA) Debe establecerse un nivel de pérdidas en la aducción antes de llegar a la planta de tratamiento. El nivel de pérdidas en la aducción debe ser inferior al 5%. 3.5.2 NECESIDADES DE LA PLANTA DE TRATAMIENTO Debe considerarse entre 3% y 5% del caudal medio diario para atender las necesidades de lavado de la planta de tratamiento. 3.5.3 PÉRDIDAS EN LA CONDUCCIÓN (AGUA TRATADA) Debe establecerse el nivel de pérdidas en la conducción después de la planta de tratamiento y antes del comienzo de la red de distribución. Esta cantidad debe ser un porcentaje del caudal medio diario, el cual debe ser inferior al 5%. 3.5.4 PÉRDIDAS TÉCNICAS EN EL SISTEMA DE ACUEDUCTO Las pérdidas técnicas corresponden a la diferencia entre el volumen de agua tratada y medida a la salida de la(s) planta(s) potabilizadora(s) y el volumen entregado a la población medido en las acometidas domiciliarias del municipio. Para estimar el porcentaje de pérdidas técnicas deben tenerse en cuenta los datos registrados disponibles en el municipio sobre pérdidas de agua en el sistema de acueducto desde la(s) planta(s) potabilizadora(s), incluidos los consumos operaciones en la red. Para los municipios que no tengan registros sobre las pérdidas de agua en el sistema de acueducto, el porcentaje de pérdidas técnicas isible depende del nivel de complejidad del sistema, como se establece en la tabla 3.11. En este caso, debe ejecutarse un programa de medición con el objeto de establecer el porcentaje de pérdidas del sistema de acueducto desde la(s) planta(s) potabilizadora(s). TABLA 3.11 Porcentajes máximos isibles de pérdidas técnicas

Nivel de complejidad del sistema Bajo Medio Medio alto Alto

Porcentajes máximos isibles de pérdidas técnicas para el cálculo de la dotación bruta 40 % 30 % 25 % 20 %

La tabla anterior expresa los valores máximos isibles de las pérdidas técnicas. Sin embargo a la luz del Artículo 6º de la Resolución 1795 de la CRA, todos los sistemas de acueducto están comprometidos a realizar esfuerzos para disminuirlas al máximo pues el nivel máximo de agua no contabilizada que se aceptará para el cálculo de los costos de la prestación del servicio de

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________27 acueducto será del 30%. De otro lado la Ley 373 de junio de 1997, por la cual se establece el programa para uso eficiente y ahorro del agua, invita a hacer esfuerzos ingentes para reducir las pérdidas de los sistemas de acueducto en el territorio nacional. 3.5.5 PÉRDIDAS COMERCIALES Las pérdidas comerciales se obtienen de la diferencia entre el volumen de agua entregado a la salida de las plantas de tratamiento y el volumen facturado por la empresa de acueducto. 3.6 DOTACIÓN BRUTA La dotación bruta debe establecerse según la siguiente ecuación:

Dbruta =

Dneta 1− % p

El porcentaje de pérdidas técnicas para determinar la dotación bruta no debe ser superior al porcentaje de pérdidas establecido en la tabla 3.11. Para efectos del cálculo de la dotación bruta puede adoptarse un porcentaje de pérdidas más alto al establecido, siempre y cuando se justifique económicamente que no resulta factible reducir las pérdidas al valor isible. En este caso, el sistema de acueducto debe complementarse con un programa de reducción de pérdidas que tenga como meta el valor que resulte menor entre el establecido en la tabla 3.11 y el que determine la CRA. La dotación bruta se debe calcular para cada uno de los usos del agua en el sistema, salvo en los casos donde el uso residencial es mayor al 90 % de los usos totales. En ellos la dotación residencial se considera como representativa del sistema siendo necesario adicionarla solo en un pequeño porcentaje para tener en cuenta el consumo de otros usos. En la proyección de la dotación bruta debe considerarse la variación del índice de pérdidas en el tiempo. 3.7 DEMANDAS 3.7.1 Caudal medio diario El caudal medio diario, Qmd, es el caudal medio calculado para la población proyectada, teniendo en cuenta la dotación bruta asignada. Corresponde al promedio de los consumos diarios en un período de un año y puede calcularse mediante la siguiente ecuación:

Q md =

P ⋅ D bruta 86400

3.7.2 Caudal máximo diario El caudal máximo diario, QMD, corresponde al consumo máximo registrado durante 24 horas durante un período de un año. Se calcula multiplicando el caudal medio diario por el coeficiente de consumo máximo diario, k1.(Véase 3.7.4) El caudal máximo diario se calcula mediante la siguiente ecuación:

28 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS

QMD = Qmd * K1 3.7.3 Caudal máximo horario El caudal máximo horario, QMH, corresponde al consumo máximo registrado durante una hora en un período de un año sin tener en cuenta el caudal de incendio. Se calcula como el caudal máximo diario multiplicado por el coeficiente de consumo máximo horario, k2, (véase 3.7.5) según la siguiente ecuación:

QMH = QMD * K 2 3.7.4 Coeficiente de consumo máximo diario - k1 El coeficiente de consumo máximo diario, k1, se obtiene de la relación entre el mayor consumo diario y el consumo medio diario, utilizando los datos registrados en un período mínimo de un año.

K1 =

QMD Qmd

En caso de sistemas nuevos, el coeficiente de consumo máximo diario, k 1 , depende del nivel de complejidad del sistema como se establece en la tabla 3.12.

TABLA 3.12 Coeficiente de consumo máximo diario, k1, según el Nivel de Complejidad del Sistema

Nivel de complejidad del sistema

Bajo Medio Medio alto Alto

Coeficiente de consumo máximo diario - k1 1.30 1.30 1.20 1.20

3.7.5 Coeficiente de consumo máximo horario con relación al consumo máximo diario - k2 El coeficiente de consumo máximo horario con relación al consumo máximo diario, k2, puede calcularse, para el caso de ampliaciones de sistema de acueducto, como la relación entre el caudal máximo horario, QMH, y el caudal máximo diario, QMD, registrados durante un período mínimo de un año, sin incluir los días en que ocurran fallas relevantes en el servicio.

K2 =

QMH QMD

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________29 En el caso de sistemas de acueductos nuevos, el coeficiente de consumo máximo horario con relación al consumo máximo diario, k2, es función del nivel de complejidad del sistema y el tipo de red de distribución, según se establece en la tabla 3.13.

TABLA 3.13 Coeficiente de consumo máximo horario, k2 ,según el Nivel de Complejidad del Sistema y el tipo de red de distribución. Nivel de complejidad del sistema Bajo Medio Medio alto Alto

Red menor de distribución

Red secundaria

Red matriz

1.60 1.60 1.50 1.50

1.50 1.45 1.45

1.40 1.40

3.7.6. Gran consumidor Para propósitos de esta normatividad se considera que un suscriptor individual es un gran consumidor cuando su demanda media sea mayor que o igual a 3 L/s (260 m3/día). La identificación de los grandes consumidores debe llevarse a cabo considerando el catastro de suscriptores de la empresa prestadora del servicio municipio, complementado por el desarrollo de encuestas dirigidas a los grandes consumidores identificados, estén atendidos o por atender. 3.7.7 Curva de variación horaria de la demanda Debe establecerse la curva de demanda que defina la variación del consumo a lo largo del día, con el fin de establecer la necesidad y la magnitud de un posible almacenamiento. Para el nivel bajo de complejidad los datos para elaborar las curvas de demanda horarias de cada población o zona abastecida pueden pertenecer a la localidad en estudio o a una localidad que presenta características semejantes, en términos de nivel socioeconómico, de costumbres y de clima. Para los niveles medio, medio alto y alto de complejidad debe contarse con curvas de demanda horarias de cada población o zona abastecida. 3.8 CAUDAL DE INCENDIOS 3.8.1

DEMANDA MÍNIMA CONTRA INCENDIOS PARA LOS NIVELES BAJO Y MEDIO DE COMPLEJIDAD

Para poblaciones correspondientes a los niveles bajo y medio de complejidad, el diseñador debe justificar si la protección contra incendio se considera necesaria. Sin embargo, se tendrá en cuenta que la presión requerida para la protección contra incendios puede obtenerse mediante el sistema de bombas del equipo del cuerpo de bomberos y no

30 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS necesariamente de la presión en la red de distribución. Además, deben considerarse las siguientes especificaciones: 1. Los hidrantes se instalarán preferiblemente en las tuberías matrices y descargarán un caudal mínimo de 5 L/s. 2. Se recomienda una distancia mínima de 300 metros entre los hidrantes. La disposición final de los hidrantes debe ser recomendada por el diseñador de acuerdo con las exigencias de la zonificación urbana. 3.8.2

DEMANDAS MÍNIMAS CONTRA INCENDIOS PARA LOS NIVELES MEDIO ALTO Y ALTO DE COMPLEJIDAD

La demanda mínima contra incendios debe estimarse teniendo en cuenta las siguientes especificaciones: 1. Para zonas residenciales densamente pobladas, edificios multifamiliares, comerciales e industriales de municipios con una población entre 12.500 y 20.000 habitantes, un incendio se considerará servido por un hidrante y las zonas residenciales unifamiliares serán servidas por un hidrante en uso simultáneo con una descarga mínima de 5 Lt/seg. 2. Para zonas residenciales densamente pobladas o zonas con edificios multifamiliares, comerciales e industriales de municipios con poblaciones entre 20.000 y 60.000 habitantes, un incendio debe ser servido por tres hidrantes y las zonas residenciales unifamiliares deben ser servidas por un hidrante en uso simultáneo con una descarga mínima de 5 Lts/seg. 3. Para zonas residenciales densamente pobladas o zonas con edificios multifamiliares, comerciales e industriales de municipios con poblaciones entre 60.000 y 100.000 habitantes, un incendio debe ser servido por tres hidrantes y las zonas residenciales unifamiliares deben ser servidas por dos hidrantes en uso simultáneo con capacidad de descarga mínima de 5 Lts/seg cada uno. 4. Para zonas residenciales densamente pobladas o multifamiliares, comerciales e industriales de municipios con más de 100.000 habitantes, un incendio debe ser servido por cuatro hidrantes y las zonas residenciales unifamiliares deben ser servidas con dos hidrantes en uso simultáneo con capacidad mínima de 10 Lts/seg cada uno. EJERCICIO 3.6 Determinar la demanda de agua de un sistema de abastecimiento para una población cuyos datos se indican a continuación: -

Población actual: 5.200 habitantes ( No existe población flotante) Tasa de crecimiento 3% Clima templado, temperatura 22° C La localidad posee red de alcantarillado. La localidad tiene una red deficiente y se proyecta colocar medidores. Existen 60 establecimientos comerciales y se proyectan para el futuro 80 con un consumo de 15 m3/suscriptor/ mes Existen 20 establecimientos institucionales, los cuales consumirán en el futuro 45 m3/suscriptor/ mes.

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________31 -

Existe una industria incipiente que en el futuro consumirá 4 lt/seg Existe una concentración escolar que tiene 450 estudiantes la cual dispondrá en el futuro de 600 estudiantes/día. No se prevé protección contra incendios.

PERÍODO DE DISEÑO Para captación y aducción de acuerdo a las normas RAS 2000: 20 Años CALCULO DE POBLACIÓN. Población futura Pf = Po ( 1+r)n

= 5200 ( 1+0.03)20 = 9392 Hab.

NIVEL DE COMPLEJIDAD: De acuerdo a la población y al nivel económico de la localidad se adopta un nivel de complejidad MEDIO DEMANDA DE AGUA Por mediciones efectuadas en la localidad se tuvieron los siguientes valores: DOTACIÓN NETA a) Consumo doméstico: De acuerdo a la evaluación de la facturaciones se determinó un consumo doméstico actual de 139 l/ Hab/ día Consumo doméstico a futuro: Utilizando la fórmula Consumo(lt / Hab / día ) =

Consumo(lt / Hab / día ) =

LogP − 1.8 se tiene 0.014

Log 9392 − 1.8 = 155 lt / seg 0.014

Correcciones: No hacen correcciones por tamaño de población ni por alcantarillado Por clima = 10% = 155 * 0.1 = 15.5 l/hab./día. Total Consumo Doméstico = 155 lts/hab/día + 15.5 lts/hab/día = 170.5 lts/hab/día. b) Consumo público

=

170.5 *0.03 = 5.1 l/hab/día.

c) Consumo escolar

= 50 lts / estudiante / día

d) Consumo Comercial

= 15 m3/ suscriptor/ mes = 500 lts / establecimiento / día

e) Consumo Institucional

= 45 m3/ suscriptor/ mes = 1500 lts / establecimiento / día

32 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS

f) Consumo Industrial

=

4 lts/seg.

PORCENTAJE DE PÉRDIDAS De acuerdo al nivel de complejidad y en base a la tabla 3.11 se estableció un porcentaje de pérdidas de 30%. DOTACIONES BRUTAS FUTURAS •

Dotación bruta residencial: 170.5 Dotación Bruta

•

=

=

243.6 l / hab / día

=

7.3 l / hab / día

1 – 0.3 Dotación bruta Pública: 5.1 Dotación Bruta

•

= 1 – 0.3

Dotación bruta Escolar: 50 Dotación Bruta

•

=

=

71.4 l / Estudiante / día

1 – 0.3 Dotación bruta Comercial: 500 Dotación Bruta

•

=

=

714.2 l / establecimiento / día

1 – 0.3 Dotación bruta Institucional: 1500 Dotación Bruta

•

=

= 2.143 l / establecimiento / día 1 – 0.3

Dotación bruta Industrial: 4 Dotación Bruta

=

=

5.7 l / seg

1 – 0.3 CALCULO DE LA DEMANDA DE AGUA El caudal medio diario ( Qmd ) es la suma de el caudal medio residencial mas la demanda por otros usos (Qou) mas la demanda industrial Qi Caudal medio residencial Población servida * D bruta Qmr =

9392 * 243.6 =

86.400 Caudal medio otros usos (Qou): Qou = Q publico + Q escolar + Q comercial + Q institucional

= 26.5 lt/seg 86.400

CAPITULO 3: CRITERIOS BÁSICOS DE DISEÑO ____________________________________33 9392 hab * 7.3 lt/hab/dia Qou =

600 estud. * 71.4 lts / estud. / día +

+

86400

86.400

80 establ. * 714.2 l / establ / día

20 establ.* 2.143 l / establ / día +

86400

86400

Qou = 0.79 lt/seg + 0.50 lt/seg + 0.66 lt/seg + 0.5 lt/seg = 2.45 lt/seg Q industrial (Qi):

5.7 lt/ seg

Caudal medio diario total (Qmd t ) =

Qmr + Qou + Qi = 26.5 + 2.45 + 5.7 = 34.65 lt/seg

Caudal Máximo Diario

=

QMD = (26.5 + 2.45) * 1.3

= 37.6 lt/seg

Caudal Máximo Diario total

=

QMDt = 37.6 + 5.7

= 43.3 lt/seg

Caudal Máximo Horario

=

QMH

Caudal Máximo Horario total

=

QMHt = 56.4 + 5.7

= 37.6 * 1.5

= 56.4 lt/seg = 62.1 lt/seg

EJERCICIO 3.7 Calcular las demandas en una localidad cuya población futura será de 2.400 habitantes, temperatura media 18° C, se esta construyendo el alcantarillado. Según las normas RAS 2000, adoptar una dotación entre 100-150 lts/hab/día. Se determina un consumo Doméstico de 130 lts/hab/día de acuerdo a las características de la localidad, como este consumo representa más del 90% de los usos totales se consideró tomar un 6% para tener en cuenta los otros usos agrupados así: DOTACIÓN NETA Consumo doméstico:

130.00

lts/hab/día

(no existe ajuste de la dotación neta por clima ni por alcantarillado) Demás usos agrupados 6% ( 130 *0.06) = Total Dotación Neta PORCENTAJE DE PÉRDIDAS

5.20

lts/hab/día

137.80

lts/hab/día

34 _______________________________________________________________ ACUEDUCTOS De acuerdo al nivel de complejidad y en base a la tabla 3.11 se estableció un porcentaje de pérdidas de 40%. DOTACION BRUTA FUTURA 137.8 Dotación Bruta

=

= 229.6 lt / hab / día 1 – 0.4

CALCULO DE LA DEMANDA DE AGUA El Caudal medio diario ( Qmd )

Población servida * D bruta Qmd =

2400 * 229.6 =

86.400

= 6.37 lt/seg 86.400

Caudal Máximo Diario total

=

QMD = 6.37 * 1.3 =8.28 lt/seg

Caudal Máximo Horario total

=

QMH

= 8.28 * 1.6

= 13.25 lt/seg

4. COMPONENTES DE UN SISTEMA DE ABASTECIMIENTO

Se puede establecer que un sistema de abastecimiento de agua consta especialmente de (Figura 4.1): fuente y obras de captación, aducción, desarenador, conducción, planta de tratamiento, almacenamiento, distribución y en algunos casos estaciones de bombeo. La definición de cada uno de los componentes es la siguiente: - CAPTACIÓN Componente destinado para captar o extraer una determinada cantidad de agua de una fuente. - DESARENADOR Componente destinado para la remoción de arena que está en suspensión en el agua, mediante el proceso de sedimentación. - ADUCCIÓN O CONDUCCIÓN Componente destinado a transportar agua mediante un conducto desde la captación al desarenador o desde el desarenador hasta la planta de tratamiento, al tanque de distribución o al sitio donde se inicia la red de distribución. - PLANTA DE TRATAMIENTO Componente destinado a corregir la calidad físico-química y bacteriológica del agua para hacerla apta para el consumo humano. - ALMACENAMIENTO Componente destinado a almacenar un determinado volumen de agua para cubrir los picos y la demanda contra incendio. - DISTRIBUCIÓN Componente destinado a distribuir el agua por la red para suplir el consumo que demanda el .

50 ____________________________________________________________ACUEDUCTOS -

ESTACIONES DE BOMBEO Componente destinado a elevar el nivel de la línea piezométrica para vencer la diferencia de altura topográfica por medio de bombas, siempre que las alternativas de aprovechamiento de la gravedad no resulte factible.

RÍO

DESARENADOR CAPTACIÓN

ADUCCIÓN PLANTA DE TRATAMIENTO

CONDUCCIÓN

TANQUE DE REGULACIÓN

REDES DE DISTRIBUCIÓN

Figura 4.1 Sistema de Abastecimiento 4.1

CAPACIDAD HIDRÁULICA DE LOS COMPONENTES DE UN SISTEMA DE ABASTECIMIENTO

4.1.1 CAPTACIÓN 4.1.1.1 CAPTACIONES SUPERFICIALES Para los niveles de baja y media complejidad, la capacidad de las estructuras de toma debe ser igual al caudal máximo diario (1 QMD), mas las pérdidas en la aducción y las necesidades en la planta de tratamiento, si existe almacenamiento, o igual al caudal máximo horario si no existe almacenamiento. Para el nivel medio alto de complejidad, la capacidad de diseño de las estructuras de captación debe ser igual a 1.5 veces el caudal máximo diario (1.5 QMD). Para el nivel alto de complejidad, la capacidad de diseño de las obras de captación debe ser igual a 2 veces el caudal máximo diario (2 QMD).

CAPITULO 4: COMPONENTES DE UN SISTEMA DE ABASTECIMIENTO ______________51 4.1.1.2 CAPTACIONES DE AGUAS SUBTERRÁNEAS Las obras de captación de agua subterránea deben tener una capacidad igual al caudal máximo diario (1 QMD), si se cuenta con almacenamiento. En caso de no tener almacenamiento, la capacidad de la obra debe ser igual al caudal máximo horario (1 QMH) 4.1.2 DESARENADOR Cada desarenador debe tener una capacidad hidráulica igual al caudal máximo diario (1QMD) mas las pérdidas que ocurran en el sistema y las necesidades en la planta de tratamiento. 4.1.3 ADUCCIÓN Y CONDUCCIÓN Para calcular el caudal de diseño de las obras de aducción o conducción deben tenerse en cuenta los siguientes requisitos: Para los niveles bajo y medio de complejidad, la aducción o conducción debe diseñarse con el caudal máximo diario, (QMD) al final del periodo de diseño o año horizonte del proyecto, si se cuenta con almacenamiento; en caso contrario, debe diseñarse con el caudal máximo horario (QMH). En caso de sistemas con bombeo, debe diseñarse con el caudal medio diario y en los días de mayor consumo se aumentará el tiempo de bombeo. Para los niveles medio alto y alto de complejidad, la aducción o conducción debe diseñarse con el caudal máximo diario (QMD) más las pérdidas en la conducción o aducción y las necesidades en la planta de tratamiento. En estos casos se supone que existe almacenamiento. En todos los casos debe adicionarse el caudal estimado para el consumo de agua de lavado, de filtros y sedimentadores y el consumo interno de la planta. En el caso de aducciones en canales abiertos deben calcularse las pérdidas por evaporación y si el canal no está revestido también deben considerarse pérdidas por infiltración. 4.1.4 ALMACENAMIENTO Y COMPENSACIÓN El tanque debe proveer el caudal máximo horario (1 QMH), teniendo en cuenta la variación de consumo que se entrega a la zona que se está abasteciendo. El tanque debe tener capacidad de compensar las variaciones entre el caudal de entrada de las plantas de tratamiento y el caudal de consumo en cada instante. 4.1.5 DISTRIBUCIÓN El caudal de diseño depende del nivel de confiabilidad del sistema, tal como se discrimina a continuación : Para el nivel bajo de complejidad, el caudal de diseño será el caudal máximo horario (QMH). Para los niveles medio y medio alto de complejidad, el caudal de diseño debe ser el caudal máximo horario (QMH) o el caudal medio diario (Qmd) más el caudal de incendio, el que resulte mayor de cualquiera de los dos.

52 ____________________________________________________________ACUEDUCTOS Para el nivel alto de complejidad, el caudal de diseño debe ser el caudal máximo horario (QMH). 4.1.6 ESTACIONES DE BOMBEO La capacidad de la estación debe ser el caudal máximo diario (1 QMD), si el bombeo es de 24 horas. Si se bombea menos horas al día la capacidad de la estación debe ser el caudal máximo diario dividido el porcentaje del tiempo de bombeo. Siempre debe bombearse a un tanque de almacenamiento o compensación. No se permite el bombeo directo hacia la red de distribución. De igual forma, no se permite el bombeo directo desde la red de distribución. Se exceptúan de las consideraciones anteriores las estaciones de bombeo de refuerzo, llamadas también Booster, para elevar la presión de la red en un determinado sector de servicio, con bombas de velocidad variable. Ejercicio 4.1 Determinar la capacidad hidráulica de los componentes del sistema para la localidad del ejerció 3.6 y de acuerdo a los siguientes datos: - Nivel de complejidad Medio - Se diseñara tanque de almacenamiento Caudal medio diario total (Qmd t ) Caudal Máximo Diario total Caudal Máximo Horario total

= Qmr + Qou + Qi = 26.5 + 2.45 + 5.7 = 34.65 lt/seg = QMDt = 37.6 + 5.7 = 43.3 lt/seg = QMHt = 56.4 + 5.7 = 62.1 lt/seg

Capitación Superficial: CH = 1 QMD + % PA(< 5% Qmd) + NPT ( 3 – 5 % Qmd) CH = 43.3 + 0.03 * 34.65 + 0.04 * 34.65 = 45.7 lt/seg Rejilla CH = (2-3) QMD = 2 * 43.3 = 86.6 lt/seg Desarenador: Con un solo compartimiento: CH = 1 QMD + % PA(< 5% Qmd) + NPT ( 3 – 5 % Qmd) CH = 43.3 + 0.03 * 34.65+0.04*34.65 = 46 lt/seg -

Con doble compartimiento: CH = 1 Qmd = 34.65 lt/seg

Aducción y conducción: C H = 1 QMD + NPT ( 3 – 5 % Qmd) = 43.3 + 0.04 * 34.65 = 44.7 lt/seg Tanque: C H = 1 QMH = 62.1 lt/seg Distribución: 1QMH = 62.1 lt/seg CH > 1Qmd + Q incendio = 34.65 + Qi

5. CAPTACIONES 5.1 RECURSOS DE AGUA La cantidad de agua se estima en 1.400 millones de Km3 , de los cuales los océanos representan un 97,6 % del total (1.350 millones de Km3). Los ríos y lagos de agua dulce representan un porcentaje casi despreciable 0,001% (127.000 Km3 ), sí bien hay que considerar que éste es un volumen instantáneo y por lo tanto se está renovando continuamente. Llama la atención el volumen en forma de hielo 1,9% (26.000.000 de Km3) subterráneas 0,5 % (7.000.000 de Km3).

y de las aguas

Estos recursos difieren sensiblemente entre sí en cuanto a facilidad de explotación como fuente de agua potable. Así por ejemplo, algunos de ellos pueden considerarse fácilmente explotables como son los lagos de agua dulce, buena parte del agua de los ríos y una pequeña parte de las aguas subterráneas, que tan solo requieren una relativamente pequeña corrección de la calidad para su uso. Como puede comprobarse, los recursos fácilmente explotables son muy limitados, estimándose por ejemplo, que tan solo el 10% del agua subterránea es utilizable por el hombre y no toda ella en condiciones fáciles. Una vez localizados los posibles recursos de abastecimiento de agua a una comunidad y seleccionado aquel que ofrezca una mayor economía de construcción y explotación es necesario pensar en su captación. Se designan con el nombre de captaciones o bocatomas las obras que se proyectan en los ríos y lagos y acuíferos con el objeto de derivar de ellos el agua para el acueducto. 5.2 TIPOS DE CAPTACIONES Existen diferentes tipos ya que cada captación es un problema con características de diseño específicas. El ingeniero en cada caso particular debe guiarse por su criterio para escoger el tipo que sea más conveniente, de acuerdo con las condiciones ideales del proyecto en cuestión. Las captaciones se dividen en dos grandes grupos: superficiales y subterráneas, subdividiéndose las mismas de la siguiente manera: Captaciones superficiales -

Flotantes Torres de toma con represa

58 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

-

Toma en manantiales De fondo o sumergidas Laterales Mixtas Tubular basculante De aguas lluvias En el suelo. Evaporación de agua de mar

Captaciones subterráneas: -

Pozos profundos Galerías filtrantes

5.3 CAPTACIONES SUPERFICIALES 5.3.1 LOCALIZACIÓN DE LA CAPTACIÓN 

Ubicación de la captación

Las captaciones deben estar ubicadas preferiblemente en los tramos rectos de los ríos con el fin de evitar erosiones y sedimentaciones, embanques o asolves. En el caso de que sea imposible ubicar la captación en una zona recta, debe situarse en la orilla externa de una curva en una zona donde no haya evidencias de erosión por causa del curso de agua. En el caso de lagos y lagunas, al igual que en embalses, la captación debe localizarse de modo que pueda proporcionar agua de la mejor calidad posible. Una toma ubicada muy cerca del fondo podría captar agua turbia o con cierto contenido de materia orgánica en descomposición; por el contrario, si la toma está ubicada muy próxima a la superficie el agua podría contener desechos flotantes, algas y plantas acuáticas, lo cual dificultaría la operación de la estructura de toma y haría más costoso el tratamiento del agua potable. 

Seguridad

Las estructuras de captación deben garantizar la seguridad de la operación de la toma de agua. En particular deben garantizar la correcta operación de las estructuras para los caudales picos, ya sean de estiaje o especialmente de crecientes. 

Estabilidad

Las estructuras de captación deben ser estables con respecto a la calidad del suelo de cimentación aún en el caso de las máximas crecientes. Además, la estructura también debe ser estable cuando se presenten fallas de origen geotécnico o geológico en las cercanías a la captación. Igualmente las estructuras deben ser estables para el sismo de diseño correspondiente a la zona de amenaza sísmica en que se encuentre ubicado el municipio objeto de la captación de agua para su sistema de acueducto, de acuerdo con la NSR-98. 

Análisis de costo mínimo

Teniendo en cuenta lo establecido en el capítulo A.7 del RAS 2000, referente a los análisis de costo mínimo, debe hacerse un análisis de costo mínimo para las obras de captación, según la tabla 5.1

CAPITULO 5: CAPTACIONES ________________________________________________59

TABLA 5.1 Requerimientos de un análisis de costo mínimo



Nivel de Complejidad del Sistema

Requerimientos

Alto

Obligatorio, incluida la consideración de una ampliación por etapas

Medio Alto

Obligatorio

Medio

Recomendado

Bajo

No se requiere

Facilidad de operación y mantenimiento

El diseño de las obras de captación debe contemplar estructuras para el alivio o descarga de las mismas. Deben determinarse los medios para evitar la entrada de materiales o cuerpos extraños. Debe disponerse la instalación de un desarenador a continuación de la obra de captación cada vez que se considere necesario. Además deben disponerse los medios de limpieza y control de los caudales de toma del desarenador y la aducción. De todas maneras la estructura de captación debe proyectarse de modo que las instalaciones funcionen con el mínimo de mantenimiento. 

Lejanía de toda fuente de contaminación

El lugar del emplazamiento de las obras de captación debe estar suficientemente alejado de toda fuente de contaminación. Siempre que sea posible las captaciones se emplazarán aguas arriba de las regiones habitadas, de las descargas de aguas residuales domésticas y/o las descargas de aguas residuales industriales. 

Aprovechamiento de la infraestructura existente

En el caso de que el proyecto consista en la ampliación de un sistema de acueducto existente, el diseñador debe establecer la posibilidad de aprovechar la infraestructura de captación existente. En caso de que se decida aprovecharlas, las obras deben planearse de modo que las interrupciones en el servicio de las estructuras existentes sean las mínimas posibles. 

Interferencia a la navegación

Las obras de captación que estén localizadas en ríos navegables no pueden interferir el movimiento de las embarcaciones y de otros elementos flotantes arrastrados por la corriente. 

Desviación de cursos

Deben evitarse al máximo las modificaciones de los cursos de agua, teniendo en cuenta la posibilidad de erosiones y el arrastre de elementos. 

s

Las obras de captación deben localizarse en zonas con s fáciles que permitan las operaciones de reparación, limpieza y mantenimiento. En caso contrario deben construirse las vías que permitan el adquiriendo servidumbres de paso.

60 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS 

Cerramientos

La zona de la bocatoma debe disponer de los medios de protección y cercado para evitar la entrada de personas y animales extraños a la zona de la bocatoma. 

Iluminación

En el caso de que la bocatoma incluya bombeo debe proveerse la iluminación adecuada necesaria. Vulnerabilidad y confiabilidad Debe hacerse un estudio para establecer el nivel de vulnerabilidad de la estructura de toma. En caso de tener una alta vulnerabilidad, el sistema de toma debe ser redundante para las estructuras pertenecientes a los niveles medio alto y alto de complejidad. 5.3.2 TIPOS DE CAPTACIONES SUPERFICIALES Los diferentes tipos de captaciones superficiales y las situaciones en que pueden ser utilizadas cada una de ellas son las siguientes: 5.3.2.1 Toma lateral Aconsejable en el caso de ríos caudalosos de gran pendiente y con reducidas variaciones de nivel a lo largo del período hidrológico. En este tipo de captación la estructura se ubicará en la orilla y a una altura conveniente sobre el fondo. 5.3.2.2 Toma sumergida Aconsejable en el caso de cursos de agua con márgenes muy extendidas, y navegables. La toma debe instalarse de modo que no se dificulte la navegación presente en el curso de agua. 5.3.2.3 Captación móvil con elevación mecánica En ríos de gran caudal, que tengan variaciones estacionales de nivel importantes durante el período hidrológico, por economía debe proyectarse la captación sobre una plataforma móvil que se apoye en rieles inclinados en la orilla del río y que sea accionada por poleas diferenciales fijas. 5.3.2.4 Captación flotante con elevación mecánica Si la fuente de agua superficial tiene variaciones considerables de nivel pero conserva en aguas mínimas un caudal o volumen importante, por economía debe proyectarse la captación sobre una estructura flotante anclada al fondo o a una de las orillas. 5.3.2.5 Captación mixta Si la fuente tiene variaciones considerables de caudal y además el cauce presenta cambios frecuentes de curso o es inestable, debe estudiarse y analizarse la conveniencia de una captación mixta que opere a la vez como captación sumergida y captación lateral. 5.3.2.6 Toma de rejilla Este tipo de toma debe utilizarse en el caso de ríos de zonas montañosas, cuando se cuente con una buena cimentación o terreno rocosos y en el caso de variaciones sustanciales del caudal en pequeños cursos de agua. Este tipo de captación consiste en una estructura estable de variadas formas; la más común es la rectangular. La estructura, ya sea en canal o con tubos perforados


localizados en el fondo del cauce, debe estar localizada perpendicularmente a la dirección de la corriente y debe estar provista con una rejilla metálica para retener materiales de acarreo de cierto tamaño. 5.3.2.7 Presa de derivación Este tipo de captación es aconsejable, por razones económicas, en cursos de agua preferentemente angostos y cuando se presentan prolongadas épocas de niveles bajos; la presa tiene como objetivo elevar el nivel del agua de modo que éste garantice una altura adecuada y constante sobre la boca de captación. De acuerdo con las necesidades de abastecimiento y con el régimen de alimentación, se pueden proyectar torres de toma como sistemas de captación en lagos, lagunas y embalses, las cuales tendrán entradas situadas a diferentes niveles, con el fin de poder seleccionar la profundidad a la que se capte el agua. 5.3.2.8 Cámara de toma directa Este tipo de captación se recomienda para el caso de pequeños ríos de llanura, cuando el nivel de aguas en éstos es estable durante todo el período hidrológico. 5.2.3.6 Muelle de toma Esta captación se recomienda en el caso de ríos con variaciones substanciales del nivel del agua y cuando se pueden aprovechar obras costaneras ya existentes, como muelles, puentes, etc. 5.3.2.7 Otras captaciones En caso de que no existan fuentes superficiales o fuentes subterráneas en las cercanías de las zonas por abastecer, podrán utilizarse otro tipo de captaciones, las cuales incluyen: 1.

Captación directa de aguas lluvias.

2.

Captación por evaporación natural de agua de mar.

Sin embargo, estas captaciones deben asegurar las dotaciones mínimas correspondientes al nivel de complejidad del sistema para el sistema de acueducto objeto del diseño o la construcción. 5.3.3 CAPTACIONES FLOTANTES Se proyectan en ríos caudalosos (Figura 5.1 ) donde las variaciones de nivel son considerables, pero conservan en aguas mínimas un gasto o volumen importante; también se usa en lagos y embalses. El sistema consiste en montar la estación de bombas en una barcaza o planchón, el cual mediante unos rieles guías o una estructura articulada, anclada al fondo o a una de las orillas, se le permite el movimiento en sentido vertical. Esta estructura generalmente se provee de doble succión. Aspectos particulares de las captaciones flotantes y las captaciones móviles con elevación mecánica En el caso de que el sistema de abastecimiento de agua de un municipio contemple captaciones flotantes, deben tenerse presente los siguientes aspectos: 1. La impulsión debe ser flexible con el fin de absorber todos los alargamientos debidos a las variaciones de nivel del agua en el río.

62 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

2. En caso de que el equipo de bombeo y el filtro estén ubicados sobre una misma plataforma flotante, deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos: Estas estaciones consisten en una estructura flotante cuyas dimensiones serán adoptadas en función del tamaño y el peso del equipo de bombeo. 

Normalmente es aconsejable el empleo de bombas centrífugas por su menor tamaño, peso y costo inicial.



Es recomendable emplear en el cálculo un amplio margen de seguridad de flotación, verificando el par estabilizante, con el fin de lograr una mayor estabilidad. La balsa o elemento flotante debe anclarse en tres puntos, dos de los cuales deben ir en tierra firme o en bloques de concreto instalados en forma permanente en el lecho del río.

TUBERIA MANGUERA PUENTE

BOMBA

NAMAX

PLANCHON NAMIN

MOTOR

MOTOR TUBERIA HF

BOMBA

MANGUERA

BOMBA

Figura 5.1 Esquema general de captaciones flotantes: a) Estructura Articulada. b) Rieles o Guías *** 3. En caso de que el equipo de bombeo se encuentre ubicado en una de las orillas y el filtro sobre la estructura flotante, deben observarse los siguientes aspectos: 

Tanto la bomba como el motor deben ubicarse por encima del nivel de aguas máximas, de modo que la altura de succión no sobrepase los límites aconsejables al producirse el nivel de aguas mínimas. Esto evitará problemas de cavitación.



En la cámara de bombeo debe preverse un dispositivo de ventilación, para permitir una correcta aireación del recinto.




El planchón flotante debe anclarse de manera que se eviten los posibles desplazamientos laterales y a una distancia de la orilla compatible con la sumergencia del filtro de la tubería de succión.

4. En ambos casos el conducto de succión debe ser capaz de resistir sin deformaciones los esfuerzos de flexión a que pueda estar sometido. 5. La sumergencia del filtro debe adecuarse de modo que se evite la captación de desechos flotantes, algas u otros elementos que se encuentren en la superficie del agua, así como la posibilidad de aspirar agua turbia o con algún contenido de materia orgánica en descomposición desde el fondo del río en ciertas épocas del año. 5.3.4 TORRE DE TOMA EN PRESAS DERIVADORAS En el caso de abastecimiento para ciudades que demanden altos gastos de consumo de agua, una estructura de captación adecuada para una represa puede ser una torre toma (Figura 5.2). El sistema consiste en construir una toma con entradas situadas a diferentes niveles para poder tomar el agua lo más superficial mediante el accionamiento de las compuertas respectivas. Para el a la caseta situada sobre la torre se proyecta un pequeño puente o se efectúa en lancha. El gasto a través de las compuertas puede determinarse suponiéndolas como orificios sumergidos y estimando los valores de los coeficientes C en la expresión _____

Q = CA 2 gH para los diferentes posibles niveles en el embalse.

COMPUERTA A

A

CORTA A- A

PERFIL

Figura 5.2 Torre Toma.

64 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Aspectos particulares de las captaciones con presas derivadoras y torre toma En caso de que las obras de captación involucren el uso de una presa derivadora, deben cumplirse los siguientes requisitos: 

La torre de toma debe ubicarse lo más alejada posible de la orilla y debe emplazarse lateralmente. El canal de limpieza debe ubicarse contiguo a ella.



Cada toma tendrá su correspondiente rejilla de hierro fundido. Otros materiales deben ser justificados.



La separación de las barras que conforman la rejilla debe ser de 20 mm a 50 mm.



Cada toma tendrá su correspondiente válvula de compuerta para operar la más adecuada.



La toma más baja debe instalarse por lo menos a 1.5 metros del fondo del embalse.



Siempre que sea posible, la toma más alta debe instalarse a una profundidad mínima de 3 metros con respecto a la superficie del agua del embalse.



Las compuertas y los mecanismos de maniobra deben calcularse teniendo en cuenta las cargas máximas a que se hallarán sometidos. Estos mecanismos de apertura y cierre deben ubicarse en una cota tal que no puedan ser afectados por el nivel de las máximas crecientes que ocurran en el embalse. Se recomienda que la creciente mínima para el cálculo de éste nivel corresponda a la creciente cuyo período de retorno sea 20 años.



La captación de las aguas se hará a través de una bocatoma emplazada en la torre de toma. Desde dicha torre el agua debe ser conducida a través de la tubería de aducción hasta la planta de tratamiento.

5.3.5 TOMA DE MANANTIALES (para pequeños caudales) Son nacimientos de agua en el subsuelo, que brotan generalmente en las laderas de las montañas; son aguas potables si estos nacimientos se protegen y se defienden debidamente (Figura 5.3). Las captaciones de manantiales están permitidas únicamente para los niveles bajo y medio de complejidad. La captación de estas aguas se efectúa así: -

Construcción de zanjas en forma de espina de pescado y de longitud adecuada, con una profundidad entre 1 y 2 m que desagüan hacia una zanja central.

-

La zanja central contendrá tubos de 4" de grés a junta perdida, con separación de ½ cm y desembocará a un tanque herméticamente cerrado.

-

Encima del tubo se colocará piedra o gravilla y por excavado.

último se rellenará con material


ALAMBRADO

MURO

TUBERIA CENTRAL 4"

SALIDA

TANQUE

LATERALES

Figura 5.3 Toma de manantiales Para este tipo de obras deben tenerse en cuenta las siguientes recomendaciones: 1.

El manantial debe aislarse y captarse por medio de una caja o pozo de concreto reforzado para prevenir su contaminación.

2.

Debe preverse la colocación en la caja o pozo de concreto de un vertedero de evacuación de excesos.

4.

Debe colocarse una salida con válvula de compuerta hacia la aducción del sistema.

5.

Debe colocarse una válvula de desagüe del vaciado de la caja o pozo de concreto en las labores de limpieza y mantenimiento.

6.

Las aguas superficiales pueden dirigirse al pozo de captación por medio de una zanja de coronación.

5.3.6 TOMA DE REJILLA La captación de aguas superficiales a través de rejillas se utiliza especialmente en los ríos de zonas montañosas, los cuales están sujetos a grandes variaciones de caudal entre los periodos de estiaje y los periodos de crecientes máximas. El elemento base del diseño es la rejilla de

66 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

captación, la cual debe ser proyectada con barras transversales o paralelas a la dirección de la corriente. Los otros tipos de toma también deben tener rejillas, con el fin de limitar la entrada de material flotante hacia las estructuras de captación. Este tipo de toma debe utilizarse cuando se cuente con una buena cimentación o terreno rocosos y en el caso de variaciones sustanciales del caudal en pequeños cursos de agua. Este tipo de captación consiste en una estructura estable de variadas formas; la más común es la rectangular. La estructura, ya sea en canal o con tubos perforados localizados en el fondo del cauce, debe estar localizada perpendicularmente a la dirección de la corriente y debe estar provista con una rejilla metálica para retener materiales de acarreo de cierto tamaño. 5.3.6.1 Aspectos particulares de las captaciones de rejilla. En caso de que la obra de captación involucre una toma de rejilla deben cumplirse los siguientes requisitos: 1. La toma de rejilla debe ser un pequeño muro transversal a la corriente, con una rejilla superior de captación que permita el ingreso de aguas y limite la entrada de los materiales sólidos. 2. La bocatoma debe estar constituida por los siguientes elementos: a)

Una rejilla de captación dispuesta transversalmente a la dirección de corriente.

b)

Un canal de captación.

c)

Una tubería o canal de conducción.

d)

Una compuerta que permita la regulación de caudales.

e)

Una cámara desarenadora.

3. En los casos en que la conformación de la sección transversal del río así lo requiera, se proyectará un muro de encauzamiento transversal que oriente las líneas de corriente hacia la rejilla en épocas de estiaje. 4. El agua del río será captada a través de la rejilla y conducida por gravedad a lo largo del canal de captación, en cuyo tramo final debe colocarse una compuerta que permitirá la regulación de caudales hacia la tubería o el canal de conducción, y descargar luego las aguas en el desarenador. Desde allí continúa la aducción hasta la planta de tratamiento. 5. Las rejillas y el canal de recolección se calcularán para un caudal equivalente de dos a tres veces el caudal máximo diario. 6. La rejilla será de hierro fundido preferiblemente con perfiles o en su defecto con barras paralelas entre sí y colocadas en el sentido de la corriente. 7. La rejilla estará formada por secciones removibles con el fin de facilitar su limpieza. No se aceptará la colocación de mallas por la dificultad para la limpieza. 8. El canal de captación debe tener una pendiente alta, capaz de impedir la sedimentación de las arenas y el material de arrastre que ingrese a través de la rejilla. El dimensionamiento de dicho canal permitirá conducir la totalidad del agua captada en toda la longitud de la rejilla. 9. El cálculo debe realizarse con base en los lineamientos clásicos para las conducciones a superficie libre.


10. El ancho de la base del fondo del canal debe permitir las operaciones de limpieza mediante elementos manuales. 11. Aguas arriba y aguas abajo del canal de captación debe construirse un enrocamiento en toda su longitud, con un ancho no menor de 3 metros y una profundidad media de 0.6 metros como protección contra la acción erosiva de la corriente. 12. La tubería o el canal de conducción tendrá por finalidad servir de enlace entre el canal de captación y el desarenador. Ésta tubería puede ser proyectada enterrada o a cielo abierto, dependiendo de la topografía de la zona de captación. 5.3.6.2 Elementos de diseño En todo diseño de rejillas deben contemplarse los siguientes elementos: el caudal correspondiente al nivel de aguas mínimas en el río, el caudal requerido por la población que se va a abastecer y el nivel máximo alcanzado por las aguas durante las crecientes, con un período de retorno mínimo de 20 años. Inclinación de las rejillas En el caso de rejillas utilizadas para la captación de aguas superficiales en cursos de agua de zonas montañosas, la rejilla debe estar inclinada entre 10% y 20% hacia la dirección aguas abajo. En el caso de otros tipos de estructuras de captación, las rejillas deben tener una inclinación de 70° a 80° con respecto a la horizontal. Separación entre barrotes La separación entre barrotes, para el caso de estructuras de captación en ríos con gravas gruesas, debe ser entre 75 mm y 150 mm. Para ríos caracterizados por el transporte de gravas finas, la separación entre barrotes debe ser entre 20 mm y 40 mm. Ancho de la rejilla El ancho de la rejilla debe depender del ancho total de la estructura de captación. Velocidad del flujo en la rejilla La velocidad efectiva del flujo a través de la rejilla debe ser inferior a 0.15 m/s, con el fin de evitar el arrastre de materiales flotantes. Coeficiente de pérdidas menores de la rejilla Deben conocerse las pérdidas menores que ocurren en la rejilla. Para calcularlas debe utilizarse la siguiente ecuación:

H =K

V2 2g

(5.1)

Donde : V = Velocidad frente a la reja como si no existiera. K = Coeficiente que depende de la forma de la reja .Debe calcularse de la siguiente forma:

68 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

S K = β ⋅  a

1.33

⋅ Senα

(5.2)

α = 70 – 80 ° a = separación entre barrotes donde β debe obtenerse de la tabla 5.2, en conjunto con la figura 5.4. TABLA 5.2 Coeficiente de pérdida para rejillas Sección transversal Forma

A 2.42

β

B 1.83

C 1.67

D 1.035

E 0.92

F 0.76

G 1.79

a

a

a

a

a

a

a

A

B

C

D

E

F

G

Figura 5.4 Diferentes formas de barrotes de rejillas Sin embargo, para el caso de los niveles bajo y medio de complejidad, puede considerarse que el coeficiente de pérdidas menores varía entre 0.5 y 0.7. 5.3.7 CAPTACIONES DE FONDO ( GASTOS PEQUEÑOS.) Son empleadas para captaciones de pequeñas cantidades de agua en quebradas, en las cuales la lámina de agua se reduce considerablemente. La idea del diseño de este tipo de bocatoma, es la de proyectar una estructura que se acomode a la forma del lecho del río, procurando que en épocas de caudal mínimo el agua pase sobre la rejilla. El agua captada mediante la rejilla localizada en el fondo del río, se conduce a una caja de donde la tubería sale al desarenador. Este tipo de bocatomas no se pueden emplear en cursos de agua de poca pendiente, ya que la aducción como el desagüe quedan profundos. En este caso se utiliza un muro transversal de altura suficiente para que la tubería de salida quede a una profundidad aceptable. Las bocatomas sumergidas constan de los siguientes elementos (Figura 5.5) :


-

Una presa para represar el agua (dependerá de la pendiente del río) colocada de manera normal a la corriente y en general con su parte superior a ras con el fondo del río, extendiéndose aguas arriba como aguas abajo para proteger la estructura.

-

Muros laterales de contención para proteger la presa y encauzar el río.

-

Una rejilla colocada sobre la presa cubriendo la canaleta de aducción

-

Una canaleta de aducción o toma colocada dentro de la presa y debajo de la rejilla.

-

Una cámara de recolección de agua situada al final de la canaleta.

-

Un vertedero de excesos que se construye dentro de la cámara de recolección para arrojar al río los excesos de agua que no se transporten por la tubería de conducción.

ESCALONES A

CAJA DE DERIVACION

B

ENRROCADO ALETAS REJILLA

A

DIQUE

O DE NT ZO MIE O A P ET UI AQ

B

DESAGUE DE EXCESOS

SOLADO O ENRROCADO MURO LATERAL DE PROTECCION

70 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

VALVULA DE COMPUERTA CORONA DE MURO

MINIMA ALTURA 1m

FONDO DE RIO

S = 5%

- 10%

CORTE A-A

VASTAGO

SALIDA AL DEARENADOR


20% INCLINACION

PERFIL CREAGUER

CORTE B-B

Figura 5.5 Esquema general captación de fondo o sumergida

5.3.7.1 Diseño de la rejilla en barras paralelas

L

B

t

t

t a/2

a

t a

t

t a

t a/2

Figura 5.6 Rejilla con barras paralelas Donde: a t n L B

= = = = =

Espaciamiento libre entre barrotes, dado por norma. Espesor de los barrotes (diámetro asignado) Número de espacios = número de barrotes (para el sistema de la figura) Longitud de la rejilla Ancho de la rejilla

72 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

A N = Área neta (área necesaria para desaguar un caudal Q con una velocidad de 0,15 m/seg). A T = Área total e = Porcentaje útil de la rejilla AN = N * a * B

At = N * a * B + N * t * B = B * L N (a + t ) = L A N*a*B a e= N = = A t N * B(a + t ) a + t

(5.3) (5.4) (5.5) (5.6)

MÉTODOS DE CALCULO Se cita en el presente estudio dos métodos: MÉTODO 1 Este fue propuesto por el Ingeniero Lauro H. Arturo, el cual parte de la siguiente expresión:

QD = C * AN * VP

(5.7)

Donde: QD = C = AN = Vp =

Caudal de diseño Coeficiente que tiene en cuenta la contracción de la vena líquida =0,9 Área neta Velocidad de paso a través de la rejilla (menor de 0,15 m/seg - Norma Ras 2000).

Despejando de la fórmula (1) se tiene:

QD = C * At * e * VP

QD = C * B * L * e * VP

Donde: A t = B * L (5.8)

Procedimiento a seguir: -

Asumir un L (supuesto) y calcular la altura de la lámina de agua sobre el vertedero por la fórmula:

Q min = K * L * H 3 2 Donde: Q min = Caudal mínimo del río L = Longitud asumida H = Altura de la lámina de agua


K

= Coeficiente (un valor seguro que corresponde a un mínimo es el de K = 1,56. Si se quiere mayor precisión deberá tenerse en cuenta que K varía con H y con la velocidad de aproximación h = V²/2g)

Q  H =  min  K * L -

23

Calcular la velocidad del agua al pasar por la Bocatoma (Figura 5.7):

Vh =

Qmin Q = min A L*H

Vh

Vp h

Figura 5.7 Velocidades del agua al paso por captación

Cálculo de B Para velocidades mayores de 0,3 m/seg y menores de 3 m/seg son válidas las siguientes ecuaciones (Figura No. 5.8):

H

Xs = 0.36 Vh

2/3

4/7

Xi = 0.18 Vi

Xs Xi

B

Xs = B

+ 0.6 H

4/7

3/4

+ 0.74 Hi

(5.9)

74 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Figura 5.8 Canal de Entrada Para cumplir con especificaciones dadas, se calcula L en la expresión (2):

L = QD /(C * B * e * VP ) Donde : Q = caudal de diseño L = longitud de la rejilla C = coeficiente = 0,9 B = ancho de la rejilla e = porcentaje útil V p = velocidad de paso a través de la rejilla = 0,15 m/seg. Dado que el nuevo valor de L podría ser diferente al asumido, siguiendo el mismo procedimiento por iteraciones sucesivas, se obtendría un valor más ajustado de L y de B, si se requiere mayor precisión. Cálculo del número de orificios y barrotes Cuando el numero de barrotes es igual al número de orificios se utilizará la siguiente ecuación

N (a + t ) = L N=

(5.10)

L a+t

En el caso de que el número de barrotes sea menor que el número de orificios se tendrá:

N a + ( N − 1) t = l

(5.11)

Por seguridad se amplía las dimensiones de la reja (B) para tener en cuenta obstrucción por piedras, hojas, ramas, etc., a un 20%. Método 2 : Método de la energía específica En este método se pretende determinar el ancho de la reja (B) de forma tal que se asegure la captación del gasto requerido. En general se pueden distinguir dos casos específicos: rejas con poca inclinación (flujo vertical) y rejas con alta inclinación (flujo inclinado). En los casos anteriores, se puede presentar a su vez que su gasto de captación sea parcial o total. El esquema de la Figura 5.9 permite visualizar mejor esta última distribución de caudales. Rejas con poca inclinación (Flujo vertical)


Para el caso de rejas con poca inclinación (α < 20%), se considera que la descarga por la reja depende de la carga efectiva sobre la misma. La carga efectiva en el caso de barras paralelas es prácticamente igual a la energía específica (E); esto se cumple porque el flujo a través de la reja es de tipo vertical ya que el agua fluye sin producir choques bruscos contra los bordes de las aberturas de la reja.

X

E

E Q1

Y1 Y

Q1 Y2

Q2

Qv Qv=Q1

X

X

Figura 5.9

Captación con rejillas de fondo

Con base en lo anterior se desprende que la energía específica (E) es constante; luego se tiene que el valor de la descarga a través de la longitud (dx) es:

− ∂Q / ∂x = e * C * L 2 g * E

(5.12)

Donde: dQ/dx = e = c = L E

= =

Cantidad descargada por la reja por unidad de longitud Relación entre el área de abertura y el área total de la reja Coeficiente de descarga a través de las aberturas; varía para este caso desde 0,45 para una inclinación de 1 a 5 hasta 0,5 para un canal horizontal. Largo total de la reja, en m Energía específica, en m

El valor del gasto se podrá calcular con la siguiente expresión general Q = L * Y * 2g * (E − Y )

(5.13)

El valor de (Y) corresponde a la altura del agua sobre la reja. La variación de la altura del agua (dY) en la dirección dX es igual a:

76 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

∂Y 2 * e * C * E * ( E − Y ) = ∂x 3Y − 2 E

(5.14)

Mediante un proceso de integración, se puede deducir para el caso de una captación parcial del gasto, el valor de la longitud de la reja requerida (X):

X =

E  Y1 Y Y Y 1− 1 − 1−   e*C  E E E E

(5.15)

Donde: X = Y1 = Y =

Longitud de la reja para una altura de agua Y (b = X) Altura del agua al inicio de la reja Altura del agua en un punto intermedio o al final de la reja, (Y = Y 2 )

Para una captación total, o sea cuando Y = 0 se tiene que la longitud de rejilla para sacar el gasto es :

X =

E  Y1  e*C  E

1−

Y1   E

(5.16)

En términos del caudal, la expresión anterior es equivalente a :

Q1 = e * C * x * L * 2 g * E

(5.17)

Donde: L = Largo de la reja x = Ancho de la reja. Dado que la reja puede obstruirse parcialmente en la práctica es necesario aumentar el valor teórico de b para garantizar el grado de captación Qv. Para gastos pequeños la aproximación que se logra mediante la aplicación directa de esta fórmula da suficiente exactitud, tomando Q 1 como caudal de diseño, así: Qmin = K L E1.5

QD = e * C * x * L * (2 g * E )

(5.18)

Donde: L, e, x son los mencionados anteriormente C = Coeficiente de descarga = 0,44 (inclinación rejilla 1:5) 0,50 (rejilla horizontal)


E Qmín QD K

= = = =

Energía específica a la entrada de la reja Caudal mínimo de la fuente Caudal de diseño Constante que tiene un valor promedio de 1,84 para pared angosta y 1,56 para cresta ancha


Asumir un L

-

Calcular E por la fórmula (2) : Qmin = K L E1.5

En el caso de barras paralelas con ángulos de inclinación de 20% la carga efectiva H es prácticamente igual a la energía específica E. Q  E =  min  K *L 

-

23

Calcular B de la fórmula (5.18) b=

QD C * L * e * (2g * E)

Se deberá aumentar el área por seguridad a 1,5 veces. En este caso se aumenta el valor de b. Reja con alta inclinación (flujo Inclinado) Cuando la inclinación de la reja es significativa (α> 20 %) , se considera que el agua al penetrar a través de las aberturas de la reja choca contra los bordes de la misma, se origina entonces disipación de energía o pérdidas de carga. Con base en lo anterior, se tiene que la carga estática equivale a la profundidad del agua sobre la reja, se deduce que el valor de la descarga para estos casos a través de una longitud (dx) de la reja es :

−

∂Q = e * C * L * 2g *Y ∂x

(5.19)

La variación de la altura del agua (dY) en la dirección (dx) es: ∂Y 2 * e * C * Y(E − Y ) = ∂x 3 Y − 2E

(5.20)

Mediante un proceso de integración se tiene que la longitud de la reja (B) para captar todo el caudal es: X=

E 3  e * C 2 

Y1  Y  1 2Y   − 1 − 1  − Sen−11 − 1  + E  E 4 E  

π  8 

(5.21)

78 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Cálculo del caudal Para flujo del caudal, tanto en condiciones de flujo vertical o inclinado, se considera que el comportamiento es equivalente a un vertedero de cresta ancha, o sea que :

Qmin = K * L * E1.5

(5.22)

Donde : Q = Caudal mínimo del río. K = 1,56 El valor del gasto de entrada (Q 1 ) es : Q1 = Q

(5.23)

Q1 = L * Y1 2g(E − Y1)

El valor del gasto de salida (Q 2 ) es: (5.24)

Q2 = L * Y2 2g(E − Y2 )

El valor del gasto de captación (Qv) es : Q V = Q1 − Q2 o la expresión equivalente siguiente:

 Y E − Y2  Qv = K L 1 − 2   Y1 E − Y1 

(5.25)

Cuando Q 2 = 0 para el caso de una captación total Q V = Q1 = Q

La diferencia en el empleo del método 1 o 2 en el cálculo de rejillas radica en el área de la rejilla. El empleo del método 1 dará áreas más grandes en razón de que la velocidad de paso a través de la rejilla no deberá sobrepasar los 0,15 m/seg. Experimentalmente se ha encontrado que la relación Y 1 / Yc decrece con un aumento en el valor de e y con la pendiente de la rejilla. La tabla 5.3 ilustra los valores típicos: Tabla 5.3 Valores de (Y 1 /Yc) y ( Y 1 / E ) en bocatomas sumergidas RELACIÓN Y 1 / Yc Y1 / E

RANGO 0.7 0.9 0.47 0.6


Experimentalmente también se ha encontrado que el coeficiente de descarga C, aumenta si la rejilla tiende a ser horizontal y disminuye a medida que se inclina; Lo mismo sucede cuando en vez de rejilla se utiliza lámina perforada, en este caso los valores del coeficiente son aún mas altos y variarán en el mismo sentido. La tabla 5.4 ilustra los valores típicos. Tabla 5.4 Valores del coeficiente de descarga C en rejillas (bocatoma sumergida) INCLINACIÓN : α

TIPO DE REJILLA

Barras Paralelas

COEFICIENTE C

1 : 5

0.44

Horizontal

0.5

1 : 5

0.75

Horizontal

0.80

Lámina perforada Vh Vh

5.3.8. CAPTACION DE FONDO ( GASTOS MAYORES) Vp

Cuando los volúmenes de agua adquieren proporciones considerables y en condiciones de aguas Vp h mínimas el volumen de agua es importante como para que se vierta por toda la estructura, el h método más utilizado es el de la energía, considerándose a la estructura como un solo vertedero con niveles mínimos y máximos. Figura 5.10.

Vh Vh

Hmax Vp

Hmin

Vp h

Figura 5.10 Rejilla y vertedero para gastos mayores

80 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

5.10 Diseño de rejillas en platina de lámina corrugada Como alternativa al uso de barras paralelas en dirección a la corriente, se plantea la utilización de una platina en lámina corrugada con perforaciones de 1,5 cm de diámetro. Con estas rejas existen las ventajas (Figura 5.11): -

Los agujeros circulares de 1,5 cm de diámetro controlan efectivamente el paso de piedras grandes.

-

Debido a que la lámina es corrugada, las piedras descansan sobre las corrugaciones permitiendo el paso del agua por la luz existente entre el agujero de las rejas y la piedra.

-

Cuando el material granular no queda apoyado sobre las protuberancias de la corrugación, éste se desplaza aguas abajo por la corriente de flujo que arrastra la partícula. El problema de las obstrucciones se presenta con diámetros cercanos al del orificio que pueden penetrar parcialmente en éste.

Lámina corrugada perforada espesor 1/4"

Angulo 1"*1"*1/4"

20° Orificio Ø 1,5cm

Figura 5.11 Rejilla en platina perforada Estas partículas no obstruyen totalmente la reja y forman nuevos puntos de apoyo. En resumen, las dos ideas básicas para el diseño son: 1. 2.

Pendiente fuerte (20%) para facilitar la remoción de partículas. La formación de un filtro con las partículas que puedan ser retenidas.

Las piedras se deslizan más fácilmente sobre una platina que sobre barras paralelas. La corrugación da a la reja mayor resistencia estructural. Se proyectarán los marcos de la platina debajo de la misma, para evitar obstáculos.


Para calcular la dimensión de la rejilla en dirección normal a la quebrada se utilizará la siguiente expresión: 1. Qmin = K * L * E1.5 2. L =

K = 1.56

QD e * C * B * (2g * E)

Donde: e = % útil de la rejilla =

AN n * π * φ 2 816 * π * (0.015) 2 = = = 0.144 At 4 *1 4m 2

= Caudal de diseño QD Qmin = Caudal mínimo de río C = Coeficiente de descarga

= 0,75 para lámina perforada 1:5 = 0,8 para lámina perforada horizontal

E = Energía específica L = Largo de la platina B = Ancho de la platina Número de agujeros por m² = n = 816 Inclinación de la platina = 15O Para la aplicación de la ecuación del caudal derivado es necesario encontrar los valores preliminares de dimensión de la placa B y L, y el valor de la energía específica E. 5.3.7.3 Cálculo de los vertederos -

Cálculo del vertedero de rebose (Figura 5.12) H med = Altura del vertedero de rebose; va encima de la rejilla y será capaz de desaguar el caudal medio del río aplicando la fórmula:

Qmed = K * L * Hmed 3 2

Q  Hmed =  med  K * L

Q m = caudal medio del río

23

Donde K = 1,56 valor que es comúnmente utilizado, (si se quiere mayor precisión para K deberá tenerse en cuenta que K varía con la altura de la cresta H y con h).

82 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

N:A Máximo H1

h

N:A Medio N.A Mínimo

Hm

L Figura 5.12 Vertedero de rebose -

Cálculo del vertedero de crecida : Va a lado y lado del vertedero de rebose. Este cálculo sirve:

-

Para determinar la altura de los muros de protección de la bocatoma.

-

Para prever los efectos de las posibles inundaciones aguas arriba.

La capacidad del vertedero está dada por la ecuación: QC = K * L * H3 2 Q C = caudal de crecida: QC = Q1 + Q2

Q1 = K * L * H 1

32

= K * L ( Hm + h) 3 2

Q2 = K * l * h 3 2 = K ( m − L ) * h 3 2 QC = K (m − L) * h 3 2 + K * L ( Hm + h) 3 2

(5.26)

Donde: m = se supone según el ancho a encauzar el río H = altura del vertedero de rebose K = 1,56 L = ancho de la rejilla h = valor a calcular Cálculo de h : Se supone un h y se obtiene un Qc calculado. Si Qc calculado ≠ Q del río, se aumenta o disminuye h. Si al adoptar un h, Qc calculado = Q crecida del río, h es la altura real. Una vez calculado h se da centímetros de margen de seguridad. Se acostumbra cuando no se poseen datos suficientes a estimar el caudal de crecida como 10 veces el caudal medio del río. Generalmente el vertedero de rebose se construye en forma trapezoidal (Figura 5.13). La altura mínima entre la rejilla y la corona de los muros será de 1 m.


Figura 5.13 Vertedero trapezoidal Cálculo de nivel mínimo : Se calcula en base al caudal mínimo del río:

H min = (Qmin / K * L) 2 3

K = 1.56

5.3.7.3 vertedores de excedencias (aliviaderos) En el trazado de la sección transversal de las obras de excedencia se busca adoptar la forma más satisfactoria de perfil de agua teniendo en cuenta el flujo de la lámina vertiente. Se ha adoptado un vertedero central que permite el paso del gasto medio de la fuente superficial y un vertedero de crecida que permite el paso del gasto máximo estimado cuando se produce la creciente. Las obras de excedencia pueden ser de diferentes formas, estas se seleccionan de acuerdo con la topografía del lugar, por la magnitud del caudal de diseño, por el costo y por las condiciones de la cimentación de la estructura. La forma ideal es aquella que favorece el caudal o descarga y que al mismo tiempo, impide la eventualidad de efectos nocivos a la estructura, tales como vació parcial, las pulsaciones de la vena, vibraciones, etc. El trazado de la cresta debe ser hecho para el caudal máximo esperado, o sea, para la mayor carga de diseño. Para el caso de pequeñas obras de excedencias, en nuestro medio es frecuente utilizar vertederos de planta recta y perfil tipo Creaguer (WES), este vertedero se caracteriza porque adopta a partir de la sección de control la forma del flujo de agua. El vertedero tipo Creaguer consta básicamente de las siguientes partes: sección de control, pozo amortiguador o disipador de energía y canal de descarga. La forma típica de un vertedero tipo Creguer se esquematiza en la figura 5.14

84 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Ha Hd He

Ha Hd

Z

Y H H

Y X

X P.T.

P.T.

1

Y2

Y2

0.4 Y1

Y1

h

Y3

h

Y3

Lj

Lj

Figura 5.14 Esquema de un vertedero tipo Creaguer. DISEÑO HIDRÁULICO Para el diseño hidráulico de un vertedero tipo Creaguer, es conveniente primero entrar a definir las siguientes variables. K y n = Exponentes de la ecuación del perfil x = Distancia horizontal medida a partir del origen de coordenadas. y = Distancia vertical medida a partir del origen de coordenadas. Ha = Carga de velocidad, en m. Hd = Altura del agua sobre la cresta del vertedero, en m. He = Carga total sobre la cresta del vertedero , en m. (He = Ha + Hd) H = Altura del dique hasta la cresta del vertedero, en m. C = Coeficiente de descarga. L = Longitud total de la cresta del vertedero, en m. Q max = Caudal máximo de diseño en m3/seg. Vc = Velocidad crítica, en m/seg. Yc = profundidad crítica, en m. = Número de froude al pié de la presa. F1 = Velocidad al pié de la presa. V1 Z = Altura medida desde el nivel máximo aguas arriba de la estructura hasta el nivel del pozo de amortiguación, en m. =Altura del resalto en el pozo de amortiguación, en m. Y2 = Altura del agua a la salida del canal de descarga, en m. Y3 Lj = Longitud del pozo de amortiguación, en m. La secuencia metodológica se puede presentar de la siguiente forma:


1. Cálculo de la longitud de la cresta (L) : se determina de acuerdo a la topografía y a la geología del lugar. 2. Cálculo de la carga de diseño (Hd): se considera que el vertedero es de cresta ancha y se utiliza la ecuación de Francis:

Qmax = 1.56 L Hd

3

2

(5.27)

Hd = (Qmax / K * L) 2 3

(5.28)

3. Se determina el efecto de la velocidad: mediante la relación (H/Hd), si es mucho mayor que 1.33 el efecto de la velocidad es despreciable, se considera que He = Hd Si la relación (H/Hd) no es mayor a 1.33 se considera que el efecto de la velocidad es significativo, luego se considera que; He = Hd + Ha . 4. Se determina el valor de la velocidad de flujo en la cresta del vertedero; se utiliza la ecuación de continuidad Q = V * A , luego V = Q / A. 5. Se calcula la profundidad crítica ( Yc): Se utiliza la siguiente ecuación:

Yc = (q 2 / g )1 / 3

(5.29)

6. Se calcula la velocidad crítica (Vc):

Vc =

g * Yc

(5.30)

7. Se calcula el perfil del aliviadero mediante la utilización de los parámetros (K) y (n) que se encuentran en función de la pendiente de la cara aguas arriba del vertedero tipo Creaguer. Los valores de K y n son los siguientes: Pendiente de la cara aguas arriba Vertical 3 en 1 3 en dos 3 en tres

K 2.0 1.936 1.939 1.873

N 1.85 1.836 1.810 1.776

Para pendientes intermedias los valores aproximados de K y n pueden obtenerse graficando los anteriores valores contra las pendientes correspondientes e interpolando en la gráfica los valores requeridos para cualquier pendiente dentro del rango graficado. La forma general de la ecuación es: n −1

X n = KH d Y

(5.31)

Donde X y Y son las coordenadas del perfil de la cresta con su origen en el punto mas alto de ésta. En la figura 5.15 se encuentran diferentes formas de vertederos WES

86 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Figura 5.15 Formas estándar de vertederos tipo WES 8. Diseño del pozo de amortiguación: consiste en una estructura corta en concreto situada al pie del aliviadero con el objeto de producir y retener el resalto hidráulico, y para convertir el flujo supercrítico en un flujo subcrítico, condición esta última necesaria para no generar la socavación de la estructura aguas abajo del pozo. Se estima la velocidad V 1 al pie del aliviadero:

V1 = 2 g ( Z − 0.5 H d )

(5.32)

9. Se calcula la altura del agua a la salida o pié de la presa Y 1

Y1 = Q max/ V1 * L

(5.33)

10. se calcula el número de Froude F 1

F1 =

V1 g *Y1

(5.34)

11. Se determina la altura del diente del dique en el pozo de amortiguación. Con base en la figura 5.15 se determina la relación F 1 Vs h/ Y 1 y se despeja el valor de h.


Figura 5.16 Relaciones analíticas entre F y h/y1 para un vertedero de cresta ancha 12. Se calcula el valor de la altura máxima del resalto hidráulico Y 2 en el pozo de amortiguación. Se utiliza la siguiente expresión:

h

2.667 F1 (1 + 2

Y h Y1 ) = ( 2 − )3 Y2 Y1 Y1 Y1

(5.35)

13. Se determina el valor de la profundidad del flujo a la salida del pozo de amortiguación Y 3 . Se utiliza la siguiente expresión;

Y3 ≤ (

2Y2 + h ) 3

(5.36)

14. Se determina finalmente la longitud del pozo de amortiguación Lj. Se utiliza la siguiente expresión: (5.37) Lj = 6.9(Y2 − Y1 ) o también

Lj = 5(h + Y3 )

(5.38)

5.3.7.4 Cálculo del canal recolector Se tendrán en cuenta las dimensiones pre-establecidas en la estructura (Figura 5.17). Bajo la reja de la bocatoma se ubicará un canal cuya función es recibir el agua que penetra a través de la rejilla. En la práctica es usual que la sección sea rectangular. El canal se diseñará para condiciones de flujo subcrítico ya que es más estable que el supercrítico (V L < V c ).

88 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

L B

Ho So ( 5-10%)

So*L'

B

Yc

H

L'

Figura 5.17 Canal Recolector -

Cálculo de la profundidad crítica (Yc) y velocidad crítica (Vc) para la sección rectangular: 13

 QD 2   YC =  2  * g B  

(5.39)

VC = g * YC -

(5.40)

Cálculo de la altura del agua al final del canal recolector (5.41)

HL = 1.1 * YC

-

Cálculo de la altura del agua al inicio del canal recolector 3

HO =

2

2 * YC L'*S  2 * L'*S  + HL −  − HL 3  3 

Donde: Ho = HL =

profundidad del agua al inicio del canal profundidad del agua al extremo inferior del canal

(5.42)


L' = Yc = S =

longitud del canal profundidad crítica para el caudal de diseño pendiente de la solera del canal (5-10%) para asegurar mejores condiciones de autolimpieza (m/m)

5.3.7.5 Caja de derivación Se efectuarán los siguientes diseños: -

Cálculo de la cámara de recolección Cálculo del vertedero de excesos Cálculo del desagüe Colocación del tubo de salida al desarenador

Cálculo de la cámara de recolección Para velocidades entre 0,3 m/seg y 3,0 m/seg se cumplen las condiciones siguientes:

X S = 0.36 * V 2 3 + 0.6 * H 4 7 = 0.36 *VL

23

+ 0.6 * H L

47

Xi = 0.18 * Vi4 7 + 0.74 * Hi3 4 = 0.18 * V14 7 + 0.74 * H13 4

Xs = longitud de la cajilla. Por operación y mantenimiento se adopta una longitud mínima de cajilla 1,20 m. ( figura 5.18) Se deja 0,15 m como valor de caída vertical y un margen de 0,50 m mínimo para sedimentación y colocación del tubo de salida al desarenador; para descarga ahogada solo se dejan 0,5 m. Cálculo del vertedero de excesos Debido a que por norma la rejilla está calculada para captar 2-3 QMD en condiciones mínimas y por el tubo de salida al desarenador irá el caudal de diseño, se establece una diferencia entre el caudal mínimo del rió, el caudal que se capta y el caudal que se transporta por la aducción así: Si Qmin .

río

> 2 − 3 QMD

Qexcesos = (2 − 3) QMD − Qdiseño tubo salida desarenador Si (2 − 3)QMD ⟩ Qmin

río

⟩ Qdiseño tubo salida desarenador

Qexcesos = Qmin . río − Qdiseño tubo salida desarenador si Q min rio < Q diseño tubo salida desarenador se deberá pensar la posibilidad de cambiar de fuente ya que el caudal no es suficiente para atender las necesidades futuras de la población. Si es la única fuente superficial existente en la zona se deberá pensar en disminuir el período de diseño y adaptarlo a las condiciones mínimas de caudal. Otra posibilidad se daría en generar un embalse para que en épocas de invierno se llene el mismo y en épocas de verano se tenga la suficiente cantidad de agua para satisfacer las necesidades de la población.

90 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

La otra alternativa existente es recuperar la capacidad de producción de agua de la microcuenca con programas de reforestación de la misma. Esta alternativa deberá efectuarse en todo proyecto así los caudales mínimos superen la capacidad de diseño de la rejilla. Deberán tenerse en cuenta los caudales mínimos ecológicos que deben poseer las fuentes aguas abajo de la captación.

NAMinC

0.15 H

VERTEDERO

Xs

hs

0.5 Mínimo

TUBO

Figura 5.18 Cámara de recolección Donde la altura del vertedero de excesos se calculará por la fórmula: Q Donde : K L Q H

exc

excesos

= K * L * H3/2

= 1,84 ( Vertedero de pared delgada, Francis) = Longitud caja de derivación calculada = Caudal de excesos (calculado) = Altura de la lámina de agua.

El nivel de la lámina de agua en el vertedero de excesos (Figura 5.19) se fija de acuerdo a las condiciones del terreno y la altura de la captación con respecto al nivel del agua en el desarenador. Si esta altura es aceptable (topografía quebrada), el canal recolector funcionará con descarga libre y la altura de la lámina de agua en la cajilla se fija 15 cm por debajo de la cota del fondo a la salida del canal recolector. Si el terreno es plano la cota de la lámina de agua se toma como la cota de la lámina a la salida en el canal recolector, caso en el cual el canal de aducción se diseña como gradualmente variado


N.A Máx N.A Máx

N.A Mín

N.A MIN Cota del vertedero

hs

Figura 5.19 Canal y cámara de recolección El fondo de la cajilla se determinara así: H = hs +Diam tubo + 0.2m Se toman 0.2m para sedimentación de arenas Cálculo del Desagüe EL caudal de excesos del desagüe se determina teniendo en cuenta que sobre la rejilla de la captación pasa un caudal mayor que el caudal de diseño. Al ir creciendo el caudal del rió se producirá un aumento del nivel de la lámina de agua sobre la captación, lo que hace que la rejilla capte un caudal mayor que el caudal de diseño. EL caudal captado dependerá de la altura de la lámina de agua sobre la misma. Si consideramos la altura de la lámina de agua para condiciones de caudal medio o máximo del río tendremos:

Qc = Cd * Aneta * e * (2 g * H ) Donde: C Qc H

= = =

e

=

Coeficiente de descarga = 0,44 Caudal Captado Altura de la lámina de agua sobre la rejilla para el nivel de aguas medio o máximo. Porcentaje útil de la rejilla.

El caudal de excesos a ser evacuado por el desagüe, será la diferencia entre el caudal captado y el caudal de diseño.

Qexcesos = Qc − Qdiseño

92 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Para el diseño de la tubería de excesos (diámetro mínimo 6”), se establecen las cotas del fondo de la cajilla y el sitio escogido para la descarga de excesos, los cuales dividido sobre la longitud del tramo nos dan el valor de J, el valor de C depende del tipo de tubería a utilizar con lo cual aplico la formula de W – Hazen,

Qexcesos = 0.2785CD 2.63 j 0.54 1 / 2.63

  Qexc  D =  0.54  0 . 2785 C * j  

N.A. Medio Caja

h

Fondo

FIGURA 5.20 Desagüe Colocación del tubo de salida al desarenador Debido a las variaciones de nivel (N.A.Mín - N.A.Máx) de la caja de derivación, se presentan variaciones de caudal en la tubería de aducción (si la misma se diseña en tubería) lo cual ocasiona que se transporte en condiciones máximas (N.A.Máx.) un caudal mayor que el caudal de diseño , exceso que deberá ser evacuado a la entrada al desarenador. En razón de esta situación se debe analizar el caudal que fluye por las tuberías a condiciones mínimas y máximas. Para la instalación del tubo de salida al desarenador se tendrán en cuenta los siguientes casos: -

Pendiente uniforme: calcular a tubo lleno (Manning condiciones mínimas.) Calcular el tubo a presión (William Hazen o Darcy en condiciones máximas). Pendiente no uniforme: calcular el tubo a presión (William Hazen o Darcy en condiciones mínimas y máximas).

Pendiente Uniforme (Figura 5.21) Condiciones Mínimas


Nivel de aguas mínimas, tubo lleno, escurrimiento libre. Para este caso deben darse las siguientes condiciones: H

Pendiente uniforme La cota en el desarenador a la entrada es igual al nivel del agua del desarenador (fijar cota de acuerdo a topografía). = Nivel aguas mínimas cajilla – Nivel del agua desarenador.

hs = Altura mínima para instalar tubo de salida al desarenador (h de sumergencia). hs = Ho + V²/2g Ho = Pérdida por dispositivos y rios Ho = ∑ Ki * V²/2g Valores de K de acuerdo con el anexo 2

N.A máx N.A mín hs

Ho v 2/2g

H1 H

L=Lr+3% por pendiente

Figura 5.21 Tubo de salida y aducción, pendiente uniforme

94 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

K1= 0.23 Entrada redondeada

K2= 0.50 Entrada coriente

K1= 1.00 Entrada tipo borda

K2= 0.19 Válvula de compuesrta

Figura 5.22 Valores de K para diferentes tipos de entrada Si hay entrada y válvula Ho = (K 1 + K 2 ) V²/2g Si se toma el caso de entrada corriente y válvula: -

Ho = (0,5 + 0,19) V²/2g = 0,69 V²/2g

-

hs = (0,69 + 1) * V²/2g = 1,69 * V²/2g


Se supone diámetros ∅ i (∅ 1 , ∅ 2 , ∅ 3 ...), comerciales

-

Con Q D y diámetros supuestos aplicando fórmula de Manning para escurrimiento libre: Q D = A * 1/n * R2/3 * S1/2

Se obtiene S i (S 1 , S 2 , S 3 , ....), y V i (V 1 , V 2 , V 3 , ...) V i = 1/n * R2/3 Si1/2 Q = cte. ∅1 ∅2 ∅3 ∅i

S1 S2 S3 . . Si

∅ variable V 1 H 1 = hs + S*L V2 H2 ” V3 H3 ” . . . . Vi Hi “


Siendo Hi = hs + S * L = ( ∑ Ki + 1) * V²/2g + Si * L Donde: S = pendiente y L = longitud total. De acuerdo a las suposiciones anteriores son todos datos son conocidos. Comparando Hi Vs H escojo un ∅i cuyo Hi más se aproxime a H por defecto, obteniendo el hs. El h de sumergencia se duplica o tríplica por seguridad y se chequea velocidades (mínimas y máximas). Condiciones máximas Tubo a presión (cálculo del caudal de excesos). Se producirá con el caudal de crecida (nivel de aguas máximas) -

A, cota nivel aguas máximo caja = N.A. máx. captación - Ht (pérdidas en rejilla y canal)

-

B, cota nivel del agua a la entrada del desarenador H1 = A - B

Cuando un tubo está trabajando a presión se utiliza la fórmula de William-Hazen o Darcy Cálculo del caudal de excesos Datos: H 1 , ∅, C, L, K (rios) Procedimiento (por tanteos): -

Se supone un Q s > Q D . Con Q s , C y diámetro, se obtiene j y V²/2g. Las pérdidas que se pueden tener cuando un tubo está trabajando a presión son por fricción y velocidad.

Hv =Σ K i * V²/2g Hf =

-

K = entrada + rios + salida (anexo 2).

J*L 100

Se suma Hf + Hv = m y se compara m con H 1 . Si m > H 1 se debe rebajar Q supuesto hasta que m ≈ (por defecto) H 1 entonces: Q supuesto correcto. Qexcesos = Q s - Q D

El caudal de excesos se evacuará a la entrada del desarenador. Pendiente No Uniforme (Figura 5.23)

96 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

N.A. Máx N.A. Mín hs

H1 H

Figura 5.23 Tubo de salida y aducción pendiente no uniforme Condiciones mínimas - Tubo a Presión Se fijan las siguientes condiciones: -

Pendiente no uniforme Cota de salida del tubo = nivel del agua del desarenador hs = Ho + V²/2g

Donde: Ho (igual al caso anterior) =Σ K i V²/2g hs = (Σ K i +1) V²/2g Procedimiento de Cálculo -

Se parte de la suposición que solo hay pérdidas por fricción obteniendo un valor de j (pérdidas unitarias por fricción).

H=

j*L 100

j=

100 * H L

En las tablas de William Hazen (Ver anexo) o Darcy con Q D y C para diferentes diámetros ∅i se obtiene valores de j i y V i ²/2g. -

Se escoge un valor de j i < j calculado

-

Se calcula

-

Se calcula m = H fi + H vi

Hfi =

Ji * L 100

H vi = ΣKV i ²/2g


Si m > H , se varía ∅i ya que las pérdidas son mayores que la altura H. Se continúa el proceso hasta que m ( el que más se aproxime) ≤ H, diámetro correcto. -

Se calcula hs = =(Σ K i +1) Vi²/2g; el valor calculado de hs seguridad.

doblarlo o triplicarlo por

Para el cálculo del nivel de crecida, el procedimiento es el mismo que para tubo uniforme a presión. -

Se supone un Q > Q D obteniendo j y V²/2g m = Hf + Hv

-

Si m > H 1 se rebaja Q. Si m ≤ H 1

Q es correcto

Q excesos = Q - Q D El caudal de excesos se evacuará a la entrada del desarenador. Ejercicio 5.1 Calcular para el ejercicio 3.1 la bocatoma sumergida con base en los siguientes datos: Qmin Qmed Qmax. Rio Qmax. Diario Qdiseño Rejilla Capac. Hlica captación. Diámetro de Barras Espaciamiento entre barras Ancho del rio Ancho de captación Longitud total caja – desarenador Longitud tubería de desagüe Tubería a utilizar AC Cotas: Cota lecho del rió Cota rejilla Cota desarenador Cota tubería de desagüe Pendiente no uniforme.

= 90 lt/seg. = 300 lt/seg.. = 930 lt/seg. = 43.2 lt/seg. = 2 QMD = 86.4 lt/seg. = 45.9 lt/seg = 1/2 ” = t = 1.25 cm. = 2 cm = a = 6. m = 5m = 100 m. = 15 m

= 99.0 m. = 100m = 98.5 m. = 98.3 m

Solución: Diseño de la rejilla (Método de velocidades): Asumiendo un largo de la rejilla de L= 3.0 m se calcula H:

98 _____________________________________________________________ACUEDUCTOS

 Q min  H =   K *L

e=

3

 0.09mts 3 / seg   =   1.56 * 3mts 

Vh =

se calcula Vh Se calcula Xs Xs = B

2

2

3

= 0.07 mts

0.09 Qmin Q = min = = 0.43 m / seg A L * H 3 * 0.07

Xs = 0.36 Vh 2 / 3 + 0.6 H 4 / 7 = 0.36(0.43) 2 / 3 + 0.6(0.07) 4 / 7 = 0.34 m

a 2 = = 0.615 a + t 2 + 1.25

C = 0..9

Se calcula el ancho de la rejilla mediante la expresión:

L = QD /(C * b * e * V p ) =

0.0864 3.06m ; L asumida ≅ L calculada 0.9 * 0.34 * 0.615 * 0.15

Por seguridad se amplia el ancho B en 1.2 veces para prever atascamientos y obstrucciones.

B = 1.2 * 0.34mts = 0.41 mts Número de barrotes:

N=

L 3 = = 92.3 ≈ 92 a + t 0.02 + 0.0125

Espaciamiento centro a centro = 0.02 + 0.0125 = 0.032mts. Son 92 barras de ½” espaciadas 0.032mts centro a centro. 0.0125 Los extremos se espaciaron 0.01 + = 0.016mts 2 Vertederos: -

Cálculo del vertedero de rebose:

Qmedio = K * L * Hm

3

2

Donde Hm = altura del vertedero de rebose

 Qmed  Hmed =    K *L 

-

2

3

 0.3mts 3 / seg   =  1 . 56 * 3 . 0  

2

3

= 0.16mts

Cálculo del vertedero de crecida:

Qcrecida = K * (m − L ) * h

3

2

+ K * L * (Hm + h )

3

2

= 1.56(5 − 3)h1.5 + 1.56 * 3(0.16 + h) 4 / 7


Donde: m = distancia entre muros L = longitud del vertedero K = constante Qcrecida = caudal de crecida

= 5 m. = 3m. = 1.56 = 930 lt/seg

Asumiendo diferentes valores para h, se obtienen diferentes valores para Q crecida, si el caudal de crecida calculado es aproximadamente igual a Q crecida del rió, entonces se toma el valor de h. Si h = 0.14 m → Q crecida calculado = 0.932m3/seg, que es aproximado el caudal de crecida del rió. Se asume h = 0.14 m -

Calculo del nivel mínimo:

 Q min  H min =    K *L 

2

3

 0.09  =   1.56 * 3 

2

3

= 0.07 mts

Cotas importantes: Cota del río Cota de la rejilla Cota nivel mínimo del rio Cota nivel medio del rio Cota nivel máximo del rio Cota corona de muro ( Nivel mínimo)

= 99.0 m =100.00 m =100+0.07 = 100+0.16 = 100+0.16+0.14 = 100 + 1.0

=1 00.07 m = 100.16 m = 100.30 m = 101 m

Calculo de la estructura de amortiguación. Se determina el efecto de la velocidad: mediante la relación (H/Hd) H =1.16 m; Hd = 0.14 m 1.16/ 0.14 = 8.3 >> 1.33 el efecto de la velocidad es despreciable, se considera que He = Hd Se determina el valor de la velocidad de flujo en la cresta del vertedero; se utiliza la ecuación de continuidad Q = V * A Q max = 0.930m3/seg

V =

A = 3*0.16 + 5* 0.14 = 1.18 m2

0.93 = 0.79 m / seg 1.18

Calculo de la profundidad crítica ( Yc): Sobre la cresta del vertedero de rebose el caudal será: Q 1 = V *A 1 = 0.79 * 1 * 0.14= 0.111 m3/seg.

luego V = Q / A

100_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

2

Yc = 3

q 2 3 Q1 (0.111) 2 3 = = = 0.11m g gB 2 g * 12

Se calcula la velocidad crítica (Vc):

Vc =

g * Yc = 9.81 * 0.11 = 1.03 m / seg

como V < Vc corresponde a flujo supercrítico Calculo del perfil del aliviadero: Para una pendiente vertical; K = 2 y n = 1.85 n −1

X n = KH d Y

X 1.85 = 2 * 0.14 0.85 * Y = 0.376Y

Luego Y = 2.66 * X 1.85 Con base en la expresión anterior se obtienen los resultados siguientes: X Y

0.00 0.00

0.10 0.037

0.20 0.135

0.30 0.40 0.50 0.60 0.287 0.488 0.737 1.03

0.70 1.37

0.80 1.76

0.90 2.19

1.0 2.66

La graficación respectiva permite obtener la forma del aliviadero y el punto de tangencia (P:T): X = 0.6m ; Y= 1.03 m punto en el cual sigue la cara del dique con pendiente definida de 0.4 H : 1 V en la porción lineal aguas abajo. Diseño del pozo de amortiguación: Velocidad V 1 al pie del aliviadero: Z = 100.3 –99 = 1.3, Hd = 0.14

V1 = 2 g ( Z − 0.5H d ) = 2 * 9.8(1.30 − 0.5 * 0.14) = 4.91 m / seg Altura del agua a la salida o pié de la presa Y 1

Y1 = Q max/ V1 * Lt = 0.930 / 4.91 * 5 = 0.038m = 3.8cm. Número de Froude F 1

F1 =

V1 = g * Y1

4.91 = 8.05 9.81 * 0.038

Altura del diente del dique en el pozo de amortiguación. Con base en la figura 5.15 se determina la relación F 1 Vs h/ Y 1 y se despeja el valor de h.


Para F 1 = 8.05

se tiene que h/Y 1 = 4.6 h =4.6 * Y 1 = 4.6 * 0.038 = 0.175 m ;

h

Y h Y1 2.667 F1 (1 + ) = ( 2 − )3 ; Y2 Y1 Y1 Y1 2

h = 0.18 m ( altura del diente del dique)

0.18  Y2 − 0.18  2.667(8.05) (1 + )=  y2  0.038 

3

2

Resolviendo la ecuación por tanteos se tiene: Y 2 = 0.42 m ( altura máxima del resalto en el pozo). Se determina el valor de la profundidad del flujo a la salida del pozo de amortiguación Y 3 , para asegurar las condiciones de producción y retención del resalto hidráulico y el régimen subcrítico aguas abajo de la estructura. Se utiliza la siguiente expresión;

Y3 ≤ (

Y3 ≤ (

2Y2 + + h ) 3

2(0.42) + 0.18 ) = 0.34m 3

Se observa que la profundidad Y 3 estará oscilando entre el valor de 0.18 y 0.42 m ( h < Y 3 < Y 2 ) Se adopta Y 3 = 0.34 m. Se determina finalmente la longitud del pozo de amortiguación Lj. Se utiliza la siguiente expresión:

Lj = 6.9(Y2 − Y1 ) Lj = 6.9(0.42 − 0.038) = 2.64m o también

Lj = 5(h + Y3 ) Lj = 5(0.18 + 0.34) = 2.6 m

Se concluye que este resultado coincide con el encontrado anteriormente ( L= 2.64 m) por lo tanto el diseño es confiable.

102_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

100.30 Hd=0.14

100.16 100

Z = 1.30 m Y=1.03 H=1.16 P.T. X=0.6

1

Y2=0.42 0.4 h=0.18

Y1=0.038

99

Lj=2.64

Estructura de amortiguación Cálculo del canal recolector: Cálculo de la profundidad crítica Yc y la velocidad crítica Vc:

 Q2   Yc =  2  g B *  

Vc =

1

3

 0.08642   =  2  9 . 8 * 0 . 41  

1

3

= 0.165m

g * Yc = 9.81 * 0.165 = 1.27 mts / seg

Y3=0.34


Corona muro=101mt

N.A. Máx=100.30 100.26 m=5m 0.30

N.A. Med=100.16mt N.A. Mín=100.07 mt Lecho del rio

100 mt

A

99.82mt Ho=0.07

0.08

99.75mt

0.10

A

0.07

99.49 mt

HL =0.18

99.34 N.A. Mín

99.28 Cajilla

L=4.3 mt 0.41

98.68

CORTE A-A

Figura 5.21 Perfil captación de fondo Cálculo de la altura del agua al final del canal recolector:

H L = 1.1 * Yc = 1.1 * 0.165 = 0.18m Cálculo de la altura de agua al inicio del canal recolector: 0.5   2  Yc 3  L'*S   2 * L'*S  Ho =  2 * +  HL − −   HL 3   3       

S = pendiente del canal (asumida) =6% L’ = longitud del canal = longitud del canal = (3 +1) + 0.3 = 4.3 m 2 0.5   (0.165)3   4 . 3 * 0 . 06    − 2 * 4.3 * 0.06  = 0..07 mts Ho =   2 * +  0.18 −   3 3 0.18       

104_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

VL =

0.0864 QD = = 1.17 mts / seg < Vc = 1.27 mts / seg H L * B 0.18 * 0.41

Cumple con el régimen subcrítico. Cota de la lámina de agua al inicio del canal recolector =100-0.08-0.1 Donde 0.41*0.2=0.08 Cota fondo inicio del canal recolector = 99.82-0.07 Cota fondo final del canal recolector = 99.75-0.26

= 99.82mts = 99.75mts = 99.49mts

Cálculo de la caja de derivación: Cámara de recolección:

Xs = 0.36 * VL

2

3

+ 0.6 * H L

4

7

= 0.36 * (1.17)

2

3

+ 0.6 * (0.18)

4

7

= 0.63 mts

Por condiciones de trabajo y limpieza X S =1.2mts Cálculo del vertedero de excesos. Como Qmin > 2QMD

Qexcesos = 2 QMD -Q D capt = 86.4 – 45.9 = 40.5 lt/seg.

La altura del vertedero de excesos será:

 Qexcesos  h=   K *L 

2

3

 0.0405  =   1.84 * 1.2 

2

3

= 0.06mts

Cota nivel de aguas mínimo en la caja = 99.49-0.15 Cota cresta del vertedero en la caja = 99.34-0.06

= 99.34mts = 99.28mts

Condiciones máximas en la caja de derivación: El nivel del agua máximo en la caja de derivación será: NAMC = N agua máxima vertedero – Ht Ht = pérdidas de energía -

Por rejilla = K

V2 2g

Q = C * At * e 2 gH = 0.50 * 3 * 0.41 * 0.615 19.6(100.30 − 100) = 0.917 m3 / seg V =

0.917 Q = = 1.21mts / seg AN 3 * 0.41 * 0.615

K = 0.5


Ht =

0.5 * (1.21) 2 = 0.04mts 19.6

Cota nivel de aguas máximo en la caja = Cota N.A.Máx. – Ht =100.30-0.04 =100.26 mts. Colocación del tubo de salida al desarenador y cálculo del diámetro Pendiente no uniforme. Q D = 45.9 llt/seg Cota salida del tubo = nivel del agua del desarenador = 98.5mts

V2 hs = Ho + 2g Ho =(Σ K i ) V²/2g hs = (Σ K i +1) V²/2g Suponemos pérdidas por fricción: 100 * H J= L

Figura 5.22 Colocación tubo de salida al desarenador y aducción H = N.Amin. en caja – cota nivel aguas desarenador = 99.34 - 98.5 = 0.84mts

J=

100 * 0.84 = 0.84mts / 100mts 100

En las tablas de William Hazen (Ver anexo 1) con Q D = 45.9 lt/seg y C = 140 (A.C): ∅i 6” 8”

J (mts/100mts) 3.60 0.88

Vi2/2*g 0.324 0.102

106_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

10” 12”

0.30 0.13

0.041 0.022

Se escoge un diámetro ∅i cuyo valor de Ji < Jcalculado → ∅ = 10” , Ji = 0.30 < 0.84

Hfi = Hvi = (∑

0.30 * 100 = 0.30m 100

Vi 2 ki) * = (0.5 + 0.4 * 4 + 0.19 + 1) * 0.041 = 0.14m 2* g

m = Hfi + Hvi = 0.30 + 0.14 = 0.44m Se compara m con H :

0.44 < 0.84 CUMPLE

Se toma 10” por ser el diámetro comercial que más se aproxima

Vi 2 hs = Ho + 2* g Vi 2 Vi 2 Vi 2 = (0.5) * = 0.50 * Ho = K * 2* g 2* g 2* g hs = (0.5 + 1)

vi 2 = 1.5 * 0.041 = 0.06m 2* g

Por seguridad se triplica el valor de hs = 3 * 0.06 = 0.18 mts. Cálculo del caudal con nivel de crecida: H 1 = 100.26 – 98.5 = 1.76 m Se supone un Q mayor que Q D → Q = 90 lt/seg, tubería A.C con ∅ = 10” (Ver anexo)

Para Q = 90 lt/seg C= 140 y ∅ = 10” j = 1.04 mts/100mts V =1.78 m/ seg V2/2*g = 0.1610 m Hf =

j * L 1.04 * 100 = = 1.04m 100 100

Hv = 3.29 * 0.1610 = 0.53m m = 1.04 + 0.53 = 1.57.m


H1 = 100.26 − 98.5 = 1.76m 1.57 < 1.76 m → Aumento caudal

Para Q = 95 lt/seg C= 140 y ∅ = 10” j = 1.15 m/100mts V= 1.87 m/seg

Hf =

V2/2*g =0.1793mt.

j * L 1.15 * 100 = = 1.15m. 100 100

Hv = 3.29 * 0.1793 = 0.59 mts m = 1.15 + 0.59 = 1.74m 1.74 ≅ 1.76 m El valor que más se aproxima por defecto es Q = 95 lt/seg Q excesos = 95 lt/seg – 45.9 lt/seg =50.1 lt/seg (se evacuan a la entrada al desarenador). En razón de que la suma del hs + diámetro del tubo de salida 10”, es 0.18 + 0.25 = 0.43m, se debe profundizar la cota del fondo de ésta cajilla dando un margen de 0.20mts por depósito de material grueso que pueda pasarse por la rejilla; por lo tanto la cota del fondo de la cajilla será: 99.34 – 0.43 - 0.20 = 98.71 m, cota de fondo para el cálculo del tubo de desagüe. Cálculo del desague: Calculo del caudal captado por la rejilla para condiciones medias:

Qc = C * At * e 2 gHmed = 0.5 * 3 * 0.41 * 0.615 19.6(100.16 − 100) = 0.670 m3 / seg Caudal de excesos:

Qexcesos = Qc − Qdiseño − aducc = 0.67 − 0.0459 = 0.624m3 / seg

 Qexcesos  Hexc =    K *L 

2

3

 0.624  =   1.84 * 1.2 

2

3

= 0.43mts

 Qexcesos   0.624  Vexc =   = 1.21 m / seg =  Hexc * L   0.43 * 1.2  X S = 0.36 * Vexc 2 3 + 0.6 * Hexc 4 7 = 0.36 * (1.21) 2 3 + 0.6 * (0.43) 4 7 = 0.78m

108_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

El vertedero de excesos será colocado a 0.78+0.3 = 1.08 m de la pared de la cámara de recolección Cálculo del diámetro del desagüe Cota del punto de desagüe = 98.3 m Longitud del tramo de desagüe = 15 m

J =(

98.71 − 98.3 15

) *100 = 2.7%

Diámetro de la tubería de desagüe:

 Qexc D =  0.54  0.2785C * j

  

1 / 2.63

 0.624 =  0.54  0.2785 * 140 * (0.027)

  

1 / 2.63

= 0.436m ⇒ D = 18"

EJERCICIO 5.2 DISEÑO DE REJILLAS DE PLATINA Para el ejemplo anterior se diseñará una captación con platina que tiene las siguiente características: Q min = 0.090 m3/seg Caudal de diseño = 2( 43.2) = 86.4 lt/seg Diámetro de agujeros = 1.5cms Coeficiente de descarga : C = 0.75 Número de agujeros / mts2 : n = 816 Inclinación de la platina = 20% Longitud de la platina: L = 1.20mts El valor del caudal derivado es: QD = C * e * b * L *

(2 * g * E )

Donde: Q D : Caudal de diseño C: Coeficiente e E: Energía

= 86.4 lt/seg = 0.0864 m3/seg = 0.75 = 0.144

El valor de “e” se puede obtener:


e=

e=

Area espacios Area Total

=

n * π * ∅2 1 * 4 mts 2

816 * π * 0.015 2 = 0.144 4 *1

Asumiendo L = 1.5 m se tiene:

 Q min  H min =    K *L 

2

3

 0.09  =   1.56 * 1.5 

2

3

= 0.11

La velocidad horizontal será:

Vh =

Q min 0.090 = = 0.545m / seg A 1.5 * 0.11

El valor de la energía “E” será.

E =Y +

V2 (0.545) 2 = 0.11 + = 0.125 m 2g 19.6

Despejando b se tiene:

b=

QD

(2 * g * E )

0.5

*C *e* L

=

(19.6 * 0.125)

0.0864

0.5

* 0.75 * 0.144 * 1.5

= 0.34mts

En la práctica, es usual aumentar el tamaño teórico de la placa para evitar posibles obstrucciones, modificando el valor de “b”, quedando: L = 1.50mts

b = 0.45 mts

Lo anterior indica que la placa tendrá un área de 1.5mts * 0.45mts = 0.675mts2 y un mínimo de orificios de 0.675 * 816 = 550 huecos.

110_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

43 Orificios horizontales 13 Orificios verticales orificios de 1.5 cm

3.5cm C.C. 3.5cm C.C.

Figura 5.23 Rejilla de platina Ejercicio 5.3 Diseñar una rejilla de fondo por el método de la energía en base los siguientes datos, obtenidos de registros hidrológicos y de la topografía del lugar . Q max Q medio Q min QMD QD

Hmax = 1.50 m = 36.0 m3/seg. Hmed = 0.90 m = 6.0 m3/seg H min = 0.62 m = 4.5 m3/seg. = 166 lt/seg = 3 QMD = 166 * 3 = 498 ≅ 500 lt/seg

Distancia entre muros m = 6 m.( Ancho total de la garganta del vertedero) Inclinación de la rejilla 1 : 5


2m

2m

2m

N. A. Max 1.50 m

N A Min. 0.62 m Vertedero Rejilla = 2m

Se supone un valor del ancho ( L ) de la rejilla de captación L = 2 m Luego se procede a determinar el valor de gasto mínimo sobre la zona central correspondiente a la rejilla .

Q min 4.5 = = 1.5m3 / seg 6 3 2

Q1 =

EL valor del gasto de captación o de diseño, según normas es de 0.5 m3/seg. Lo anterior significa que: Gasto de entrada:

Q 1 = 1.5 m3/seg.

Gasto de captación:

Qv = 0.5 m3/seg.

Gasto de salida:

Q 2 = 1.0 m3/seg.

Para el vertedero se procede a determinar el valor de la profundidad crítica ( Yc ), par un gasto de entrada Q1 = 1.5 m3/seg.

q1 =

Yc =

3

Q1 1.5m 3 / seg = = 0.75m 3 / seg − ml L 2m q 2 3 (0.75) 2 = = 0.386m g 9.8

E min =

3Yc 3(0.386) = = 0.579 2 2

(Energía específica mínima.)

112_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Vc =

g * Yc = 9.8(0.386) = 1.94m / seg

( Velocidad crítica)

Calculo de las alturas del agua al inicio y final sobre la rejilla. Dado que la rejilla se ubica en las proximidades de la cresta del vertedero, lugar en donde se genera la profundidad crítica (Yc), la altura del agua ( Y 1 ) a la entrada de la rejilla puede estimarse inicialmente con base en el valor de la profundidad crítica, en consecuencia se adopta en primera instancia un valor supuesto de: Y 1 = 0.37 m. A continuación se calcula el valor de la energía específica (E): 2

V (1.5) 2 = 0.5796 E = Y1 + 1 = 0.37 + 2 * 9.8(2) 2 (0.37) 2 2g Se determina el valor de la relación Y 1 /E : Y 1 / E = 0.37 / 0.5796 = 0.6383. Con este último valor y con base en la tabla 5.3 se procede a determinar el valor de Y 1 / Yc, mediante interpolación de valores, el resultado es el siguiente: Y 1 / Yc = 0.95 El valor calculado de Y 1 es: Y 1 = 0.95 * Yc = 0.95 * 0.3857 = 0.37 m. Se concluye que el valor de Y 1 supuesto coincide con el calculado, lo cual indica que el valor seleccionado es acertado en la primera iteración de cálculo. La energía específica E es constante si se considera que la rejilla tiene poca inclinación , por lo tanto el gasto de captación Qv será del tipo de flujo vertical. A partir del gasto de salida Q 2 = 1.0 m3/seg se procede a deducir el valor de la altura del agua a la salida Y 2 . Con base a que el flujo corresponde a un régimen espacialmente variado con disminución del caudal, en el caso del flujo vertical que se sucede en rejillas con poca inclinación se puede utilizar la siguiente expresión:

Q2 = L * Y2 2 g ( E − Y2 ) 1.0 = 2 * Y2 2 * 9.8((0.5796 − Y2 ) Y 2 =0.18m ( altura del agua sobre el final de la rejilla). Por lo anterior, se tiene que: Y 1 = 0.37 m , Y 2 = 0.18 m,

E = 0.5796 m.


Calculo de la longitud de la rejilla: Como la captación es de tipo parcial Qv = 0.5 m3/seg, se procede a calcular la longitud ( X ) de la rejilla;

X =

E  Y1 Y Y Y  1− 1 − 2 1− 2   e*C  E E E E

Considerando que la rejilla es de barras paralelas y con poca inclinación( 1:5) , se obtiene con base en la tabla 5.4 el coeficiente de descarga C = 0.44 el valor de e se calcula en la forma siguiente: área de espacios rejilla e= área total de rejilla Diámetro de barras : θ = 3/8” =0.95 cm. Espacio entre barras = 2 cm . Si definimos a n = número de barras se tiene que en una longitud de L = 2 m , caben el siguiente número de barras espaciadas cada 2 cm. 0.95 ( n ) + 2.0 ( n+1 ) = 200 cm. N = 67.11 barras. Significa que se tiene: 67 barras de 0.95 cm = 63.65 cm. 69 espacios de 2.0 cm =136 cm. L = 199.65 cm ≅ 200 cm Ahora para una longitud L de rejilla, el valor de e será: área de espacios rejilla e =

68 * 2 * L =

área total de rejilla

= 0.68 200 * L

Calculando los parámetros que requiere la ecuación para el cálculo del valor de la longitud L de la rejilla, se tiene sustituyendo los valores respectivos, lo siguiente:

X =

0.5796  0.37 0.37 0.18 0.18  1− 1− −   = 0.22m 0.68 * 0.5  0.5796 0.5796 0.5796 0.5796 

114_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

X = 22 cm. Para un ángulo de inclinación 1 : 5 incrementando en un 35 % el valor de x para tener en cuenta atascamientos, tendremos: X = 1.35 * 0.22 = 0.30 La longitud de la rejilla X para un ancho total L = 2 m. es de 30 cm. Con base en lo anterior el flujo sobre la rejilla queda caracterizado así:

Linea de Energia

Yc=0.38 Y1=0.37 Q1=1.5 m3/s

Rejilla Y2=0.18

Q2=0.1 m3/s

Qv=0.5 m3/s

X=0.30m

Esquema del flujo sobre el vertedero y rejilla. 5.3.8 CAPTACIONES LATERALES Se usan para captar el agua en ríos caudalosos de gran pendiente y con reducidas variaciones de nivel a lo largo del período hidrológico. En este tipo de captación la estructura se ubicará en la orilla y a una altura conveniente sobre el fondo. Está constituida entre otras, por las siguientes partes (Figura No. 5.24): -

Un muro normal o inclinado con respecto a la dirección de la corriente para asegurar un nivel máximo de aguas.

-

Un muro lateral para proteger y acondicionar la entrada de agua al conducto o canal aductor y para colocar los dispositivos necesarios para regular el flujo o impedir la entrada de material extraño. En este tipo de captación se busca mantener una carga constante sobre la rejilla.


-

Válvulas de limpieza.

La bocatoma debe estar ubicada por debajo del nivel de aguas mínimas y por encima del probable nivel de sedimentación del fondo. La obra debe tener un canal o conducto de entrada provisto de rejilla que impida el de elementos flotantes y peces. Las aguas captadas se conducirán a un pozo receptor ubicado más adelante, se donde se conducirán las aguas ya sea por bombeo o por gravedad al desarenador o tanque de almacenamiento. Cálculo del nivel de crecida Qc = K*L*Hm3/2 Qc = caudal de crecida = Q CRECIDA río - Q D (se va por la rejilla) K = 1,56 (valor comúnmente utilizado. Si se quiere mayor aproximación deberá tenerse en cuenta que K varía con la altura del agua sobre la cresta del vertedero H y con la velocidad de aproximación V 2 ²/2g). L = longitud de la cresta H max = altura máxima del agua sobre la cresta del vertedero 2

 Q  3 Hmáx =  C  K *L

Cálculo del nivel mínimo: 3

Qmin = K * L * H 2 Qmin = Qmin −rio − QD 2

Q  3 Hmin =  min   K *L 

116_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

RIO

CORONA MURO N.A. MAX N.A. MIN CAJA DERIVACION

A

C PERFIL

B

CREAGUER

B

REJILLA

C

A

DESAGUE CORTE A-A

PLANTA

COLCHON AMORTIGUACION

N.A. Máx N.A. Min C. Vertedero Rejilla

Sale al desarenador

CORTE B-B

CORTE C-C

Figura 5.24 Esquema general captación lateral Cálculo de la rejilla: Se aplica la fórmula QD = C * A n * V An a = =e At a+t Q D = C * e * At * V


QD = C * e * b * L * V Donde: Q D = caudal de diseño captación. C = constante = 0,9 e = porcentaje útil b = altura de la rejilla L = largo de la rejilla V = velocidad de paso a través de la rejilla Procedimiento de cálculo: - Se supone : L y se calcula b b y se calcula L - Cálculo del número de barras = N orificios =

L a+t

Cálculo de las pérdidas a través de la rejilla: Se aplica la fórmula Ht = K * V²/2g Donde: V = Velocidad de paso a través de la rejilla = 0,15 m/seg K = coeficiente Para rejillas completamente sumergidas: K = 1,45 - 0,45 e - e² Caja de derivación: Cotas en la caja de derivación : C.C.D.mín = C. captación mín - Ht C.C.D.máx = C. captación máx - Ht Cálculo del vertedero de rebose : 2

 Q  3 H=  K *L

Donde:

118_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Q = Q D Caapt - Q

D aducción

L = longitud asumida K = 1,84 -

Para el cálculo del desagüe se sigue desde esta parte, igual procedimiento que en el anterior.

-

Para la colocación de la tubería que va al desarenador, se sigue igual procedimiento que en el anterior, el cual dependerá de las condiciones del terreno.

Otra forma para el cálculo de la rejillas laterales (Figura 5.25) es el método de la energía aplicado cuando ésta sobresale de la superficie del agua, mediante la expresión: QD = C * b * L * e * 2 * g * H1

Donde: C = Coeficiente = 0,7 b = Ancho de la rejilla L = Largo de la rejilla e = Eficiencia H1= Altura media = b/2 Q D = Caudal de diseño

N.A. Mín

b

H1

Figura 5.25 Captación lateral inclinada Se asume b y se calcula la longitud L. Para el cálculo de las pérdidas a través de la rejilla se aplica la fórmula H t = KV²/2g donde K puede calcularse, por la fórmula de Kirschmer dada en el cálculo de pérdidas de rejillas, según lo referenciado en el numeral 5.3.5.2.


K = β (t / a) 4 3 Senα Ejercicio 5.4 Calcular la bocatoma lateral con base en los siguientes datos: Población en 1990 = 20000 habitantes Periodo de diseño = 20 años Dotación bruta futura = 260 lt/hab/día Tasa de crecimiento determinada = 3% K 1 = 1.2 K 2 = 1.45 (Valores tomados de la norma RAS 2000) Qcrecida = Qminimo = Rejilla completamente smergida Diámetro de las varillas = Espaciamiento = Cota del terreno = Altura de muros = Separación entre muros = Solución:

4mts3/seg 1mts3/seg ¾” 3 cms 100mts 2.50mts 8.0mts

Pf = Po * (1 + r ) = 20000 * (1 + 0.03) = 36.122 hab n

20

Nivel de complejidad Medio Alto

Qmd =

Dotación * Población 260lts / hab / día * 36122hab = = 108.70 LPS 86400seg 86400seg

QMD = K1 * Qmd = 1.2 * 108.70 = 130.44 LPS Q D = 2 * QMD = 2 * 130.44 = 261 lt/seg = 0.261mts3/seg Cálculo del nivel de crecida: Q cr = Qcrecida río – Q D = 4 – 0.261 = 3.74mts3/seg

 3.74  Hmáx =    1.56 * 8 

2

3

= 0.45mts

Cálculo del nivel mínimo: Qmin = Qmínimo río - Q D = 1 – 0.261 = 0.739mts3/seg.

 0.739  Hmín =    1.56 * 8 

2

3

= 0.15mts

120_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Cota vertedero Cota nivel mínimo Cota nivel de crecida Cota corona muros

= 102.50 + 0.15 = 102.50 + 0.45 = 102.95 + 0.30

= = = =

102.50 m 102.65 m 102.95 m 103.25 m

Cálculo de la rejilla:

L=

QD C * e * b *V

Donde:

Q D = 0.261mts3/seg e=

C = 0.9

V = 0.15 mts/seg (Velocidad de paso a través de la rejilla)

a 3 = = 0.61 a + t 3 + 1.905

Asumimos b y calculamos L:

L=

b = 1.20mts

0.261 QD = = 2.64m C * e * b * V 0.9 * 0.61 * 1.2 * 0.15

Donde:

Por seguridad L = 2.64 * 1.2 = 3.17 m Número de barras N =

L 3.17 = = 65 barras a + t 0.03 + 0.01905

Pérdidas a través de la reja:

Ht = K *

V2 2*g

V = 0.15 mts/seg K = 1.45 – 0.45*e – e2 (Rejas completamente sumergidas) K = 1.45 – 0.45*0.61 – 0.612 = 0.80 Ht = 0.8 *

0.152 = 0.00092 19.6

por seguridad Ht = 0.02mts Cálculo de la caja de derivación: Cota caja de derivación mínima = Cota captación mínima - Ht Cota caja de derivación mínima = 102.65 – 0.02 Cota caja de derivación máxima = Cota captación crecida – Ht Cota caja de derivación máxima = 102.95 – 0.02 Cálculo del vertedero de rebose:

= 102.63mts = 102.93mts


 Q  H =   K *L

2

3

Donde:

Q = Q D –1.5QMD = 0.261 – 1.5*0.1304 = 0.195mts3/seg K = 1.56 L: longitud asumida = 1.20mts

 0.195  H =   1.56 * 1.20 

2

3

= 0.22 mts

COTAS IMPORTANTES: Cota corona de los muros = Cota nivel mínimo sobre el vertedero = Cota del nivel de crecida sobre el vertedero = Cota del nivel mínimo en la cajilla = Cota del nivel máximo en la cajilla = Cota del vertedero en cajilla = 102.63 – 0.22 = Cota parte superior de la rejilla =102.65 – 0.1 = Cota parte inferior de la rejilla = 102.55 – 1.2 =

103.25mts 102.65mts 102.95mts 102.63mts 102.93mts 102.41mts 102.55mts 101.35mts

Cota corona muros = 103.25 N.A.Máx = 102.95 N.A.min = 102.65 0.10

102.50

1.20 PERFIL CREAGUER

REJILLA

100.00

COLCHON AMORTIGUACION

Figura 5.27 Niveles y perfil de captación de rejilla lateral 5.3.9 CAPTACIONES DINÁMICAS DE LECHO FILTRANTE La captación dinámica de lecho filtrante, es una estructura que se ha comenzado a utilizar como sistema de toma o captación, como acondicionamiento y protección en los sistemas de

122_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

abastecimiento. Su ubicación depende de la utilización .

que se requiere y de la dificultad de

Puede ser ubicada: En la margen de fuente de suministro, con derivación de orificio de fondo, sumergido o lateral. (Figura 5.28).

-

Sobre el lecho del río en el canal de derivación, con estructura de control de caudal, para regular el flujo en crecientes y evitar arrastre de material filtrante (Figura 5.29).

R

IO

-

LECHO FILTRANTE DINAMICO

ADUCCION

Figura 5.28 Captación dinámica en margen lateral


RI O

LECHO FILTRANTE DINAMICO

CANAL DE DERIVACION

EXCESOS

REGULACION DEL CAUDAL

Figura 5.29 Captación dinámica sobre lecho de río

CAT

OM A

En planta de tratamiento o el tanque de almacenamiento. En este caso puede funcionar como acondicionador de la calidad de agua o protección de la planta concentraciones elevadas de sólidos en períodos lluviosos (figura 5.30).

BO

-

AD

UC

CIO

N

A TANQUE

FILTRO DINAMICO PRE-FILTRO FILTRO LENTO

Figura 5.30 Filtro dinámico como parte integral de un sistema de filtración lenta

124_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Es considerado como la primera etapa de tratamiento pues su función se orienta a acondicionar la calidad del agua y proteger las unidades de tratamiento subsiguientes de altas cargas de material suspendido. Además de material sólido esta unidad ha demostrado remociones significativas en otros parámetros como coliformes fecales, hierro y manganeso, jugando así un papel importante en el mejoramiento de calidad de agua y contribuyendo al cumplimiento del concepto de multibarrera. Los FGDi generalmente su localizan dentro de la planta de tratamiento, porque así se facilita su control, operación y mantenimiento. Sin embargo, en sistemas de abastecimiento que posean líneas de conducción de agua cruda de corta longitud, las unidades de acondicionamiento pueden ser proyectadas en un sitio cercano a la captación e inmediatamente después del desarenador. La diferencia de niveles de agua entre la superficie del lecho y el punto de descarga del caudal efluente no varía significativamente (energía disponible prácticamente constante); si la válvula que controla el caudal efluente no se manipula durante una carrera del filtro, el caudal acondicionado va declinando a medida que el lecho filtrante se va colmatando y eventualmente, dependiendo de la capacidad de transporte de sólidos de la fuente, todo el caudal captado puede regresar a la fuente, evitando así mayores problemas de operación en el sistema de abastecimiento. Esta capacidad de declinar más o menos bruscamente el caudal acondicionado es lo que ha dado origen al calificativo de dinámico en el nombre de esta tecnología. Son tanques que deben tener poca profundidad, con una capa de grava fina (con Te de 3 mm a 6 mm) y una intermedia (con Te de 6 a 13 mm) sobre un lecho de grava más grueso (con Te de 13 mm a 25 mm) y un sistema de drenaje en el fondo. El conducto de desagüe de esta cámara debe tener diámetro y pendiente suficiente para permitir la evacuación del agua de lavado. En un proyecto de tratamiento de agua en donde la fuente presenta buena calidad, los lechos filtrantes dinámicos podrán funcionar junto con el cloro como únicos procesos de tratamiento; sin embargo debe preverse otros procesos adicionales para su construcción futura, en el caso de que la calidad del agua se deteriore. 5.3.9.1 Descripción general El sistema consiste en una rejilla por la cual se deriva un caudal que pasa por un orificio sumergido y posteriormente se filtra en forma descendente a través de un lecho de grava donde se retienen las partículas y objetos gruesos contenidos en el agua, realizándose de esta manera su acondicionamiento para posterior tratamiento. Parte de el caudal captado se filtra y la otra parte barre continuamente la superficie del lecho, evitando que algunas partículas sedimenten sobre él, permitiendo a su vez, mejores carreras de filtración. (figura 4.30). Cuando las calidades del agua cruda presentan gran deterioro físico por cortos períodos, la captación dinámica cumple la función de protección al sistema de abastecimiento ya que el lecho filtrante se colmata rápidamente evitando que el agua de muy baja calidad entre al sistema.


C

Caja para válvula de apertura rápida

Multiple recolector V.A.R

B

Vertedero triangular

Válvula

6 A

A

Cámara de medicion Cámara de válvulas

2

2

C

Cámara para lavado

PLANTA

de grava

B

Cámara de carga

Paso directo

Vertedero triangular

Orificio 8"

Grava 3- 6 mm 0.20 m Grava 6-16 mm

0.20 m

Grava 13 - 25 mm 0.20m

A planta de tratamiento

CORTE C-C

CORTE B-B 30 Grava 9.5-6.3

20

Grava 12.5-9.5

20

Grava 24.5-12.5

20

Válvula de apertura rápida Tipo Wafer

Figura 5.31 Esquema general de una captación dinámica 5.3.9.2 Componentes de la captación dinámica

126_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

La captación dinámica cuenta con los siguientes componentes: Estructura de entrada Distribuye uniformemente el flujo en el compartimiento principal y está compuesto de: -

Rejilla lateral o sumergida para captar agua de la fuente y no permitir el paso de piedras grandes y material grueso (ramas, hojas grandes).

-

Orificio sumergido en donde se capta, regula o controla el flujo del agua (con válvula tee o compuertas).

-

Canal de distribución. Estabiliza el flujo de entrada y logra una distribución sobre el lecho filtrante.

Compartimiento principal Se realiza el acondicionamiento del agua captada y consta de: -

Lecho Filtrante. Es el elemento más importante de la captación, está compuesta por tres capas de grava entre 40 y 60 cm, ordenadas de la siguiente manera: POSICIÓN EN

ESPESOR DE CAPA

DIÁMETRO

EL LECHO

(m)

(mm)

Superior Malla Intermedio Malla Inferior

0,20

3,0 - 6,0

0,20

6.0 – 13.0

0,20

25.0 – 13.0

-

La capa fina en o con el agua cruda permite que esta capa se colmate primero, pero a la vez una simple operación de rastrillado y mezcla de la capa resuspende los sólidos retenidos, los cuales con ayuda de la corriente superficial son arrastrados fuera de la fuente superficial.

-

Sistema de drenaje. Ubicado debajo del lecho filtrante, cumple la función de colectar uniformemente el agua filtrada a través de toda el área de filtración.

Los sistemas de drenaje utilizados son los llamados múltiples, que consisten en una tubería o colector principal con varios ramales llamados colectores secundarios, los cuales cuentan con orificios uniformemente distribuidos a lo largo del tubo. Los orificios deben ser perforados formando un ángulo de 90° entre ellos y colocados hacia abajo para evitar zonas muertas donde se acumule el lodo. (Figura 5.32).


COLECTOR PRINCIPAL

45° 45°

COLECTOR SECUNDARIO

ANGULO DE PERFORACION DE ORIFICIOS

Figura 5.32 Sistema de drenaje Estructura de excesos Recoge el agua de lavado y de barrido superficial para retornarla nuevamente al río. Consta de: -

Vertedero frontal de descarga libre: permite en forma conjunta con la estructura de entrada la distribución uniforme del flujo en la superficie del lecho filtrante.

-

Canal de desagüe: a él llegan las aguas de barrido y lavado para ser retomadas del río. Es importante que el desagüe y el canal no produzcan represamiento y ahoguen el vertedero de salida, para evitar la disminución de la velocidad de arrastre durante la operación de lavado.

Estructura de salida Tiene por finalidad la medición y control del caudal; su construcción al lado de la captación puede estar condicionada por la facilidad de o por la existencia de otras estructuras donde se puede realizar el control y aforo del caudal, por ejemplo, en las plantas de tratamiento. Se compone de: -

Cámara de válvulas: aquí se encuentran ubicadas las válvulas de control de agua filtrada y paso directo. Es importante que esta cámara sea instalada junto al lecho filtrante a pesar de que la estructura de salida esté colocada en otro sitio del sistema de abastecimiento, para permitir reparaciones en la línea de conducción del agua filtrada.

-

Cámara de medición de caudal: en ella se mide el caudal filtrado por medio de aforos (vertederos) que pueden ser chequeados fácilmente para hacer el respectivo control de caudal.

-

Cámara de carga: envía el caudal filtrado hacia otras estructuras del sistema de abastecimiento como la planta de tratamiento o el tanque de abastecimiento. Esta cámara no debe permitir el ingreso de aire en las tubería de conducción.

Otras estructuras

128_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

La toma para la estructura de filtración dinámica podrá efectuarse por medio de una rejilla de fondo o lateral diseñada para captar mínimo el caudal de lavado del filtro, provocando el represamiento del río por medio de una presa o dique. Para evitar la suspensión del suministro de agua a causa de la operación de limpieza, es conveniente colocar una tubería o canal de paso directo que permita el flujo de agua cruda hacia el sistema. Si el caudal captado es muy bajo, es posible dividir el lecho filtrante por medio de una vigueta con el objeto de aumentar la velocidad de lavado al taponar la mitad de la entrada al filtro (empleado en sistemas de protección). Con el objeto de efectuar un lavado total del filtro se construirá aledaño al mismo una cámara de lavado de grava, en la cual se procedan a lavar cada una de las capas del lecho para posteriormente retornarlas al filtro. 5.3.9.3 Consideraciones de diseño Son de especial importancia para el diseño el caudal a filtrar, la velocidad de filtración y la velocidad superficial de lavado, ya que estas variables influyen en el funcionamiento del sistema. (Figura 5.33)

Vf

Vs

Figura 5.33 Velocidades de filtración y lavado Caudal a filtrar Se considera el caudal de diseño de la aducción como caudal de diseño en los sistemas en donde se facilite la supervisión diaria para no incrementar el costo de la estructura; pero en sistemas en donde la vigilancia y control presenten inconvenientes, es recomendable tener un factor de seguridad de 1,5.


Velocidad de filtración La velocidad de filtración es una variable cuya precisión ha de determinarse, teniendo en cuenta otras características locales particulares, tales como: Calidad del agua cruda, facilidad de operación y mantenimiento y costos de inversión inicial. De acuerdo a la utilización que se de a la captación, es posible utilizar velocidades de filtración altas o bajas así: Velocidades de filtración altas: entre 6 y 9 m/h utilizadas para captaciones que se desee que funcionen como sistema de protección y tapón, en fuentes que presenten altos picos de turbidez. Velocidades de filtración bajas: entre 1 y 3 m/h, utilizadas para captaciones que funcionan como acondicionador, reduce turbidez y coliformes, en sistemas de múltiples etapas con filtración lenta en arena.

-

-

El Ras 2000 recomienda trabajar el filtro dinámico entre rangos de 2 a 3 m/h Velocidad superficial de lavado Durante el lavado esta velocidad debe permitir el arrastre de los sólidos retenidos en la superficie. Se recomienda utilizar velocidades entre 0,15 y 0,30 m/s. Dimensionamiento del compartimiento principal Las dimensiones de este compartimiento dependen fundamentalmente de la velocidad superficial de lavado y del caudal disponible en la fuente para el lavado superficial. Si el caudal es bajo, es posible ajustar las dimensiones del lado corto de la captación, de tal manera que permita lograr la velocidad de lavado seleccionada. Otra forma de obtener la velocidad de lavado es dividiendo el compartimiento principal en dos, por medio de una vigueta superficial, haciendo pasar todo el caudal por uno de los compartimientos divididos. El área de filtración se obtiene dividiendo el caudal de filtración entre la velocidad de filtración asumida. Af =

Qf Vf

Para la determinación de las dimensiones de la sección se calcula un ancho que garantice que el lecho de la capa superficial sea autolavable arrastrando partículas de limo y arcilla con una velocidad superficial V s de 0,10 a 0,30 m/seg. Q f = VS * a * Y

Donde : Q f = caudal de filtración a = ancho Y = tirante o lámina de agua sobre el lecho = 0,02 m



De la expresión anterior se despeja a de la siguiente m anera:

130_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

a=

Qf VS * Y

De acuerdo al área A y el ancho calculado se determina la longitud L con base en la siguiente expresión: A = a*L

de donde

L=

A a

Donde: Vf

= velocidad de filtración (m/s)

Vs

= velocidad superficial = longitud larga (m) = longitud corta (m) = caudal a filtrar (m3/s).

L a Qf

Orificio de captación Si la entrada a la estructura se efectúa por orificio, éste debe dimensionarse para ingresar el caudal de lavado, el cual representa la condición más crítica hidráulicamente. Esto hace que el orificio debe contar con un sistema que permita restringir la cantidad de agua captada cuando se opera en una condición distinta a la del lavado. Es conveniente utilizar el orificio trabajando sumergido para lograr una menor turbulencia y una mejor distribución del flujo en el canal de distribución. Si el caudal de lavado es demasiado grande, el orificio puede convertirse en una restricción debido a las altas pérdidas de carga que ocasionaría; para estos casos pueden ser utilizadas compuertas o proyectarse orificios paralelos que estarían abiertos solo en el momento de lavado. Pérdida de carga en el sistema En el orificio: Se calculará con la expresión: Q = Cd * Ao * Donde: Q Cd Ao H

(2 * g * H )

= caudal (m3/s) = coeficiente de contracción = área del orificio = pérdida de carga del orificio sumergido (m)

En el lecho filtrante Las pérdidas de carga en el medio filtrante se pueden calcular mediante la expresión de Huisman:

Hf =

Donde:

0.00608 Vf * L o d2


Hf Vf Lo d

= pérdida de carga en el lecho filtrante, en cm = velocidad de filtración, en cm/seg = espesor o altura de la capa filtrante, en cm = diámetro de las partículas del material filtrante, en cm

Otras pérdidas Las pérdidas en el sistema de drenaje, válvulas de salida y pérdidas por salida son pequeñas dadas las bajas velocidades que se tienen en los colectores y tuberías de conducción a la cámara de aforo; sin embargo, se adopta una pérdida de 0,05 m. Pérdida total La pérdida total en la captación dinámica para el lecho limpio es de 0,15 m, sin embargo, se debe contar con un desnivel entre el nivel del agua en el filtro y el nivel del agua en la cámara de aforo de por lo menos 0,3 m para permitir carreras de filtración más adecuadas. 5.3.9.4 Operación y mantenimiento La operación y mantenimiento es el principal aspecto a tener en cuenta para el buen funcionamiento de estos sistemas, siendo procedimientos simples no requiriendo elementos sofisticados ni personal especializado para su ejecución, así: -

Control de caudal captado

Se realiza en el orificio de la captación por medio de una válvula de orificios o por compuerta de regulación. Es conveniente que durante el proceso de filtración el caudal captado sea un poco mayor que el requerido para el suministro, para obtener un excedente sobre la superficie del lecho, con el objeto de realizar su barrido continuo. Para esta condición la velocidad superficial está entre 0,1 y 0,3 m/s; ésta puede ser chequeada de forma simple utilizando para ello un flotador y un reloj. -

Control de caudal filtrado

Se realiza en la estructura de salida de la captación dinámica, utilizando un sistema de medición de flujo, como el vertedero triangular y la válvula ubicada antes del vertedero. Al cerrar o abrir gradualmente la válvula se disminuye o aumenta el caudal filtrado y simultáneamente se observa la variación de niveles sobre el vertedero, hasta obtener el correspondiente caudal de filtración. Esta operación se realiza cuando se pone en marcha el sistema. En las captaciones donde su es difícil, este control se debe realizar en la entrada a otras estructuras como la planta de tratamiento o el tanque de almacenamiento. El caudal filtrado se debe chequear diariamente. -

Limpieza del lecho filtrante

La parte superior del lecho filtrante por ser la más fina, presenta una mayor colmatación y por consiguiente se hace necesario realizar una limpieza periódica. Esta operación se realiza cuando el caudal requerido se disminuye por la obstrucción del medio filtrante, causado por sólidos retenidos, aumentándose la frecuencia de lavado según sea tiempo seco o de lluvias.

132_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Para el lavado del lecho se cierra la válvula de control de agua filtrada y se permite el paso de mayor cantidad de agua por el orificio de entrada hasta garantizar la velocidad de arrastre. El lavado se realiza siguiendo el flujo del agua y mezclando los primeros 0,20 m de la grava superior con rastrillo para remover objetos grandes (hojas, palos, trapos) y con la pala la parte inferior hasta la profundidad aproximada de 0,20 m. Antes de poner nuevamente en marcha el sistema, es conveniente nivelar el mismo (Figura 5.34).

VALVULA DE APERTURA RAPIDA TIPO WAFER

CAJA DE LAVADO

Figura 5.34 Limpieza del lecho filtrante El lavado del fondo del filtro se efectúa obturando la válvula de apertura rápida lo cual provoca un golpe de ariete, el cual se propaga por el múltiple recolector hasta llegar a la grava, procediendo por este medio a la remoción de lodos los cuales serán evacuados por la misma válvula. Por último se puede efectuar el lavado total, removiendo los tres lechos de grava y efectuando limpieza total de la cajilla. EJERCICIO Diseñar un filtro dinámico como parte integral de una planta y como elemento acondicionador para mejorar la calidad del agua. Su flujo será descendente, vertical. El medio filtrante estará compuesto por tres capas de diferente granulometría. Parámetros de diseño = 5 LPS = 18 m3/hora Caudal de Diseño Q D Velocidad de filtración Vf = 4,2 m/hora (Acondicionador) Velocidad de lavado superficial Vs = 0,30 m/seg = 1.080 m/hora Medio filtrante ESPESOR (m) 0,20 0,20 0,20

GRANULOMETRÍA 1/4" a 1/8" Capa superior 1/2" a 1/4" Capa media 1" a 1/2" Capa inferior


Cálculos de filtro Cálculo del área de filtración

A=

QD = Vf * A

QD 18m3 / hora = = 4.30m2 Vf 4.2m / hora

Para la determinación de las dimensiones de la sección se calcula un ancho que garantice que el lecho de la capa superficial sea autolavable arrastrando partículas de limo y arcilla con una velocidad superficial V s = 0,30 m/seg = 1.080 m/hora. QD = VS * a * Y

siendo: a = ancho Y = tirante o lámina de agua sobre el lecho = 0,02 m a=

QD 18m3 / hora = = 0.83m VS * Y 1080m / hora * 0.02m

De acuerdo al área y el ancho calculados se determina la longitud L. A = a*L

L=

A 4.3m2 = = 5.18m a 0.83m

Para mayor facilidad en la operación y mantenimiento se opta por duplicar el ancho en dos de 0,83, dividiendo el centro con una viga de ancho 0,10 m que permite en el momento del lavado, el arrastre de las partículas de limo y arcilla, encauzando la totalidad del agua por una sección, mediante el uso de dos compuertas desmontables de madera. Optando por fraccionar la longitud L, duplicando el ancho a, se obtendrá el ancho total así: a t = 0.83 + 0.10 + 0.83 = 1.76m

Recalculando la longitud se tendrá: A = a t * L = 4.3m2 L=

A 4.3m2 = = 2.45m ≈ 2.50m a t 1.76m

134_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

5.3.10 CAPTACIÓN DE AGUAS LLUVIAS No es fácil recoger cantidades suficientes de agua lluvias para hacer abastecimiento de cierta importancia. La captación de aguas lluvias es un recurso extremo, que tan solo se emplea en aquellos casos justificados por circunstancias especiales. Este sistema es recomendable en zonas con limitaciones de disponibilidad de agua. La captación de aguas lluvias es viable en zonas secas y aún en ciertas zonas húmedas. En efecto, es común encontrar zonas de ladera con buenos escurrimientos naturales; sin embargo, las aguas no se pueden aprovechar por diversos motivos que lo impiden. Un ejemplo que se puede mencionar es el caso de propiedades con corrientes de aguas ubicadas en depresiones, que implican el uso de costosas bombas o sistemas de arietes hidráulicos, además se pueden tener inconvenientes por linderos de la propiedad, por costos, y por la misma seguridad de los elementos. En los casos anteriores surge como alternativa de solución la captación de aguas lluvias. Una captación de aguas lluvias puede estar destinada al abasto de agua potable, al riego, a la pesca y a otros fines. El primero de los casos implica la proyección de tanques denominados cisternas, en los otros casos el uso de canecas o pequeños lagos naturales o artificiales en donde se intercepten los escurrimientos superficiales y la precipitación directa. Un sistema de captación de aguas lluvias para el abasto de agua de una vivienda consta de los siguientes elementos: Un área de captación impermeable (techo o cubierta), un filtro de arena para retener sólidos en suspensión, tuberías de conducción con dispositivos de purga o alivio, un tanque impermeabilizado con tubos de ventilación y desagüe, bombas naturales de accionamiento y/o válvulas de control. En general una cisterna debe quedar como mínimo a 0,50 m sobre el nivel del terreno y ubicada a una distancia mínima de 15 m de cualquier sistema de disposición de excretas. EJEMPLO Diseñar una cisterna para una zona con las siguientes características: Zona del proyecto área vecina al sector Meléndez - Cali. Vivienda: 10 personas Demanda de agua: 100 lts / persona-día Régimen de lluvias: 1.462 mm ( promedio anual - estación Univalle ) Desarrollo a: Cálculo de la demanda anual ( D ) : Se calcula la demanda anual con base en la ecuación siguiente:

D = Q * N *365 dias / año Donde : D Q N

= Demanda anual = Demanda diaria = Número de personas


Sustituyendo los valores respectivos se tiene que:

D = 100 *

litros * 10 personas * 365días / año persona − día

D = 365.000 litros / año o sea D = 365 m3 / año b.- Cálculo de la superficie colectora (techo) Para calcular la superficie colectora se utiliza la siguiente ecuación:

S=

1000 * D (Ecuación de Cazacchi) K *H

Donde : S = Superficie colectora, en m 2 D = Volumen del agua necesaria durante un año, m 3 / año H = Altura total de la lluvia caída en un año, en mm K = Coeficiente de pérdidas, para zonas secas 0,6 < K ≤ 0,7 y para K < 1,0

zonas húmedas 0,7 <

El área de la superficie colectora (techo) es: S=

1000 * 365 = 277.39m2 0.9 * 1462

Se adopta un área colectora de 280 m 2 c.- Cálculo de la capacidad de la cisterna Se calcula con la siguiente relación: V=

Donde V S H

S*H 1000

= Volumen del tanque en m 3 = Superficie colectora en m 2 = Altura máxima de la lluvia continua en mm

Para la aplicación de la ecuación anterior se requiere estimar la altura máxima de una lluvia continua, la cual suponemos en dos horas efectivas. La ecuación de aguas lluvias de la zona es la siguiente:

I= Donde : I

2293 * Tr0.14 (Zona de Cali) (t + 16)0.94

= Intensidad de la lluvia , en mm/hr

136_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Tr t

= Período de recurrencia, en años = Duración de la lluvia, en minutos

Considerando una periodicidad anual (T r = 1 año) se tiene:

I=

2293 * 1.00.14

(120 + 16)0.94

= 22.64 mm / hora

La altura máxima de agua (1) será: H = I* t O sea H = 22.64 mm/ hora * 2 horas = 45.28 mm Se calcula ahora la capacidad de la cisterna:

V =

S * H 280m 2 * 45.28 mm = = 12.67 m3 1000 1000mm / m

La capacidad de la cisterna será de V = 12.67 m3 d.- Dimensiones del filtro Se adopta un valor de velocidad de infiltración máxima K = 5.6m3 / m2 / dïa Entonces por día se obtiene un área de filtro igual a:

A= Donde:

V 12.67 m3 / dïa = = 2..26 m 2 3 2 K 5.6 m / m / dïa

Area del filtro : A = 2,26 m 2 Se puede adoptar las siguientes dimensiones: Ancho del filtro = 1,5 m y un largo = 1,7 m respectivamente

Las Figuras 5.35 y 5.36 presentan un esquema típico que podría adoptarse como alternativa de solución del problema anterior.

PRECIPITACION (k,d)

Techo o cubierta impermeable Cunetas

VIVIENDA

Tubería de conducción a la cisterna

Figura 5.35 Captación de aguas lluvias - Cubierta típica


Tuberia de conduccion

Tapa tanque Filtración

Válvula de isión

Filtro

Válvula de Purga

Arena

Ventilacion Tapa

Desague N.A. Rebose

Drenaje

Figura 5.36 Captación de aguas lluvias - Cisterna 5.3.11 CAPTACIÓN DE AGUAS EN EL SUELO Las instalaciones de captación de aguas en el suelo se usan para recolectar la escorrentía de agua pluvial. Parte de la precipitación, servirá para humedecer el suelo, parte se almacena en depresiones, parte se pierde a través de la evaporación o filtración en el suelo. Se puede obtener una reducción considerable de esas pérdidas de agua tendiendo locetas, tejas, concreto, asfalto o planchas de plástico para formar en el suelo una superficie suave e impermeable. Otro método incluye tratamiento químico de la superficie del suelo. Algunas veces simplemente compactar la superficie es lo adecuado.

O CAPTADOR INCLINAD

La cantidad de agua pluvial que puede recolectarse en captaciones en el suelo dependerá de si los elementos de captación son planos o inclinados, y de la impermeabilidad de la capa superior. Mediante la preparación de la superficie del terreno se puede asegurar un flujo de agua lo suficientemente rápido hasta el punto de recolección y almacenamiento con el fin de reducir las pérdidas por evaporación y por filtración.

Colector de Desague Trampa de arena

TANQUE

138_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Figura 5.37 Instalación de captación en el suelo La porción de agua lluvia que se puede recolectar fluctúa aproximadamente entre el 30 % en captaciones permeables tendidas en suelo plano a casi el 90% en captaciones colocadas en hileras inclinadas (con pendiente) y cubiertas con material impermeable (Figura 5.37). La alteración del terreno incluye la construcción de zanjas a lo largo de los contornos, la limpieza de rocas y vegetación y la compactación simple del suelo. A menudo se realiza intentos para lograr menores pérdidas por filtración del agua pluvial en el área de captación del suelo. En las colinas ondulantes, la cuidadosa compactación del suelo puede ser suficiente para alcanzar una buena eficiencia de captación. En el terreno plano será necesaria una subdivisión en pequeñas hileras inclinadas con la adecuada preparación de la superficie del terreno. En los lugares en donde se va a recubrir la superficie de captación de agua en el suelo, se pueden usar varios materiales. Se puede considerar las tejas, láminas corrugadas de hierro, asfalto, cemento e incluso materiales como caucho o láminas gruesas de plástico. Cuando se les aplica en forma apropiada, estos materiales pueden rendir una eficiencia en la captación de agua con una producción hasta del 90% de la escorrentía de agua pluvial del área de captación. Son ventajas adicionales el escaso mantenimiento que demanda y la prolongada vida útil. Sin embargo, por lo general, estos materiales son demasiado caros para usarlos sobre grandes áreas de captación en el suelo. Se están probando métodos de revestimiento de la superficie de captación, los cuales pueden ser más económicos. Estos incluyen: -

Asfalto en dos capas (de sello y de protección); reforzamiento con plástico o fibra de vidrio y cubiertos con grava.

-

Cera de parafina esparcida como gránulos que se derriten con el sol.

Estas instalaciones de captación de aguas de lluvia en el suelo, si son de tamaño suficiente y si han recibido tratamiento, pueden proveer un abastecimiento doméstico de agua para un buen número de familias, e incluso para toda la comunidad de una localidad, pero necesitan un control y mantenimiento adecuado, y protección contra daños y contaminación. Puede que sea necesario proveer un cercado o vallado. Se necesitará una zanja interceptora de drenaje en el extremo superior del área de captación y un cordón o sardinel elevado alrededor de la circunferencia para evitar la entrada de escorrentía superficial contaminada. Se puede usar una cubierta de césped para reducir la erosión de la captación en el suelo, aunque esto dará como resultado una menor producción. Se pueden plantar arbustos y árboles alrededor del área de captación para límitar el ingreso de polvo y de materiales transportados por el viento. 5.3.12 OTRAS ALTERNATIVAS DE CAPTACIÓN SUPERFICIAL.


5.3.12.1 Toma directa En caso de que el sistema de captación requiera una toma directa deben considerarse los siguientes requisitos: 1.

La toma directa debe tener una cámara de succión localizada en una de las orillas del río, y una abertura ubicada paralelamente al sentido de la corriente. Dicha abertura estará protegida mediante las rejillas adecuadas.

2.

La cámara de succión debe estar emplazada preferiblemente en tramos rectos y en la orilla que presente una mayor profundidad.

3.

La apertura de la toma directa debe localizarse por debajo del nivel mínimo de estiaje en el río y a una distancia superior a 0.3 metros por encima del nivel del lecho con el fin de evitar remociones del material del fondo.

4.

En caso de que los factores económicos aconsejen la instalación de bombas de pozo profundo, los motores de las mismas estarán localizados por encima del nivel de la creciente máxima del período de retorno adoptado para el proyecto y las bombas deberán tener una sumergencia adecuada, a no ser que sean del tipo turbo bombas con motor sumergible.

5.

En caso de que se adopten bombas exteriores debe ponerse especial atención a los límites de succión aconsejable en los periodos de estiaje, con el fin de minimizar los riesgos de cavitación en la tubería de succión.

6.

Las velocidades mínimas en la succión deben ser superiores a las velocidades de asentamiento.

7.

En caso de instalarse más de una bomba se tendrá en cuenta la distancia entre ellas, con el fin de evitar interferencias mutuas durante el funcionamiento.

5.3.12.2 Captaciones con muelles de toma En caso de que las obras de captación involucren un muelle de toma deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1. Un muelle de toma debe tener un elemento que sirve de soporte a la tubería de toma hasta el lugar apropiado para que cumpla su objetivo, generalmente alejado de la orilla. 2. El muelle estará emplazado en una zona no afectada por erosiones o por depósitos de material aluvial. 3. En general conviene disponer de bombas de eje vertical. En este caso debe tenerse en cuenta que el motor de la bomba quede por encima del nivel de la máxima creciente con período de retorno igual al período del proyecto y que además la bomba logre una sumergencia adecuada para su correcto funcionamiento. 4. Si los factores de índice económico exigen la adopción de bombas no sumergibles, se tendrán en cuenta los límites aconsejables para la succión en los periodos de estiaje, con el fin de prevenir posibles problemas de cavitación en la tubería de succión.

140_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

5. La obra de toma debe estar protegida mediante rejas perimetrales. La velocidad de flujo a través de ellas debe oscilar alrededor de 50 mm/s con el fin de evitar que los elementos gruesos flotantes giren hacia ella. 6. En ciertos casos puede resultar aconsejable reemplazar el cerramiento perimetral citado en el literal anterior mediante la adopción de una tubería camisa provista de rejas gruesas y finas con mecanismos de elevación para limpieza. 7. En el caso de ríos navegables, el muelle debe estar convenientemente anclado. 8. Debe establecerse la estabilidad de la estructura en el caso de crecientes. 5.3.12.3 Captación por evaporación de agua de mar Este tipo de captación debe utilizarse únicamente en municipios sin otra fuente de abastecimiento. Sin embargo, la captación debe asegurar la dotación mínima exigida para el nivel de complejidad del sistema correspondiente. El diseño de este tipo de captaciones debe cumplir los siguientes requisitos: 1. Los estanques de evaporación deben tener poca profundidad y el área de las cubiertas transparentes debe ser lo más amplia posible. 2. Debe recolectarse de manera eficiente el vapor de agua, utilizando preferiblemente canaletas de material plástico. Debe aislarse el sistema para que las pérdidas de vapor sean mínimas. 3. Al agua captada deben añadirse sales con el objeto de hacerla aceptable al consumo humano. 5.3.12.4 Captación por desalinización de agua de mar Este tipo de captación debe utilizarse en municipios sin fuentes de abastecimiento de agua convencionales. Sin embargo, la captación debe asegurar la dotación mínima exigida para el nivel de complejidad del sistema correspondiente. Estos métodos (destilación, evaporación al vació, ósmosis inversa) son costosos e implican uso intenso de energía. Por consiguiente, debe hacerse un estudio económico detallado que incluya la inversión inicial y el consumo de energía para la vida útil del proyecto. En la Figura 5.38 se pueden apreciar diferentes tipos de captaciones por gravedad o por bombeo para pequeñas y medianas poblaciones.

Dibujo esquemático de los diferentes métodos de captación Figura 5.38


DIQUE - TOMA Y CAPTACION POR MEDIO DE UNA CAJILLA CENTRAL CORTE

VERTEDERO DE REBOSE

VERTEDERO DE CRECIDA

PLANTA

REJILLA

VERTEDERO DE CRECIDA

VERTEDERO DE REBOSE REJILLA

CAJILLA ADUCCION LIMPIEZA LIMPIEZA

ADUCCION

ESTRUCTURAS ESPECIALES PARA LA CAPTACION DE AGUAS PROVENIENTES DE MANANTIAL

CORTE

PLANTA ORIFICIOS CAJILLA DE RECOLECCION

REJILLA AFLORAMIENTO

ACUIFERO

ADUCCION

ADUCCION LIMPIEZA Y REBOSE

LIMPIEZA CAJILLA

AFLORAMIENTO HORIZONTAL


ESTRUCTURAS PARA LA CAPTACION DE AGUAS PROVENIENTES DE UN ACUIFERO O DE UNA GALERIA FILTRANTE

CORTE

CORTE 2

POZO COLECTOR

ACUIFERO

GALERIA FILTRANTE

REJILLA CAJILLA DE RECOLECCION

RIO

ADUCCION

LIMPIEZA


DIQUE - TOMA Y CAPTACION POR MEDIO DE UNA " TEE" HORIZONTAL ELEVACION

CORTE TEE HORIZONTAL

VERTEDERO

ADUCCION ADUCCION

LIMPIEZA LIMPIEZA

142_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

CAPTACION DIRECTA POR BOMBAS, CON COLADERA DE SUCCION FIJA O FLOTANTE

SECCION TRANSVERSAL (1)

SECCION TRANSVERSAL (2)

AL MAXIMO MAXIMA ALTURA DE SUCCION DE 4 - 6 mts

AL MINIMO TUVERIA FLOTANTE

MAXIMA ALTURA DE SUCCION DE 4 - 8 mts

COLADERA DE SUCCION

COLADERA DE SUCCION FLOTANTE

DIQUE - TOMA Y CAPTACION POR MEDIO DE VERTEDERO Y CAJILLA LATERAL CORTE CAJILLA REJA

CAJILLA

CRESTA DEL VERTEDERO DE REBOSE

PLANTA VERTEDERO DE REBOSE

ADUCCION LIMPIEZA CRESTA DEL VERTEDERO LATERAL

ADUCCION

LIMPIEZA CAJILLA LIMPIEZA

LIMPIEZA DIQUE

5.3.12.5 Embalses En caso de que las obras de captación incluyan la construcción de un embalse, el diseñador debe considerar, al seleccionar la zona para construirlo, los siguientes factores, entre otros: 1. La cuenca tendrá un área y una precipitación neta suficientes para proveer los caudales requeridos durante todo el período de diseño. 2. La topografía de la zona destinada para el embalse debe proveer suficiente almacenamiento con un costo mínimo y un buen sitio para ubicar el vertedero de excesos. En todos los casos que involucren embalses, debe llevarse a cabo un análisis de costo mínimo. 3.

La geología del embalse debe tener entre otras las siguientes características:

a)

Debe proveer los materiales convenientes para la construcción de la presa.

b)

Debe tener una capacidad portante adecuada para una cimentación segura de la presa y el vertedero de excesos.

c)

Debe tener una impermeabilidad suficiente de suelos para evitar una infiltración excesiva por debajo de la presa. En caso contrario se deben prever las medidas necesarias para limitar las infiltraciones bajo la presa.

4.

Deben evitarse las zonas que tengan alta densidad de habitantes, grandes bosques, terrenos pantanosos, ríos y quebradas que tengan alta turbiedad durante gran parte del


año y aquellas que requieran nueva localización de obras de infraestructura, como carreteras, puentes, ferrocarriles, líneas de transmisión eléctrica, etc. 5.

En lo posible, la zona del embalse debe estar muy próxima al municipio en el cual se está desarrollando el proyecto de abastecimiento de aguas.

6.

Debe reducirse al mínimo las áreas inundadas de poca profundidad para evitar el crecimiento de vegetación.

5.3.12.6 Presas Los tipos de presas más comunes son los siguientes: Presas de tierra Las presas de tierra se utilizarán cuando los materiales de construcción estén disponibles cerca de la zona del embalse y siempre que el vertedero de excesos sea independiente de la estructura principal. Para el diseño de la presa se tendrán en cuenta, entre otros, los siguientes requisitos: 1.

Los materiales serán estables bajo las condiciones probables de contenido de humedad.

2.

La cimentación tendrá suficiente capacidad portante para las hipótesis más desfavorables de cargas.

3.

La permeabilidad del cuerpo de la presa y de su cimentación debe ser tan baja como sea posible.

4.

El borde libre de la presa debe ser suficiente para prevenir cualquier desbordamiento del embalse durante las crecientes y los daños ocasionados por la acción de las olas.

5.

Los taludes de la presa deben protegerse contra la erosión, ya sea mediante un enrocado o mediante pasto.

6.

El diseño de la presa garantizará la estabilidad al vuelco, a los deslizamientos, a las fallas por corte directo y a la subpresión. Además, debe ponerse especial atención a los efectos sísmicos sobre la presa.

Presas de roca Este tipo de presa generalmente se utilizará cuando el único material disponible para la construcción sea roca. Entre otros, deben tenerse en cuenta los siguientes requisitos: 1.

La presa debe tener una membrana impermeable para impedir la infiltración. La membrana impermeable debe ubicarse dentro de la presa o sobre el talud aguas arriba de ésta.

2.

Para el diseño de la presa se tendrán en cuenta todos los requisitos generales estipulados en las presas de tierra.

Presas de gravedad en concreto o mampostería Cuando no puedan construirse presas de tierra o roca y en aquellos casos en que el vertedero de excesos pueda incorporarse a la estructura de la presa, debe utilizarse una presa de gravedad en concreto o mampostería. Para el diseño de la presa se tendrán en cuenta, entre otros, los siguientes requisitos: 1.

Para el diseño de la presa se tendrán en cuenta los requisitos generales estipulados en las presas de tierra

144_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

2. son

Los coeficientes de seguridad que deben ser adoptados para la construcción de las presas los siguientes:

Con respecto al volcamiento : mayor de 2.0 Con respecto al deslizamiento : mayor de 1.5 Vertederos de excesos En todo tipo de presas debe construirse al menos un vertedero de excesos para proteger las estructuras durante las crecientes. Para esto deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1.

La capacidad del vertedero debe justificarse en función de la máxima creciente registrada o estimada según las características hidrológicas de la zona.

2.

La rápida, localizada aguas abajo de la cresta del vertedero, debe construirse revestida en concreto o en mampostería con el fin de proteger las estructuras contra la erosión producida por las altas velocidades del agua.

3.

En caso de que se considere necesario la rápida debe ir acompañada de estructuras de aireación con el fin de prevenir posibles problemas causados por cavitación.

4.

Al final de la rápida siempre debe existir una estructura disipadora de energía del agua del canal de excesos, para prevenir problemas se socavación en las estructuras ubicadas aguas abajo. En lo posible se tratará de entregar el flujo con la misma energía que lo caracterizaba antes de la construcción de la presa.

Acondicionamiento de la cuenca que aporta al embalse Siempre que las obras de captación involucren la construcción de una presa y el embalsamiento de agua, deben observarse los siguientes requisitos para lograr un acondicionamiento de la cuenca localizada aguas arriba de las estructuras: 1.

Deben eliminarse todos los posibles focos de contaminación, tanto química como bacteriológica. Por esta razón, es conveniente que el municipio adquiera las áreas perimetrales y las adecue convenientemente eliminando las viviendas y plantando árboles de hojas perennes en las mismas (la repoblación forestal en las zonas marginales reducirá además la cantidad de limos y arcillas arrastrada hacia el embalse).

2.

En caso de que aguas arriba del embalse se localice otro municipio, las aguas residuales de éste deben ser tratadas antes de volverse a entregar al río que alimenta la presa.

3.

Deben tomarse todas las medidas de protección posibles sobre la vertiente y los ríos afluentes, con el fin de evitar contaminaciones de origen animal o humano y la erosión.

4.

Debe impedirse el incontrolado de excursionistas, nadadores, navegantes y ganado a la zona de la vertiente y a las áreas tributarias.

5.4 CAPTACIONES SUBTERRÁNEAS


5.4.1 AGUAS SUBTERRÁNEAS 5.4.1.1 Concepto de Acuífero Un acuífero puede definirse como una formación geológica que puede almacenar significativas cantidades de agua actuando con depósito y reserva de agua subterránea. Los acuíferos que cumplen más con esta definición son aquellos constituidos por rocas no consolidadas, tales como gravas y arenas, que por otra parte, representan el mayor número de las formaciones en explotación. La mayoría de los acuíferos conforman grandes extensiones cuya alimentación puede ser natural por el aporte de aguas pluviales, corrientes superficiales, lagos y embalses o bien artificial por la contribución proveniente de agua en exceso de irrigación, pérdidas en canales, etc. Dentro del acuífero el agua escurre por gravedad desde las zonas de recarga hacia las de descarga como son ríos, lagos, embalses, mar o bien sobre la superficie de la tierra dando origen a los manantiales. La mayor descarga artificial se produce por las extracciones que realiza el hombre mediante la explotación de pozos. Generalmente el volumen de agua removida o recargada representa una pequeña fracción de la capacidad total del almacenamiento subterráneo. Los acuíferos se clasifican en dos grandes grupos : a b.

Acuíferos libres Acuíferos confinados

Un acuífero libre es aquel que está a la presión atmosférica y escurre libremente. Su nivel líquido sirve como límite superior de la zona de saturación, que como su nombre lo indica, presenta todos los intersticios del terreno ocupado por agua, a diferencia de la zona superior llamada de áereación que llega hasta la superficie del terreno en donde los espacios vacíos están ocupados parcialmente por agua y aire. Este acuífero libre se encuentra, entre la superficie del terreno y un estrato impermeable. Un pozo construido en un acuífero de esta naturaleza se denomina pozo freático y el nivel del agua dentro de este pozo coincide con el nivel del agua del acuífero en este punto. Los acuíferos confinados son conocidos comúnmente como artesianos. No corren libremente y están contenidos entre dos estratos impermeables, por lo que están sujetos a una presión mayor que la atmosférica. Si se construye un acuífero de este tipo, el nivel del agua se elevará sobre el lecho confinado. En este caso se tendrá un pozo artesiano. Si el pozo se construye en un terreno que quede abajo del nivel piezométrico, se origina un pozo artesiano surgente. Un acuífero confinado se transforma en acuífero libre cuando la superficie piezométrica cae por debajo de la superficie superior del lecho confinado. También es común que exista un acuífero confinado por debajo de un acuífero libre (Figura 5.39).

146_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

POZO SOMERO O EXCAVADO POZO FREATICO AREA DE RECARGA (ORIGEN DE LAS AGUAS

POZO SURGENTE

AC (A UIFE GU AS R O C AR ON TE FIN SIA A NA DO ESTRATO S) IMPERMEABLE

POZO ARTESIANO PENDIENTE HIDRAULICA

NIVEL FREATICO ACUIFERO

LIBRE (AGUAS

FREATICAS)

ESTRATO IMPERMEABLE

Figura 5.39 Aguas subterráneas 5.4.1.2 Estudios Previos El diseñador debe realizar todos los estudios previos que garanticen un conocimiento pleno de las características de la zona de captación, la geología, la geotecnia, la topografía, la hidrología, la hidrogeología y la calidad del agua en la zona de captación. Los estudios previos y su alcance son: Concepción del proyecto Para justificar el uso de una fuente subterránea de agua, el diseñador debe presentar todas las alternativas técnico-económicas con el fin de escoger la más factible desde el punto de vista de costo mínimo. La selección debe hacerse teniendo en cuenta la calidad del agua en la fuente subterránea y las características que permitan una construcción económica de la obra de aprovechamiento. Aspectos generales de la zona En el caso de una fuente subterránea, el diseñador debe conocer o hacer un inventario y análisis de todos los pozos existentes en la zona, que incluya la ubicación, el rendimiento, las variaciones de nivel y el abatimiento del nivel freático. También debe conocer la litología y la calidad de agua en el subsuelo. Estudios topográficos El diseñador debe tener un plano topográfico a escala adecuada con la localización de las obras de los pozos existentes y el registro de los niveles de drenajes actuales y los niveles piezométricos. Condiciones geológicas El diseñador debe obtener la información fotogeológica, los estudios paleográficos, la delimitación de fallas, y los sondeos correspondientes a la zona del proyecto. Debe seguirse lo establecido en la norma AWWA A-100, sección 2 para las investigaciones geológicas.


Estudios hidrológicos El diseñador debe hacer un balance hídrico de aguas subterráneas. Debe obtenerse toda la información referente a los niveles freáticos en la zona de la fuente subterránea. Estudios hidrogeológicos El diseñador debe desarrollar estudios hidrogeológicos que contengan la información básica geofísica y geológica de los acuíferos, características hidráulicas y la calidad del agua. En cuanto a la determinación de la conductividad hidráulica y la retención de agua, estas deben realizarse según la norma técnica NTC 3957 (ISO 11275). Los estudios hidrogeológicos de la cuenca deben contener la siguiente información: formaciones geológicas, características y propiedades físicas de los acuíferos, estimación de la descarga y recarga de la cuenca, nivel de las aguas freáticas, calidad del agua (características físicas, organolépticas, químicas y bacteriológicas), posibles fuentes de contaminación, inventario y análisis de los pozos existentes de la zona de fuente que incluya la ubicación, el rendimiento, las variaciones de nivel y el abatimiento durante el bombeo de las aguas subterráneas. Los estudios hidrogeológicos, para los niveles de complejidad alto medio alto, deben contener también un estudio geoeléctrico que incluya por lo menos un sondeo por cada dos kilómetros cuadrados. El método de cálculo puede ser el de Schlumberger. En caso de que el diseñador lo considere necesario, deben hacerse perforaciones de prueba. 5.4.1.3 Características de la fuente Calidad del agua El diseñador debe hacer un análisis de la calidad del agua en los diferentes ambientes de depósitos subterráneos. Debe asegurarse de que exista un perímetro de seguridad sanitario alrededor de la zona de la fuente subterránea dentro del cual no se permitan actividades que produzcan infiltración de contaminantes en el acuífero. Los programas para determinar la calidad del agua pueden hacerse de acuerdo a la norma técnica GTC 30. Muestreos Deben hacerse pruebas para conocer las condiciones en que se encuentra el agua del acuífero mediante pozos piezométricos. Este tipo de ensayos debe ser constante durante toda la vida útil de la fuente. Las programas de muestreo deben cumplir con las normas técnicas NTC ISO 5667-1 y NTC ISO 5667-2. Los muestreos del agua subterránea deben realizarse según la norma técnica NTC ISO 5667-3 y NTC ISO 5667-11. Capacidad de la fuente subterránea La capacidad de la fuente subterránea debe ser igual al caudal máximo diario cuando se tenga almacenamiento, y al consumo máximo horario cuando no se tenga almacenamiento. En ambos casos deben incluirse las pérdidas que ocurran en el sistema de acueducto.

148_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Rendimiento y niveles del acuífero El nivel dinámico fijado por el diseñador no debe ser inferior al nivel de saturación más alto captado, respetándose un cierto nivel mínimo de seguridad para el caudal máximo de explotación. Recarga artificial Si la fuente de agua para el sistema de acueducto incluye las aguas subterráneas, debe hacerse un estudio para establecer la viabilidad de la recarga artificial del acuífero durante las épocas de invierno. Cuando se haya asegurado que la infiltración natural no alcanza a cubrir las necesidades de infiltración del proyecto, el diseñador debe estudiar la posibilidad de inyección de agua a través de pozos, galerías de infiltración y/o embalses de infiltración,. Protección de las fuentes Debe asegurarse un perímetro sanitario alrededor de cada uno de los pozos de explotación de la fuente subterránea, con el fin de garantizar la no contaminación de las aguas subterráneas. 5.4.2 HIDRÁULICA DE LOS POZOS 5.4.2.1 Conceptos generales. Cuando se construye un pozo en un acuífero y se extrae agua por medio de un bombeo, se producirá un descenso o abatimiento del nivel del agua o de la superficie piezométrica, según se trate de acuíferos libres o confinados respectivamente. El descenso o abatimiento producido en un punto cualquiera del acuífero es la distancia entre el nivel original de agua y el nivel que alcanza durante la extracción. Si se une todos lo puntos correspondientes al abatimiento producido que se encuentran contenidos en un mismo plano, se obtendrá una curva llamada curva de depresión (Figuras 5.40 – 5.41). Si se considera el fenómeno en tres dimensiones, resulta una superficie cónica, engendrada por la rotación de la curva de depresión alrededor del eje del pozo y que se denomina cono de depresión (Figura 5.42). El límite exterior del cono de depresión define la zona de influencia del pozo. De esta forma el agua escurre a través de la formación del acuífero desde todas las direcciones hacia el pozo. A medida que el agua se mueve en zonas cada vez más cercanas al pozo, deberá atravesar secciones cilíndricas de área cada vez más pequeña. Como consecuencia de este hecho, la velocidad del agua debe incrementarse al aproximarse al pozo.


Q

NIVEL DEL TERRENO

r0

NIVEL FREATICO U ORIGINAL r s

sp b

2rp

NIVEL DINAMICO

CURVA DE DEPRESION h

ESTRATO IMPERMEABLE

hp

(B) ACUIFERO LIBRE

Figura 5.40 Acuífero libre

Q

NIVEL DEL TERRENO

r0

SUPERFICIE PIEZOMETRICA ORIGINAL r s

sp 2rp

NIVEL DINAMICO

CURVA DE DEPRESION h

ESTRATO IMPERMEABLE hp

ACUIFERO CONFINADO

ESTRATO IMPERMEABLE

b

(B) ACUIFERO CONFINADO

Figura 5.41 Acuífero confinado

150_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

RADIO DE INFLUENCIA NIVEL ORIGINAL

POZO

CONO DE DEPRESION

ABATIMIENTO S

Figura 5.42 Cono de depresión En la Figura 5.43 el área A1 representa la superficie lateral de un cilindro de radio r1 medido desde el centro del pozo. Si a una distancia r2 = 2r1 tenemos la sección A2, es evidente que sí por ambas secciones debe pasar el mismo caudal Q1 la velocidad v1 debe ser igual al doble de la v2 es decir que v1 = 2v2. Q

POZO r2 r1

V1

V2

b

A2

ESPESOR DEL ACUIFERO

A1

Figura 5.43 Sección cilíndrica De acuerdo con las experiencias realizadas por Darcy para el estudio del escurrimiento del agua en medios porosos, se tiene que el caudal es proporcional a la pérdida de carga e inversamente proporcional a la longitud de la trayectoria del escurrimiento, por lo tanto : Q = AK (Δh / ΔL) Donde :

[1]


Q = Gasto o caudal h = pérdida de carga L = longitud de la trayectoria La relación de h / L define al gradiente hidráulico. K = Constante de proporcionalidad, llamada permeabilidad A = Area de la sección considerada La Ley de Darcy tiene aplicación en los escurrimientos laminares, los que se verifican en la mayoría de los escurrimientos en medios porosos, como son los que entran en nuestro estudio. De acuerdo con esta Ley el gradiente hidráulico varía directamente con la velocidad. Esto significa que a medida que el agua se acerca al pozo, el gradiente hidráulico aumenta lo cual es causa de que la superficie del agua tenga una pendiente descendente continua hacia el pozo, dando origen a la formación del ya definido cono de depresión. En consecuencia el bombeo de un pozo construido en un acuífero libre se manifiesta por un descenso en el nivel del pozo, que origina un gradiente y el agua de las zonas próximas va escurriendo hacia el pozo. Luego la influencia del bombeo se extiende hacia áreas más alejadas formándose el cono de depresión. El bombeo de un pozo construido en un acuífero confinado, presenta un fenómeno análogo al caso anterior, con la diferencia que el cono de depresión no es una superficie física real sino una imaginaria. La forma de los conos en ambos casos es similar. Para el análisis del comportamiento hidráulico de los pozos se definen los siguientes términos de uso común : Nivel Estático : es el nivel que toma el agua en un pozo cuando éste no es bombeado o bien no es afectado por el bombeo de otros pozos. El nivel estático puede variar debido a fuertes precipitaciones, sequías, cambios de presión barométrica, etc. Abatimiento : el abatimiento en un pozo es la distancia que media entre el nivel estático del agua y el nivel de ésta durante el bombeo. Radio de influencia : el radio de influencia es definido como la distancia que media desde el centro del pozo hasta el límite del cono de depresión. Es mayor para conos de depresión formados alrededor de pozos artesianos que para pozos freáticos. Es también mayor cuanto mayor es la permeabilidad del acuífero. Capacidad específica : también se le llama rendimiento específico. Es la relación entre el caudal extraído del pozo y su abatimiento. Sirve para medir la eficiencia de un pozo e indicar las características de transmisibilidad de la formación. En la mayoría de los pozos la capacidad decrece a medida que aumenta el tiempo de bombeo, de allí que es necesario tener en cuenta su medición después de iniciado dicho bombeo. La capacidad específica es generalmente expresada en m³/h. por metro de abatimiento, vale decir m3 / h.m. Porosidad : la porosidad de un terreno se define como la relación de huecos al volumen total de terreno, que los contiene.

152_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

La porosidad depende de un gran número de factores, tales como la naturaleza físico-química del suelo, granulometría de sus componentes, grado de cementación o compactación, efectos de disolución, fisuración, etc. La cantidad de agua contenida en un terreno será el producto del volumen del suelo saturado por su porosidad. Sin embargo, si tratamos de drenar el terreno, se observa que el volumen de agua que puede extraerse es inferior al del total del agua almacenada. El resto queda retenido en forma de películas adheridas por atracción molecular a las partículas del terreno Este remanente de agua no es aprovechable mediante una captación subterránea, de donde se desprende la importancia que tiene para su utilización determinar los volúmenes aprovechables. La relación del volumen de agua de un terreno drenable por gravedad al volumen total de éste se denomina porosidad eficaz y la cantidad de agua retenida por el material contra la fuerza de la gravedad dividida por el volumen total del terreno se denomina retención específica. Coeficiente de permeabilidad : es una medida de la capacidad del terreno para permitir el paso del agua. Se le define como el gasto o caudal que se filtra a través de una sección unitaria de terreno bajo la carga producida por un gradiente hidráulico unitario, estando el agua a una temperatura fija determinada. Fijando unidades se puede decir que la permeabilidad es la cantidad de m³ agua/día que pasa por 1m² de terreno a 10° C., bajo un gradiente hidráulico de 1m por 1m, vale decir m³/día/m². Coeficiente de transmisiblidad : se define como el gasto o caudal que filtra a través de una faja vertical de terreno, de ancho unitario y altura igual a la del manto permeable saturado, bajo un gradiente hidráulico unitario, a una temperatura fija determinada. Tomando unidades se tendrá que la transmisiblidad será la cantidad de m³ de agua/día que pasa a través de una sección de ancho igual a 1m y altura b (espesor del acuífero) a una temperatura de 10 OC, bajo un gradiente hidráulico de 1m por 1m. Vale decir m³/día/m. Por lo expresado se puede escribir que la transmisibilidad T, es igual al producto de la permeabilidad K por el espesor b del acuífero. T = K*b

[2]

Para dos acuíferos que tengan igual permeabilidad, la transmisibilidad será mayor en aquel que tiene mayor espesor b. En la Figura 5.44, se puede apreciar la diferencia entre el concepto de permeabilidad y transmisiblidad. La primera se refiere al gasto que pasa a través del área cuadriculada, la segunda a través del área rayada. Los valores de transmisibilidad que se encuentran en los distintos terrenos pueden variar entre límites muy amplios, comprendidos entre 10 m³/m día hasta valores superiores a 100,00 m³/m/día. Las formaciones con valores de transmisiblidad menores al límite inferior anteriormente expresado no son productivas y su utilización quedaría restringida a la explotación de pozos de carácter doméstico. Las formaciones con transmisiblidades superiores a 100 m³/m/día, son índice de acuíferos aptos para su aplicación en servicios de provisión de agua municipales, industriales o para fines de riego.


Coeficiente de Almacenamiento : se define como el volumen de agua que el acuífero descarga o toma por un área de superficie unitaria por un cambio unitario de la carga normal a la superficie. Dicho en otra forma, puede definirse como una medida de la cantidad de agua que la formación producirá (o tomará del almacenamiento) bajo la acción de un cambio dado de la altura piezométrica. En un acuífero libre el coeficiente de almacenamiento es igual a la porosidad eficaz. En acuíferos artesianos este coeficiente es igual al agua obtenida del almacenamiento por la compresión de una columna vertical de la formación y de la consiguiente expansión del agua contenida en la misma. La altura de la columna es igual al espesor del acuífero y su base un área unitaria. (ver Figuras 5.45 A y B). El coeficiente de almacenamiento es un número adimensional.

NIVEL TERREO

l

ESPESOR SATURADO

NIVEL DE AGUA

l

ESTRATO IMPERMEABLE

Figura 5.44 Diferencia entre permeabilidad y transmisibilidad

154_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

l

SECCION UNITARIA TRANSVERSAL NIVEL DE AGUA

l ABATIMIENTO O ASCENSO UNITARIO

ABATIMIENTO O ASCENSO UNITARIO DE LA PIEZOMETRICA

SUPERFICIE PIEZOMETRICA

ACUIFERO CONFINADO

ACUIFERO LIBRE

ESTRATO IMPERMEABLE

(A)

(B)

Figura 5.45 Coeficiente de almacenamiento Los coeficientes de transmisibilidad y almacenamiento son dos elementos importantes para definir las características hidráulicas de una formación acuífera. El coeficiente de transmisiblidad indica la cantidad de agua que se mueve a través de la formación y el de almacenamiento la cantidad de agua almacenada que puede ser removida por bombeo o drenaje. Estos dos coeficientes pueden determinarse en cualquier formación por medio de ensayos de bombeo y su conocimiento permite realizar predicciones de gran significación. 5.4.2.2 Condiciones de equilibrio Si se perfora un pozo por medio del cual se extrae un gasto Q uniforme y continuo durante un tiempo suficiente para aproximarnos a las condiciones de un movimiento permanente, es decir que las variaciones del gasto de extracción sean prácticamente despreciables con el tiempo y si el escurrimiento es radial y laminar y el pozo recibe agua de la totalidad del espesor del acuífero, que se supone homogéneo, de permeabilidad igual en cualquier dirección y de área infinita, se formará un cono de depresión que se irá extendiendo hasta que finalmente llega a una situación de equilibrio en la que dicho cono permanece invariable. Esto significa que el acuífero tiene una recarga suficiente para equilibrar el gasto extraído. Esta recarga puede tener su origen en el hecho de que el cono de depresión haya tomado o con una zona de recarga alimentada directamente por infiltración de aguas superficiales o haber interceptado una corriente de agua subterránea cercana, la cual puede así mismo estar recargada suficientemente o tal vez puede alcanzar una extensión tal que tomará o con una zona muy permeable que reciba recarga por infiltración directa. La determinación de la permeabilidad y del coeficiente de transmisibilidad puede realizarse por medio de ensayos de bombeo con base en las condiciones de equilibrio, extrayendo un gasto constante y midiendo los abatimientos en los pozos de observación.


A continuación se plantea el problema para acuíferos libres y confinados y la deducción de las fórmulas conocidas como de THIEM. 5.4.2.3 Parámetros hidráulicos 1. Acuífero libre Por aplicación de la ley de Darcy se tendrá : Q = A *K *I

[3]

De la que anteriormente se ha mencionado el significado de cada uno de sus términos. Si de la Figura 5.46 se toma una sección cualquiera a una distancia r del pozo, el área lateral A del cilindro de radio r y altura h es : A = 2*π*r *h I = dh / dr K = Permeabilidad cuyo valor se va a determinar.

Reemplazando valores en la fórmula 3) se tiene : Q = 2 * π * r * h * K * (dh / dr )

[4]

la que se puede escribir : dr / r = 2 * π * K * h * (dh / Q)

[5]

Integrando la ecuación [5] entre los límites dados por dos secciones ubicadas a distancias r 1 y r 2 del pozo de bombeo y alturas de carga h 1 y h 2 respectivamente, ordenando se tiene :

   2 2  h − h1  Q =π *K * 2  r    Ln 2     r1  

[6]

En la práctica lo que se mide no son los valores de h sino los de los descensos de nivel del agua a partir de su posición inicial de reposo. Por lo tanto, observando la Figura 4.45 se puede establecer que : h1 + s1 = h2 + s2 = b

[7]

h2 - h1 = s1 - s2

[8]

Luego :

Si los valores de r 1 y r 2 son suficientemente grandes, los descensos s se pueden suponer lo bastante pequeños frente al valor del espesor del acuífero b, por lo cual se puede escribir que aproximadamente :

156_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

h1 = h2 = b

Q

NIVEL DEL TERRENO

NIVEL FREATICO

s2 sp

CURVA DE DEPRESION

s

s1

NIVEL DINAMICO

b h1

ACUIFERO LIBRE

hp

h2

h

rp

ESTRATO IMPERMEABLE r1

r r2

Figura 5.46 Acuífero libre

Q

NIVEL DEL TERRENO

NIVEL ESTATICO

s2 sp

CURVA DE DEPRESION

s

s1

NIVEL DINAMICO

h1

h

h2

hp ACUIFERO CONFINADO

b

rp r1

r r2

Figura 5.47 Acuífero confinado

O bien que : h1 + h2 = 2b

ESTRATO IMPERMEABLE

ESTRATO IMPERMEABLE


Luego : h 2 ² - h 1 ² = 2b (s 1 -s 2 )

[11]

Y la ecuación [6] toma la forma : Q = 2πKb (s 1 -s 2 ) / Ln r 2 /r 1

[12]

De donde : s 1 - s 2 = Q Ln r 2 /r 1 / 2πKb

[13]

Y finalmente : K = ( Q / 2π(s 1 - s 2 )b ) * Ln r 2 /r 1

[14]

2. Acuífero confinado El planteo es similar al caso anterior. De acuerdo con la Figura 5.47 se tendrá que : Q=AKS A = 2πrb S = dh/dr K = Permeabilidad luego : Q = 2πrb dh/dr K

[15]

Ordenando e integrando entre dos secciones a distancia r 1 y r 2 y con cargas h 1 y h 2 respectivamente, se obtiene :

    (h2 − h1 )   Q = 2π * b * K  r    Ln 2     r1  

[16]

Siendo que : h2 - h1 = s1 - s2

[17]

se tiene : Q = 2πb K (s 1 - s 2 ) / Ln r 2 /r 1

[18]

158_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

O también : s 1 - s 2 = (Q/2πbK) / Ln r 2 /r 1

[19]

Y finalmente : K = ( Q /2πb (s 1 - s 2 )) Ln r 2 /r 1

[20]

Puede decirse que por medio de un ensayo de bombeo a un gasto constante y por medio de pozos de observación ubicados de aquel a distancias r 1 y r 2 en los que se miden los abatimientos s 1 y s 2 respectivamente, en el momento de alcanzarse el equilibrio, se obtendrá el coeficiente de permeabilidad K de la formación ensayada. Si en las ecuaciones [6] y [18] sustituimos a r 2 por el radio de influencia R y a r 1 por el radio del pozo y s 1 - s 2 , el abatimiento que origina el gasto de explotación del pozo (lo que puede determinarse en el registro o gráfica de aforo del pozo), el gasto del pozo será : Q = 2πbK Sp / Ln R/r

[21]

Esta fórmula puede aplicarse tanto a los pozos freáticos como a los artesianos. El coeficiente de permeabilidad K se puede determinar experimentalmente en el laboratorio de la manera siguiente: Se colocan dos recipientes en los extremos de un conducto de sección S al que se llena del material que se quiere probar. Se llena de agua uno de los recipientes hasta una altura (h a ) y se ve que en el otro después de un tiempo alcanza el nivel (h b ). Como se conoce el tiempo y el volumen que ha pasado, se puede determinar la velocidad de filtración que es el valor de K (Figura 5.48).

ha hb S P Figura 5.48 Permeámetro


5.4.2.4 Diseño de pozos 1. Período de diseño Pozos profundos Para el caso de obras de captación de agua subterránea, el período de diseño se especifica en la tabla x.x TABLA B.5.1 Período de diseño para las obras de captación de agua subterránea Nivel de Sistema Bajo Medio Medio alto Alto

Complejidad

del Período de Diseño 15 años 15 años 20 años 25 años

Para los niveles de complejidad medio alto y alto, las obras de captación de agua subterránea deberán ser analizadas y evaluadas teniendo en cuenta el período de diseño máximo, llamado también horizonte de planeamiento de proyecto; y se deberán definir las etapas de construcción de los pozos profundos, según las necesidades del proyecto, basados en la metodología de costo mínimo. Pozos excavados Los pozos excavados tendrán un período de diseño de 15 años para los niveles bajo y medio de complejidad. 2. Caudal de diseño. Las obras de captación de agua subterránea deben tener una capacidad igual al caudal máximo diario, QMD, si se cuenta con almacenamiento. En el caso de no tener almacenamiento, la capacidad de la obra debe ser igual al caudal máximo horario, QMH. 3.

Número mínimo de pozos profundos.

Para el nivel bajo de complejidad se permite la construcción de un único pozo. Para los niveles medio y medio alto de complejidad debe contarse con un mínimo de dos pozos más un pozo de redundancia. El número de pozos debe tener una capacidad sumada igual al caudal de diseño. El pozo de redundancia debe tener una capacidad igual a la de los demás. Para el nivel alto de complejidad, debe tenerse un mínimo de dos pozos de operación normal con una capacidad sumada igual al caudal de diseño más las pérdidas en la aducción y las necesidades en la planta de tratamiento. Debe colocarse un pozo de reserva por cada 5 pozos de operación normal, con igual capacidad.

160_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

5.4.2.5 Rejillas Diámetro de rejillas El diámetro de las rejillas debe ser adoptado para tener un área hueca de captación en la rejilla suficientemente grande para poder bombear el caudal de extracción esperado en el pozo, obteniendo una velocidad óptima según la permeabilidad del medio. En todo caso, el diseñador debe conocer el área libre en función del diámetro y la apertura de la rejilla. Además, deben tenerse en cuenta las siguientes restricciones: 1.

El diámetro de la rejilla no podrá ser superior al diámetro de la camisa del pozo.

2.

En caso de niveles de bombeo bajos, el diámetro de la rejilla debe estar fijado por el diámetro de la tubería de succión de la bomba.

El diámetro mínimo será de 150 mm. En casos especiales, puede adoptarse un diámetro menor a 150 mm, siempre y cuando el diseñador presente el estudio técnico y las memorias de cálculo que justifiquen una reducción en el diámetro. En ningún caso, el diámetro del pozo puede ser menor al diámetro del equipo de bombeo. En pozos profundos con un nivel dinámico ubicado a una distancia no mayor a 10 metros por debajo de la superficie del terreno, el diámetro de la tubería de revestimiento puede reducirse desde la superficie del terreno hasta el límite que permita el diámetro de la bomba. Por debajo de la máxima profundidad en la que se desee colocar la bomba, la reducción del diámetro puede ser mayor. Longitud y ubicación de rejillas La longitud de la rejilla debe ser suficiente para bombear el caudal de extracción esperado en el pozo, buscando siempre el menor abatimiento. Sin embargo, la longitud mínima de la rejilla está dada por la ecuación 4.x Lr min =

0.0054 ⋅ Qd Ae ⋅ Ve

(4.x)

Para determinar la longitud de la rejilla deben tenerse en cuenta las siguientes disposiciones: 1.

En el caso de un acuífero libre homogéneo, la longitud de la rejilla debe estar entre 1/3 y 1/2 del espesor del acuífero, y ésta debe instalarse en la parte inferior del acuífero.

2.

En el caso de un acuífero libre no homogéneo, la longitud de la rejilla debe ser igual a la longitud del estrato más permeable, estrato en el cual debe colocarse la rejilla. La ubicación de la rejilla debe ser simétrica en el estrato en el que se coloque.

3.

En el caso de un acuífero confinado homogéneo, la longitud de la rejilla debe estar entre el 70% y el 80% del espesor del acuífero. La ubicación de la rejilla debe ser simétrica en el estrato en el que se coloque.


4.

En el caso de un acuífero confinado no homogéneo, la rejilla debe colocarse en el estrato más permeable, aprovechando la totalidad del estrato. La ubicación de la rejilla debe ser simétrica en el estrato en el que se coloque.

5.

No debe colocarse rejilla por encima del nivel dinámico de bombeo.

Apertura de rejillas La apertura de la rejillas debe determinarse según la granulometría del acuífero, teniendo en cuenta las siguientes especificaciones: 1.

En el caso de un acuífero homogéneo que no requiera empaque de grava y con un coeficiente de uniformidad mayor que 6, la apertura debe ser de tal tamaño que retenga entre el 30% y el 40% de la formación acuífera.

3.

En el caso de un acuífero homogéneo que no requiera empaque de grava, y con un coeficiente de uniformidad menor que 6, la apertura debe ser de tal tamaño que retenga entre el 40% y el 50% de la formación acuífera.

3.

En el caso de un acuífero no homogéneo, la apertura de la rejilla debe variarse según la granulometría a lo largo del acuífero. Si una capa de material fino aparece sobre un material grueso, se recomienda prolongar 0.6 m en profundidad la rejilla del estrato fino, penetrando en el estrato más grueso.

4.

En los demás casos debe colocarse una apertura de rejillas igual a la mitad del tamaño correspondiente al 15% del material que pasa en la curva granulométrica, D15, de la formación acuífera.

Material de las rejillas El material de las rejillas debe ser de tal calidad que resista la presencia de películas bacterianas, la corrosión por las sales y los minerales del agua y los correspondientes esfuerzos mecánicos en la zona de captación. Además, debe resistir a las sustancias químicas y elementos mecánicos utilizados en la limpieza y mantenimiento posteriores. Velocidad en rejillas La velocidad en las rejillas debe estar entre .03 m/s y 0.45 m/s. En caso de tener una velocidad inferior por debajo de la mínima establecida, es recomendable disminuir el diámetro de la rejilla. 5.4.2.6 Profundidad y distancia entre pozos 1. Profundidad del pozo El pozo debe tener una profundidad suficiente para que el filtro penetre en la zona saturada, cumpliendo con las siguientes especificaciones: •

En acuíferos libres debe tenerse en cuenta el abatimiento del pozo durante el bombeo y la totalidad de la zona de captación debe estar por debajo del nivel dinámico calculado para la operación con el caudal máximo posible.

162_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

•

En acuíferos confinados la zona de captación debe cubrir un 80% del espesor del acuífero, sin embargo, en acuíferos costeros donde se puede presentar problemas de intrusión de la cuña marina, la profundidad del pozo puede ser inferior a 80%.

2. Distancia entre pozos La distancia entre pozos debe fijarse de tal manera que el rendimiento de toda la captación sea suficiente para cumplir con el caudal de diseño. Para determinar la distancia mínima deben tenerse en cuenta los siguientes puntos: •

Debe calcularse el radio de influencia de un pozo y debe hacerse un análisis de interferencia entre todos los pozos del acuífero.

•

El abatimiento en un punto se tomará como la suma de las depresiones producidas en el mismo sitio por el bombeo individual de cada uno de los pozos.

•

En los niveles bajo y medio de complejidad la distancia mínima entre dos pozos será de 100 metros.

•

En los niveles medio alto y alto de complejidad la distancia entre pozos debe establecerse por medio de un análisis económico en la operación del sistema, teniendo en cuenta el efecto del los posibles abatimientos, en los costos de extracción del agua.

5.4.3 MÉTODOS DE EXTRACCIÓN DEL AGUA SUBTERRÁNEA El método más antiguo para la extracción del agua subterránea es cavar un hoyo en el suelo, a una profundidad por debajo del nivel del agua subterránea. Por lo general, la cantidad de agua que se puede recolectar de esta manera es bastante limitada y cuando se necesita una mayor capacidad de extracción, se debe explotar el acuífero en un área mayor de o. Se puede hacer esto ampliando el ancho de la excavación, extendiéndola a una mayor profundidad o aumentando ambos, el ancho y la profundidad. Saber cuales de estos métodos pueden y deben aplicarse en un caso particular depende del espesor de la formación del suelo contenedora de agua y de la profundidad del nivel de agua subterránea. Los medios horizontalmente extendidos para la captación y extracción de agua subterránea reciben el nombre de galería y se les puede subdividir en zanjas de percolación, drenes de filtración (Figura 5.49) y túneles (Figura 5.50)


NIVEL ORIGINAL DEL AGUA

Descanso del nivek de agua subterranea Arena gruesa

Grava

ROCA IMPERMEABLE Tuvería de concreto con uniones abiertas

Figura 5.49

Dren de infiltración

FORMACION DE SUELO NO CONSOLIDADA

ROCA FRACTURADA

SUMIDERO

Figura 5.50 Túnel de infiltración Debido a las dificultades y costos de excavación solo se deben usar las galerías en los casos en que el nivel de agua subterránea esté a una profundidad superficial no mayor a los 5-8 m por debajo de la superficie del suelo (los túneles en formaciones de suelo consolidado pueden ser económicos aún a profundidades mayores). Las galerías ofrecen la única solución práctica cuando se va a captar el agua subterránea de acuíferos de poca profundidad con un pequeño espesor saturado. Estos acuíferos tienen que ser explotados en una gran área de o. También son recomendables las galerías en áreas costeras en donde el agua dulce que se va a extraer se encuentra encima del agua salada. Entonces el descenso o abatimiento del nivel de la franja de agua dulce debe mantenerse en lo mínimo posible, de lo contrario, surgirá el agua salada y se mezclará con el agua dulce. Las zanjas son fáciles de construir, éstas pueden tener una gran capacidad y una prolongada vida útil. Sin embargo, si las zanjas son descubiertas, el agua recolectada en ella no se encontrará protegida contra la contaminación, lo que las hace menos apropiadas para propósitos de abastecimiento de agua.

164_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Los drenes de filtración y los túneles son más costosos de construir y su diseño es más complicado. Los drenes pueden estar sujetos al atoro. La ventaja de los drenes y túneles es que estos colectores son completamente subterráneos de tal forma que el agua recolectada está protegida contra la contaminación de la superficie. Los medios verticales para extracción de agua subterránea puede subdividirse en pozos excavados de gran diámetro (Figura 5.51) y pozos tubulares de pequeño diámetro (Figura 5.52). Se debe usar los pozos tubulares cuando la capa de agua subterránea se encuentra a una profundidad considerable por debajo de la superficie del terreno, pero solo son efectivos en acuíferos de espesor suficiente. Por lo general, los pozos excavados tienen una capacidad limitada de tal forma que su uso está restringido solo a domicilios individuales y otros abastecimientos de agua en pequeña escala. Los pozos de diámetro grande actúan como reservorios de almacenamiento y así tienen la capacidad de surtir agua en cualquier extracción máxima.

BOMBA

CUBIERTA DEL POZO

SELLO DE CONCRETO TUBERIA DE SUCCION

MURO DE ROCA

Figura 5.51 Pozo excavado


PLACA O LOSA DE CONCRETO PREFABRICADO

CONCRETO MOLDEADO EN EL LUGAR

RELLENO SELLO DE ARCILLA O CONCRETO

ACUIFERO

TUBERIA DE FILTRO DE PVC

Figura 5.52 Pozo tubula La capacidad de los pozos tubulares varía en una gran escala, desde menos de 1 litro/seg para pozos superficiales de diámetro pequeño en acuíferos de arena fina, a más de 100 litros/seg para pozos profundos de diámetro más grande en arena gruesa o en depósitos de roca sedimentaria. Los pozos entubados son muy adecuados para abastecimientos de agua potable porque solo serán necesarias precauciones simples para proteger de la contaminación al agua extraída de esta manera. Algunas veces, se puede usar un grupo de pozos tubulares colocados en serie y a los cuales se bombea como una unidad (Figura 5.53).

166_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

TANQUE AL VACIO

A LA BOMBA

Figura 5.53 Batería de pozos entubados En situaciones en donde un acuífero de gran espesor se encuentra a poca profundidad, tanto los recolectores de agua verticales como los horizontales, (pozos, galerías, zanjas, drenes) o una combinación de ambos, pueden ser apropiados. La viabilidad técnica dependerá en muchos de las condiciones geológicas locales. Una situación mucho más difícil es cuando se tiene que extraer el agua subterránea de un acuífero delgado situado a profundidad considerable. En vista de la pequeña área saturada de este acuífero, no se deben usar los pozos tubulares. Las acequias y los drenes no son apropiados debido a que requerirán una cantidad excesiva de trabajo de excavación. Algunas veces, en terrenos consolidados, los túneles pueden ser adecuados. Para los sedimentos no consolidados se puede considerar los pozos recolectores radiales (Figura 5.54) Cuando se extrae agua subterránea siempre hay un descenso de la napa de agua subterránea. En principio todas las otras extracciones del mismo acuífero están influenciadas.


2-3m

FORMACION DE AGUA SUBTERRANEA DE BAJA PERMEABILIDAD

ACUIFERO

LATERALES PERFORADOS

Figura 5.54 Pozo recolector radial El efecto de las extracciones de agua subterránea para abastecimientos públicos de agua por lo general no es grande, pero para extracciones de alta tasa, que frecuentemente se hacen para propósitos de irrigación, el efecto posible de un descenso apreciable de la napa de agua subterránea debería ser cuidadosamente investigado. Puede que sea necesario realizar un bombeo de ensayo para proporcionar una base para calcular el futuro descenso de nivel de la napa de agua. 5.4.4. GALERÍAS DE FILTRACIÓN Las zanjas como medio de captación y extracción de agua subterránea son solo un corte en el suelo para hacer accesible el acuífero desde la superficie. Son fáciles de construir, ya sea manualmente o con equipo mecánico. El diseño también presentara pocos problemas. Los principales requerimientos son los siguientes (véase Figura 5.55)

168_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

INC LIN 1:1. ACION 5/1: 2

1-1.5m

1:2

/1:2

.5

0.5-1m

ERR

T DEL

ENO

ICIE ERF NAPA DE AGUA P U S SUBTERRANEA

ACUIFERO

BASE IMPERMEABLE

Figura 5.55 Diseño de la zanja de percolación a.

Suficiente ancho y profundidad para asegurar que el agua recolectada fluya a baja velocidad (por lo general menos de 0,1 m/seg) de tal forma que se prevenga la erosión de los lados de la acequia y que se limiten las pérdidas de carga.

b.

La profundidad debe ser mayor a 1,0 m y preferiblemente de 1,5 m para reducir cualquier penetración de luz solar en el agua, donde estimulará el crecimiento de plantas y algas y provocará resistencia al flujo de agua.

c.

Los lados de la zanja deben ser ligeramente inclinados para proporcionarle estabilidad. Esto es particularmente importante para el área de la zanja que tenga o con la superficie.

d.

Para zanjas profundas, es deseable un terraplén horizontal aproximadamente 0,5 m sobre el nivel normal del agua para facilitar el para el trabajo de limpieza y mantenimiento.

Cuando se abren las zanjas de percolación, el agua subterránea que ellas contienen está sujeta a la contaminación bacteriana y crecimiento de algas.


SUPERFICIE DEL SUELO

NIVEL DE AGUA SUBTERRANEA ANTES Y DURANTE EL BOMBEO DESCENSO DEL NIVEL

BASE IMPERMEABLE

Figura 5.56

Bombeo de prueba

Los drenes (Figura 5.56) tienen poros, perforaciones o uniones abiertas que permiten el ingreso del agua subterránea. Se puede hacer drenes porosos de materiales tales como cerámica o concreto "no-fino" (usando una mezcla de grava de media pulgada y cemento, sin arena). En su mayoría, los drenes perforados son de arcilla vitrificada cocida en un horno, o de plástico o madera. Por lo general los drenes con uniones abiertas son hechos de concreto o de asbesto-cemento. La elección del material a emplearse en una construcción particular de un dren depende de la fuerza requerida, de la resistencia a la corrosión necesaria para el tipo de agua subterránea que se va a recolectar y, sobre todo, de los costos y la disponibilidad. Las perforaciones en el dren solo necesitan ser hechas alrededor del mismo cuando éste está situado completamente en el acuífero. Para drenes que estén colocados en la parte superior del acuífero, serán adecuadas las perforaciones en la parte de abajo, y para drenes que se encuentran a mayor profundidad en el acuífero solo se necesita perforaciones en la parte superior. En formaciones de terreno grueso, tales como grava, las aberturas del dren se pueden reducir fácilmente, lo suficiente para mantener aparte el material del suelo. En arena fina y de tamaño medio, se debe ubicar los drenes perforados y los drenes con uniones abiertas en una o más capas de gravas o arena gruesa, para evitar que la arena fina del acuífero ingrese a los drenes. La capa externa debe ser lo suficientemente fina para mantener fuera del dren el material del acuífero; la grava de la capa interna debe tener un tamaño que sea en cierta forma mayor que las aberturas del dren. Para un acuífero de arena que tenga un tamaño efectivo de aproximadamente 0,2 mm, el paquete de grava podría consistir de dos capas, cada una de ellas de aproximadamente 10 cm de espesor, con granos de 1-2 mm y de 4-8 mm de tamaño. Entonces se puede usar aberturas del dren de aproximadamente 3 mm de ancho. Cuando se aplica drenes con uniones abiertas de 10 mm de ancho, será necesaria una tercera capa de relleno de grava de granos de 15-30 mm.

170_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

MATERIAL EXCABADO Y PARA RELLENO

ZANJA

TUBERIA DE DRENAJE RELLENO DE GRAVA

Figura 5.57 Construcción del dren Los factores más importantes en el diseño para la construcción del dren son el diámetro interno de las tuberías del dren y la profundidad a la cual se colocan las tuberías y el relleno de grava por debajo de la capa de agua subterránea. A pesar del relleno de grava, ciertas materias suspendidas pueden ingresar al dren. Cuando se permite la acumulación de este material, éste bloqueará el dren. Para evitar esto, se debe dar un tamaño al dren de tal manera que la velocidad del flujo en ellos sea lo suficientemente elevada para expulsar cualquier depósito de sedimento. Para que los drenes realicen una auto-limpieza, la velocidad debe ser superior a los 0,5 m/seg pero no mayor de 1,0 m/seg; de lo contrario, las pérdidas de fricción serán demasiado elevadas. Esto provocaría un abatimiento de la capa y una extracción del agua subterránea desiguales a lo largo del dren. Para acomodar la cantidad que se acumula del agua recolectada y el flujo a través del dren puede ser necesario proporcionar aumentos de tamaño en el dren a lo largo de su extensión. Obviamente, en vista de los costos de excavación, se debe colocar los drenes a una profundidad no mayor de la necesaria. Sin embargo, los drenes deben permanecer completamente sumergidos en el agua subterránea, estando la parte superior del relleno de grava por lo menos a 0,5 m de profundidad, incluso al final de un largo período de sequía cuando es probable que la capa de agua subterránea esté a su nivel más bajo. Usando como base la capa de agua subterránea existente, el diseñador debe tener en cuenta un descenso de nivel operativo de por lo menos 1m, más una nueva baja de 1 m de la capa de agua subterránea bajo condiciones de sequía. Así, la parte superior del relleno de grava debería estar a una profundidad de 2,5 mm o más, bajo la capa de agua existente. Cuando el hierro y el manganeso están presentes en el agua subterránea, hay un serio riesgo de que los depósitos de hierro y manganeso obstruyan las aberturas del dren y el relleno de grava. Entonces es necesario colocar los drenes a mayor profundidad a unos 4-5 m por debajo de la capa de agua existente, para evitar que el oxígeno penetre en los drenes y forme los depósitos de precipitación de estos metales.


5.4.5 POZOS EXCAVADOS Los pozos excavados se hacen simplemente cavando un hoyo en el suelo. Son ampliamente usados en muchos países y pueden ser bastante satisfactorios si las condiciones son las correctas. Por lo general, no se requiere equipo o habilidades especiales para su construcción. Solo se permitirá este tipo de pozos en los niveles bajo y medio de complejidad. Se adelantará el diseño y construcción de pozos excavados cuando se crea conveniente utilizar el agua freática o subálvea. El terreno para este tipo de pozos debe estar libre de fracturas, grietas o socavaciones que permitan la contaminación por infiltración de agua superficial. La experiencia muestra que el diámetro de un pozo excavado debe ser, por lo menos, de 1,2 m si dos hombres van a trabajar juntos en el fondo del pozo durante la excavación. Para un pozo que sirve un solo domicilio o una comunidad agrícola, por lo general este diámetro mínimo es adecuado, pero cuando más gente depende de un pozo excavado se debe proporcionar un pozo más grande, de 2-3 m de diámetro. En raras ocasiones es útil un mayor aumento del tamaño de un pozo, ya que la producción adicional de agua obtenida de esta manera es probable que sea muy pequeña. Debido a su gran diámetro y volumen, los pozos excavados sirven para la captación y el almacenamiento del agua subterránea. Debido a la capacidad de almacenamiento, se puede extraer el agua temporalmente a una escala mayor que el influjo de recarga al pozo. El efecto de almacenamiento es particularmente importante cuando los s extraen el agua mayormente en proporción máxima durante unas cuantas horas en la tarde. La profundidad a la que se debe y puede cavar un pozo depende del tipo de material perforado y de la fluctuación de la capa freática. La estabilidad del material y los costos de excavación constituyen un factor importante. Los pozos particulares, por lo general, tienen una profundidad menor a los 10 m. Los pozos excavados para uso comunal frecuentemente son más profundos, 20-30 m es usual, y se ha alcanzado profundidades de 50 m y más. La mayoría de pozos excavados necesitan un revestimiento interno. Para esto, se usa materiales tales como ladrillo, piedra, mampostería, vaciado de concreto en un armazón dentro del hueco, o anillos de concreto prevaciados. El revestimiento sirve a varios propósitos. Durante la construcción ofrece protección contra derrumbes y hundimientos y evita que la tierra derrumbada llene el hoyo excavado. Después de que se completa el pozo, retiene las paredes. En material consolidado el pozo puede permanecer sin revestimiento pero siempre es recomendable uno en la parte superior (Figura 5.58). En formaciones no consolidadas se debe revestir el pozo en toda su profundidad (Figura 5.59). La sección del pozo que penetra en el acuífero requiere un revestimiento con aberturas o perforaciones que permitan al agua subterránea fluir hacia el pozo. En acuíferos de arena fina es imposible proveer un revestimiento con aberturas o perforaciones lo suficientemente pequeñas para retener el material y evitar que éste ingrese al pozo. En tales casos, frecuentemente se extiende el revestimiento a lo largo de toda la profundidad del pozo sin ninguna abertura o perforaciones. El agua subterránea ingresa al pozo solo a través del fondo, el cual está cubierto con varias capas de grava graduada que mantienen en el fondo la arena fina de la formación que contiene agua.

172_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

Por ejemplo, tres capas de grava graduada, cada una de 15 cm de espesor, pueden usarse con granos de 1-2 mm para la capa más profunda, luego, tamaños efectivos de 4-8 mm y 20-30 en la parte superior.

CAPA VEGETAL SUPERIOR ROCA INTEMPERIZADA

BROCAL DE CONCRETO

CAPA DE AGUA SUBTERRANEA

ROCA FISURADA

Figura 5.58

Pozo excavado en formación de roca

PARED DE CONCRETO

FORMACIONES INPERMEABLES

ACUIFERO DE GRANULOS GRUESOS

Figura 5.59 Pozo excavado en material granular grueso


CAPA DE AGUA SUBTERRANEA

BROCAL DE CONCRETO

FORMACIÓN IMPERMEABLE

GRAVA GRUESA

ACUIFERO DE GRANO FINO

Figura 5.60 Pozo excavado en acuífero granular fino El revestimiento de un pozo excavado provee también un sello para evitar que el agua contaminada se filtre de la superficie al pozo. Esto no es muy efectivo si el pozo está al descubierto, porque en ese caso el agua que está en éste será contaminada de cualquier manera, especialmente si se extrae el agua usando cubetas y soga. Como precaución mínima, se debe extender el revestimiento del pozo por lo menos 0,5 m por encima del suelo para formar un "muro" alrededor del borde externo del pozo. Se debe construir, entonces, una losa delantera de concreto en la superficie del suelo, que se extienda aproximadamente 2 m a todo el rededor del pozo. Al vaciarse la losa de concreto también se sella cualquier fisura entre el revestimiento del pozo y las paredes del hueco excavado y la losa; se evita así que el agua contaminada de la superficie se filtre al pozo. Todas estas medidas tienen solo un efecto limitado si el pozo permanece al descubierto. Se puede obtener una protección satisfactoria de la seguridad bacteriológica del agua de un pozo, únicamente si la parte superior de éste está completamente sellada con una losa hermética en la cual se monta una bomba para extraer el agua. Se debe proveer una tapa de que pueda cerrarse apretada y seguramente, para permitir la desinfección del agua en el pozo mediante la cloración. Aunque el sellado de los pozos excavados es en sí mismo simple, no siempre es factible, especialmente cuando el estándar de instalación de bombas es pobre y no se puede alcanzar adecuadamente los requerimientos de mantenimiento (Figura 5.60).

174_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

ABERTURA DE LA BOMBA

CUBIERTA

POZO DE LOZA RELLENO

UNION CEMENTADA

ACUIFERO

GRAVA

SELLO DE CONCRETO 10cm. GRAVA

± 10cm. ARENA

Figura 5.61 Pozo excavado sellado para protección sanitaria 5.4.5.1 Métodos de Cálculo Debe seguirse la metodología para el cálculo de caudales según la ley de Darcy expuesta en el literal 5.4.2.3. 5.4.5.2 Diámetro El diámetro de un pozo excavado debe determinarse según la capacidad de diseño esperada, atendiendo las siguientes observaciones: 1.

En el nivel bajo de complejidad, el diámetro mínimo debe ser 1.0 m.

2.

En el nivel medio de complejidad, el diámetro mínimo debe ser 1.5 m.

5.4.5.3 Número de pozos En el nivel bajo de complejidad debe tenerse un mínimo de dos pozos, con capacidad sumada igual al caudal máximo horario, QMH, cuando no exista almacenamiento e igual al caudal máximo diario ,QMD, cuando exista almacenamiento. En el nivel medio de complejidad deben tenerse un mínimo de tres pozos, dos de ellos con capacidad sumada igual al caudal máximo horario, QMH, cuando no exista almacenamiento e igual al caudal máximo diario, QMD, cuando exista almacenamiento. 5.4.5.4 Profundidad Los pozos excavados deben tener una profundidad menor a 10 metros, atendiendo las siguientes disposiciones: 1.

La profundidad del pozo debe asegurar suficiente sumergencia del equipo de bombeo.

2.

La profundidad del pozo debe asegurar suficiente penetración en la capa freática para captar el caudal de diseño.


5.4.5.5 Cubierta Todo pozo excavado debe llevar, en su parte superior, una cubierta de concreto reforzado provista de cierre hermético. La losa de la cubierta debe sobresalir por lo menos 0.2 m. por encima del nivel de la losa del piso. Además, la unión entre la tubería de succión y la losa de la cubierta debe sellarse de tal forma que no ocurran filtraciones. 5.4.5.6 Revestimientos Todo pozo excavado debe estar revestido internamente en mampostería o en concreto hasta una profundidad mínima de 5 m desde la superficie del terreno. 5.4.5.7 Filtro Debe preverse un filtro en el fondo del pozo, con capas de material de dimensiones variables, colocándose el más fino arriba y el más grueso abajo, asegurando que el tamaño del material del filtro retenga el material del terreno. 5.4.6 RECARGA DE ACUÍFERO. En todo proyecto de explotación de agua subterránea debe establecerse la capacidad de recarga del acuífero, ya sea por vía natural o a través de medios artificiales, como embalses de infiltración o pozos de infiltración. En todo caso, deben protegerse las zonas de recarga y la fuente del agua de todo elemento causante de contaminación y de ser posible asegurar continuidad en la recarga durante todo el año. 5.4.6.1 Recarga natural En el caso de recarga natural, debe establecerse la cantidad de agua que entra al acuífero por infiltración, ya sea producto de precipitación o escorrentía. Debe asegurarse por medio de un balance hídrico, que la cantidad de agua de la recarga en época de estiaje sea por lo menos igual al caudal medio diario (Qmd). 5.4.6.2 Recarga artificial En caso de que la recarga natural no exista, o sea insuficiente, debe considerarse la posibilidad de utilizar la recarga artificial, asegurando un caudal de recarga no inferior al caudal medio diario (Qmd).

Ejercicio: Un pozo de 1 m de diámetro, perforado en un acuífero libre de 27 m de espesor es bombeado durante una prueba de 72 horas con un caudal de 20 lt/seg. Si un pozo de observación que esta localizado a 20 m de distancia, registra, par el tiempo de bombeo, un abatimiento de 2.5 m y otro de 35 m de distancia registra un abatimiento de 1.5 m y sise supone un régimen en equilibrio, se pregunta: - Cuales el abatimiento en el pozo bombeado ? - Cual es la tansmisividad del acuífero ? - A que distancia mínima es recomendable perforar otro pozo para extraer un gasto similar sin que

176_____________________________________________________________ACUEDUCTOS

se produzca interferencia con el primero ? Solución Cálculo del abatimiento en el pozo bombeado: De la fórmula para acuífero libre se tiene

   2 2  h − h1  Q =π *K * 2  r    Ln 2     r1   Q = 20 lt/seg = 1728 m3/día r 1 = 1/ 2 = 0.50 m Para r 2 = 20 m S 1 = 2.5 m h 2 = 27-2.5 = 24.5 m

   24.5 2 − h 2  1  1728 = π * K *   20     Ln 0.5     Para r 2 = 35 m S 2 = 1.5 m h 2 = 27-1.5 = 25.5 m

   25.5 2 − h 2  1  1728 = π * K *   35     Ln 0.5     Igualando las expresiones anteriores y despejando h 1 se tiene: h 1 = 16.59 m Luego el abatimiento será S o = 27 – 16.59 = 10.41 m Cálculo de la transmisibilidad del acuífero:

r   35  QLn 2  1728Ln  r  20  = 6.15m 3 / día / m 2 .  1 = K= 2 2 2 2 (h2 − h1 ) (25.2 − 24.5 )


Transmisibilidad = T = K * b = 6.15 * 27 = 166 m3 /día /m2 Cálculo de la distancia mínima entre pozos recomendada para extraer un caudal igual al pozo en explotación sin que se produzca interferencia. Para h 2 = 27 m y h 1 = 25.5 m

r Ln 2  r1 Ln r 2

 K (h2 2 − h1 2 ) 6.15(27 2 − 25.5 2 )  = = = 0.28m 1728 Q  r2 =

Luego la distancia entre los dos pozos será: 2r 2 = XXXXXXXXXXXXXXXXXX

CAPITULO 6: DESARENADORES _______________________________________________1

6. DESARENADORES Son tanques grandes cuyo objeto es sedimentar las arenas, barros y limos que traiga el agua captada por la bocatoma y evitar así que estos materiales ocasionen la obstrucción o daño por abrasión a la tubería de conducción. Además, esta sedimentación contribuye a clarificar primariamente el agua captada. Siempre que sea necesario debe instalarse un desarenador en el primer tramo de la aducción, lo mas cerca posible a la captación del agua. Preferiblemente debe existir un desarenador con dos módulos que operen de forma independiente, cada uno de ellos dimensionado para el caudal medio diario (Qmd) ante la posibilidad de que uno de los dos quede fuera de servicio. En el caso de los niveles bajo y medio de complejidad, puede prescindirse del desarenador cuando se compruebe que el transporte de sólidos sedimentables no es perjudicial para el sistema de abastecimiento de agua. 6.1 UBICACIÓN Para la selección del sitio donde se ubicará el desarenador deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1.

El área de la localización debe ser suficientemente grande para permitir la ampliación de las unidades durante el período de diseño del sistema, siguiendo lo recomendado por el estudio de costo mínimo.

2.

El sitio escogido debe proporcionar suficiente seguridad a la estructura y no debe presentar riesgo de inundaciones en los periodos de invierno.

3.

La ubicación del desarenador debe garantizar que el sistema de limpieza pueda hacerse por gravedad y que la longitud de desagüe de la tubería no sea excesiva.

4.

Los desarenadores deben ubicarse lo más cerca posible del sitio de la captación.

5.

El fondo de la estructura debe estar preferiblemente por encima del nivel freático. En caso contrario deben tomarse las medidas estructurales correspondientes considerando flotación y subpresión.

6.

Se proyectarán los dispositivos de entrada y salida de tal forma que aseguren una buena distribución de flujo y se reduzcan al mínimo las posibilidades de corto circuito.

2

ACUEDUCTOS

6.2 CAPACIDAD HIDRÁULICA Cada desarenador debe tener una capacidad hidráulica igual al caudal máximo diario (QMD) más las pérdidas que ocurran en el sistema y las necesidades de la planta de tratamiento. 6.3 CONSIDERACIONES PAR EL DISEÑO Si el proyecto incluye un desarenador con niveles variables, que dependen de los niveles de estiaje y de creciente en las fuentes, deben considerarse las condiciones de operación para los niveles máximo y mínimo. En el caso de que se tengan desarenadores con procesos manuales para la remoción de arena, el depósito de arena debe ser capaz de acumular un mínimo equivalente al 10% del volumen total del desarenador. El desarenador debe tener un ancho mínimo que permita el y el libre movimiento de los operadores y del equipo auxiliar de limpieza.

I

II IV III

V

Figura 6.1

Esquema general de un desarenador convencional con indicación de las zonas definidas

El desarenador estará conformado por las siguientes zonas (Figura 6.1) : -

Zona I: cámara de aquietamiento. En donde la velocidad adquirida por el agua entre la bocatoma y el desarenador se reduce en virtud del aumento de sección en dicha cámara. Esta cámara está provista de un vertedero para rebosar el exceso de agua que no es necesaria y estará conectado a la tubería de lavado del desarenador (Figura 6.2).


ENTRADA DE FLUJO

A

A

CAMARA DE AQUIETAMIENTO

CORTE A-A

Figura 6.2 Detalle de cámara de aquietamiento -

Zona II: zona de entrada. Estará provista de un dispositivo de entrada (pantalla, canal, etc.) para distribuir uniformemente el flujo (Figura 6.3). La velocidad de paso por los orificios de entrada no deberá exceder los 0.3 m/seg. -

Zona III: zona de sedimentación. Destinada a la remoción de partículas de arena, barro, limo.

-

Zona IV: zona de salida. Provista de una cortina para impedir el paso de hojas y un vertedero a lo largo del muro que asegure una distribución uniforme del flujo, que puede funcionar a caída libre o sumergido. El vertedero descarga sobre un canal ubicado fuera del tanque. Cuando el caudal es grande se tiene como alternativa duplicar la longitud del vertedero con el objeto de no aumentar la lámina de agua sobre el mismo colocando el canal dentro del tanque (Figura 6.4).

PANTALLA

Figura 6.3 Dispositivos de entrada

CANAL

4

ACUEDUCTOS

Figura 6.4 Dispositivos de salida -

Zona V: zona de lodos. Destinada al depósito de sedimentos. La zona de lodos constará de lo siguiente: un canal recolector de lodos con una pendiente mínima del 5%. Por el fondo de esta zona arranca una tubería de lavado a la cual se llega mediante una válvula de compuerta lateral (o de fondo si se trata de tolvas) provista de vástago, columna de maniobra y rueda de manejo. Esta tubería se conecta a la tubería de rebose, para desagüe y lavado. La tubería de lavado se colocará a 1/3 de la longitud total a partir de la entrada (desarenador convencional, figura 6.1), la pendiente de la placa estará comprendida entre el 5 y 8 %. Existe como alternativa al desarenador convencional diseñar el fondo del depósito como tolvas, con lo cual se facilita el autolavado del mismo garantizando una operación continua del desarenador (Figura 6.5).

Figura 6.5

Desarenadores con autolavado


6.4 TEORIA DE LA SEDIMENTACIÓN La teoría de la sedimentación fue desarrollada por Hazen y Stokes. Su modelo de sedimentación de partículas se resume en la siguiente ecuación, que es la ecuación general de la sedimentación de partículas esféricas en un fluido en reposo.

Vs =

4 g ( S − 1) d * Cd 3

(6.1)

Donde: Vs ϕs ϕ S g CD ν d

= = = = = = = =

Velocidad de sedimentación en cm/s Peso específico de la partícula (gr / cm3) Peso específico del líquido (gr / cm3) gravedad específica =ϕ s / ϕ = 2.65 gr/ cm3 para arenas Aceleración de la gravedad (cm/ seg2) Coeficiente de fricción Viscosidad cinemática (cm2/seg) Diámetro de partícula en cm

De la ecuación 6.1 se concluye que un sedimentador debe diseñarse para un determinado tamaño de partícula y para la temperatura mínima esperada del agua. Para flujo laminar ( R < 1) 24

Vs * d

CD =

R= ν

R

Sustituyendo en (6.1) tenemos:

Vs =

g ( S − 1)d 2 18ν

Ecuación de Stokes

(6.2)

Reemplazando se tiene para arenas:

Vs = 90 *

d2

ν

(en cm/seg)

( 6.3)

Para régimen de transición: 24 CD =

3 +

R

+ 0.34 R

Lo cual dificulta la determinación de la velocidad de sedimentación. De la expresión 6.1. Fair Geyer presenta una solución gráfica simplificando las expresiones (Ecuación de Allen), así: Llamando K 2 al término de la velocidad:

6

ACUEDUCTOS

Vs

Vs =

= X2

g ( S – 1)ν 1/3

K2

y K 1 al término del diámetro g ( S-1)

1/3

d = K1 d = X 1

ν2

Para régimen turbulento C D = 0.4 y la expresión se convierte en: Vs =

3.33 g ( S – 1) d

( 6.4)

La figura 6.6 nos presenta el abaco que permite calcular los valores de x 1 y x 2 en función de K 1,2 y el diámetro asumido En la tabla 6.1 podemos determinar para diferentes temperaturas las correspondientes viscosidades cinemáticas del agua: TABLA No. 6.1 Viscosidad cinemática del agua Temperatura (° C)

Viscisidad cinemática ( cm2/seg)

Temperatura (° C)

Viscisidad cinemática ( cm2/seg)

0 2 4 6 8 10

0.01792 0.01763 0.01567 0.01473 0.01386 0.01308 0.01237 0.01172 0.01146 0.01112

18 20 22 24 26 28 30 32 34 36

0.01059 0.01007 0.00960 0.00917 0.00876 0.00839 0.00804 0.00772 0.00741 0.00713

14 15 16

La expresión 6.2 es conocida como Ley de Stokes en la cual la velocidad de asentamiento es función del cuadrado del diámetro de partículas; experiencias realizadas por diferentes investigadores han puesto de manifiesto la aplicabilidad de esta ley para valores de número de Reynolds muy bajos ( R< 1), lo cual limita su aplicación a regímenes laminares ( generalmente la decantación en desarenadores se hace en régimen de transición), no siendo aplicable a partículas sedimentado en régimen de transición o turbulento, la hace solo aplicable para partículas inferiores a 0.085 mm. En tales casos las expresiones de Allen y Newton son aplicables.


Figura 6.6 Velocidad de asentamiento En base a estas deducciones se ha establecido que la velocidad de asentamiento de arenas en agua, varia de acuerdo a la raíz cuadrada de las partículas ( Ley de Newton) para tamaños de 1mm y mayores, y a la función lineal del diámetro ( Ley de Allen) para partículas comprendidas

8

ACUEDUCTOS

entre 0.1 y 1 mm de diámetro. De acuerdo a ello, parece practico considerar las partículas de ∅ = 0.1mm como el límite de aplicabilidad de la ley de Stokes. Es importante aclarar que cuando se habla de las regiones de flujo laminar, transición y turbulento, se refieren no al régimen de la masa de agua sino al régimen de flujo en el entorno de la partícula. La clasificación de los materiales según el tamaño se muestra en la tabla 6.2 TABLA No. 6.2 Clasificación de materiales en suspensión según el tamaño

Gravilla gruesa: Gravilla fina: Arena gruesa: Arena media: Arena fina: Arena muy fina: Limo: Limo fino: Arcilla: Arcilla fina: Arcilla coloidal:

2 mm o más 2 mm - 1 mm 1 mm – 0.5 mm 0.5 mm – 0.25 mm 0.25 mm – 0.1 mm 0.1 mm – 0.05 mm 0.05 mm – 0.01 mm 0.01 mm – 0.005 mm 0.01 mm – 0.001 mm 0.001mm – 0.0001 mm menor de 0.0001mm

Ejercicio 6.1 Se desea determinar la velocidad de sedimentación de partículas de arena media (gravedad específica S = 2.65) de 0.02 cm de diámetro y comparar con el correspondiente para partículas de 0.01 cm. Temperatura del agua 20 ° C. Asumiendo que se cumple la ley de Stokes, se calcula la velocidad de sedimentación, g = 980 cm/seg 2 g (S – 1) d2 Vs =

980 (2.65 – 1) (0.02)2 =

18 ν

= 3.56 cm/ seg 18 * 0.01007

Siendo Vs = 3.56 cm/seg calculado en base a la Ley de Stokes, habría que verificar si esta dentro del límite de aplicabilidad. Vs * d R=

3.56 * 0.02 =

ν

= 7.04 > 1 luego no es aplicable

0.01007

Aplicando la Ley de Allen ( Método gráfico de Fair Geyer), determino el diámetro:

CAPITULO 6: DESARENADORES _______________________________________________9 980 ( 2.65-1)

1/3

d = d ( 15.945.974) 1/3 =251.6 * 0.02 = 5.03 2

(0.01007)

Con este valor entramos en la figura 6.1 y se obtiene el término de velocidad Vs / K 2 = 1.02 Vs = 1.02 * K 2 ; Vs = 1.02 * g ( S – 1)ν 1/3 = 1.02 * 980 ( 2.65 – 1)0.010071/3 =2.56 cm/seg Calculemos el número de Reynolds 2.56 * 0.02 R=

= 5.06 > 1 (régimen de transición)

0.01007 Luego calculamos C D ( ley de Allen) 24

3

CD =

+

24 + 0.34

R

=

3 +

R

5.06

+ 0.34 = 6.41 5.06

Luego la velocidad real de sedimentación ser:

4 Vs =

g(S–1)d

4

* 3

= CD

980 (2.65 – 1) 0.02 *

3

= 2.59 cm/seg 6.41

Para partículas de 0.01 cm aplicando la Ley de Stokes se tiene: Vs =

g (S – 1) d2 18 ν

=

980 (2.65 – 1) (0.01)2 18 * 0.01007

=

90 d2 ν

=0.89 cm/ seg

0.89 * 0.01 = 0.88 < 1

R= 0.01007

Stokes es aplicable y la velocidad de sedimentación es la calculada. Ejercicio 6.2 Se desea determinar la velocidad de sedimentación de partículas de arena fina (gravedad específica S = 2.65) de 0.005 cm de diámetro. Temperatura del agua 20 ° C. Asumiendo que se cumple la ley de Stokes, se calcula la velocidad de sedimentación, g = 980 cm/seg 2

10

ACUEDUCTOS

g (S – 1) d2 Vs =

980 (2.65 – 1) (0.005)2 =

18 ν

= 0.22 cm/ seg 18 * 0.01007

Siendo Vs = 0.22 cm/seg calculado en base a la Ley de Stokes, habría que verificar si esta dentro del límite de aplicabilidad.

Vs * d R=

0.22 * 0.005 =

ν

=0.11< 1 luego es aplicable 0.01007

6.5 ESTUDIO DE LOS DESARENADORES Para el estudio de los decantadores se suponen las siguientes hipótesis: -

Dentro de la zona de sedimentación el asentamiento de las partículas se verifica exactamente como si el líquido estuviera quieto en un recipiente de igual profundidad.

-

El flujo es permanente (uniforme) o sea que lleva una velocidad determinada en sentido horizontal.

-

La concentración de partículas en la zona de sedimentación es uniforme en toda la sección transversal normal al flujo. Cualquier partícula que entra a la zona de lodos se considera removida.

El diseño de los desarenadores se efectúa con base en el tamaño de las partículas que se quiere remover. Se diseñará para las de menor tamaño pues las mayores se retendrán conjuntamente con éstas. Si se quiere remover partículas de diámetro d i , se debe estudiar el recorrido de la misma. La partícula está sometida a dos movimientos: -

Uno de traslación horizontal con velocidad uniforme V h ; V h = velocidad horizontal.

-

Uno de traslación vertical con velocidad uniforme Vs correspondiente a la velocidad de sedimentación de la partícula de diámetro d i .

La suma de estas dos velocidades da una velocidad resultante llamada velocidad de arrastre (V a ) (Figura 6.7). Situando una partícula de diámetro d i en la posición más desfavorable o sea colocada en la superficie a una altura H del fondo y dado que los vectores de velocidad se suponen constantes, la trayectoria de la partícula será lineal.


Vh

ZONA DE SALIDA

ZONA DE ENTRADA

L

Vh h

Vs ZONA DE SEDIMENTACION ZONA DE LODOS

Vs Va

Figura 6.7 Trayectoria de las partículas sedimentadas Llamando H a la distancia a que esa partícula toca el fondo, por semejanza de triángulos se tendrá: Vh L L * b As = = = Vs H H * b A t

o también L H = Vh Vs

( 6.7)

Multiplicando el primer miembro por A t = B * H se tiene: L * At H = Vh * A t VS Donde: V h = velocidad horizontal V s = velocidad de sedimentación L = longitud del sedimentador b = ancho del sedimentador A s = área superficial A t = área transversal L * A T = Vol = volumen del desarenador Vh * A t = Q = caudal que penetra al desarenador;

Vh =

Q At

12

ACUEDUCTOS

Vol H = Q Vs

Vs =

H Q Q = Vol As

(6.8)

(6.9)

Vol =a Q

= tiempo o período de retención Hidráulico.

H = tt Vs

= tiempo que demora la partícula en un líquido en reposo, en tocar el fondo del depósito (t teórico).

La expresión (1) se reduce a: a = t o sea a/ t t = 1 Esta última expresión indica que en las condiciones teóricas ideales (V h , V s constantes y uniformes), el período de retención es igual al tiempo que demora la partícula en tocar el fondo del depósito. En la práctica las condiciones ideales no se cumplen, ya que en un tanque cualquiera circula el agua a una cierta velocidad horizontal cuando existe un gasto a través de él. La acción del viento perturba la superficie del agua, la temperatura varía con la profundidad del agua y se establecen corrientes verticales. Además, los aditamentos de entrada y salida no pueden producir un desplazamiento ciento por ciento uniforme. Debido a que no se cumplen las suposiciones iniciales del desarrollo de la teoría, habrá partículas removidas con Vs i menores que Vs. Se adopta entonces un factor de seguridad en función de : -

Porcentaje de remoción de partículas con Vs i < Vs

% Re moción =

No. partículas, conVsi menorVs No. partículas, conVsi ≥ Vs

Un desarenador se diseña para remover un tamaño de partículas mínimo y todos los tamaños superiores a éste y además una fracción de los tamaños inferiores al mismo. La clasificación de la eficiencia de las pantallas deflectoras se hace a través del tipo de d0eflectores que se tenga en del desarenador. La igualdad anterior queda así:

V A Vs Vs a Q VsV = = = Vs s = = Q Vo H Q HQ t As Vs Siendo:


Vs = Velocidad de sedimentación efectiva.

Q

Vo = Velocidad de sedimentación teórica =

As

Vs / Vo = Número de Hazen que se determina por medio de la tabla 6.3 Hazen estudió para varios tipos de tanques de sedimentación la relación entre los períodos de retención y los porcentajes de cualquier tamaño de partículas que se desee remover. El factor a/t del número de Hazen se determina por medio de la tabla 6.3. donde existen tabulados valores de a/t para diferentes condiciones y para remover diferentes porcentajes de partículas. TABLA No. 6.3 VALORES a/t

CONDICIONES Máximo Teórico Depósito con muy buenos deflectores Depósitos con buenos deflectores Depósitos con deflectores deficientes o sin ellos

REMOCIÓN 50% 0.5 0.73

REMOCIÓN 75% 0.75 1.52

REMOCIÓN 87% 0.875 2.37

0.76

1.66

2.75

1.0

3.0

7.0

Los deflectores son pantallas que se proyectan a la entrada del desarenador para procurar que el flujo se reparta uniformemente. Generalmente se diseña para depósitos con buenos deflectores. 6.6 PARÁMETROS DE DISEÑO. INFLUENCIA DE LOS PROCESOS DE TRATAMIENTO POSTERIOR AL DESARENADOR Teniendo en cuenta la calidad del agua de la fuente y según se someta o no a los procesos de tratamiento de coagulación y filtración en la planta de tratamiento, el diseño de un desarenador debe cumplir los siguientes requisitos, según sea el caso:

Agua sin tratamiento posterior Agua con tratamiento posterior Máxima velocidad horizontal 0.17 m/seg 0.25 m/seg Remoción de partículas Eficiencia del desarenador

≥ 0.1 mm

≥ 0.2 mm

≥ 75%

≥ 75%

14

ACUEDUCTOS

PERÍODO DE DETENCIÓN El numeral A.11.2.4 del RAS 2000 especifica que el período de retención del agua en el desarenador no será menor a 20 minutos en cualquier nivel de complejidad. VELOCIDAD HORIZONTALY DE ARRASTRE Uno de los puntos más importantes en este diseño es el de mantener una velocidad horizontal muy baja de modo que no influya apreciablemente en el asentamiento vertical de las partículas. La velocidad horizontal debe ser menor que la velocidad de arrastre de las partículas con el fin de evitar la resuspensión del sedimento. Según experiencias de Camp y Shield la velocidad de arrastre se puede expresar como

VA = 125 *

(( S − 1) * d )

para arenas S = 2,65 g/cm3

(6.9)

VA = 161 * d

Una forma de seleccionar la velocidad horizontal es considerarla inferior a la velocidad de arrastre, entre 1/2 y 1/4 de V A . La velocidad horizontal se puede considerar equivalente a la velocidad del flujo del agua: Vh =

Q At

La relación entre la velocidad horizontal y la velocidad de sedimentación será inferior a 20:

Vh ⟨ 20 Vs PROFUNDIDAD Y VOLUMEN DE ALMACENAMIENTO -

La profundidad efectiva estará comprendida entre 0,75 y 1,5 m

-

La profundidad máxima para efectos de almacenamiento podrá ser hasta del 100% de la profundidad efectiva.

-

Se recomienda que la relación longitud útil a profundidad efectiva sea de 10 : 1. L 10 = H 1

El diseñador debe determinar y justificar la ubicación y las características de los desagües, teniendo en cuenta la profundidad efectiva del desarenador.

CAPITULO 6: DESARENADORES _______________________________________________15 Algunas recomendaciones de tipo general para tener en cuenta en el diseño de desarenadores serán: - La velocidad de paso por los orificios en la canaleta de entrada no deberá exceder los 0,3 m/seg. -

El ancho mínimo de los desarenadores será de 0,6 m para facilitar su limpieza.

-

Relación longitud-ancho:

-

A la entrada instalar un bafle o tabique a fin de hacer uniforme el flujo del desarenador y cuya altura será por lo máximo 1/2 de la profundidad efectiva.

3-6

Ejercicio 6.3 Para las condiciones del ejercicio 6.1, determinar la velocidad de arrastre y V h.. Calculada la velocidad de sedimentación se puede determinar la zona de sedimentación en base de la velocidad de arrastre, la cual constituirá la máxima velocidad teórica que podrá permitirse para la velocidad horizontal. Va = 161

d = 161

0.02

= 22.77 cm/seg

Asumiendo un factor de seguridad de ½ V h = 0.5 * Va = 0.5 * 22.77 = 11.4 cm/seg Vh

11.4 = 4.4 < 20

= Vs

2.59

Para partículas con θ 0.1 mm El valor de Va y Vh sera: Velocidad de arrastre:

Va = 161

d = 161

0.01

= 16.1 cm/seg

Asumiendo un factor de seguridad de ½ V h = 0.5 * Va = 0.5 * 16.1 = 8.0 cm/seg Vh

8.0 = 9 < 20

= Vs

0.89

6.7 RIOS Y DISPOSITIVOS

16

ACUEDUCTOS

Para el diseño de desarenadores deben tenerse en cuenta los siguientes requerimientos: 1.

2. 3. 4. 5. 6. 7. 8. 9.

10.

Deben proyectarse los dispositivos de entrada y salida de modo que aseguren una buena distribución del flujo y se reduzca a un mínimo la posibilidad de corto circuito dentro del desarenador. La tubería o canal de llegada debe colocarse en el eje longitudinal del desarenador. Igual sucede en el caso de un canal situado aguas arriba del desarenador. En la entrada debe instalarse un dispositivo para distribuir uniformemente el flujo a lo ancho de la sección transversal del desarenador. El dispositivo de salida debe tener un canal recolector provisto de un vertedero que asegure una distribución uniforme del flujo en toda la sección transversal del desarenador. La altura del canal recolector sobre la entrada de la tubería de conducción debe ser suficiente para garantizar la cabeza de velocidad necesaria para el caudal de diseño. El dispositivo de rebose debe tener un vertedero lateral ubicado cerca de la entrada del desarenador. El dispositivo de limpieza debe ubicarse en el área de almacenamiento y constará de una caja o canal de recolección de arenas con una pendiente mínima del 5 % y una válvula. La pendiente de la placa de fondo estará comprendida entre el 5 y el 8% con el fin de obtener una limpieza eficiente y permitir que los obreros caminen sin resbalar. Las tuberías o canales de rebose y/o limpieza se unirán a una tubería o canal de descarga, los cuales deben tener un diámetro o ancho no menor de 0.25 metros y/o una pendiente no menor del 2%. Debe ubicarse una caja de inspección en la tubería de limpieza adyacente o lo más cerca posible de la descarga de arenas.

6.8 DISPOSITIVO DE SALIDA El dispositivo de salida de agua del desarenador consistirá en un canal con vertedero a todo lo ancho ubicado por fuera del tanque. A una distancia mínima de 0,30 m (para no aumentar excesivamente la velocidad de salida), se colocará una pantalla con su borde inferior sumergido de 0,30 a 0,45 m a fin de romper las corrientes superficiales e impedir el paso de material flotante. 6.9 PROCEDIMIENTO DE CÁLCULO -

Calcular la velocidad de sedimentación (V s ) de acuerdo al diámetro de las partículas por remover y las condiciones de diseño.

-

Adoptar una profundidad efectiva (H) (según normas)

-

Calcular el tiempo teórico de acuerdo a la siguiente fórmula: tt = H

-

En la Tabla 6.3 y de acuerdo al porcentaje de remoción y tipo de bafles a utilizar se obtiene a/t.

-

Se calcula el período de retención (a): a = t t * a

-

Comparar el valor de a en procedimiento normal y compararlo con el periodo de retención asumido ( a a ≥ 20 minutos). Si a calculado es mayor que período de retención asumido se

t

Vs

.

CAPITULO 6: DESARENADORES _______________________________________________17 sigue el procedimiento normal. Si a calculado es menor se toma como a a el tiempo de retención normal. -

Se calcula el volumen de acuerdo a la expresión : Vol = a * Q

-

Se calcula el área superficial (A s ): As = Vol

-

Se calcula la longitud (L) o el ancho (B), asumiendo magnitudes: L=

AS = B * L

-

AS

o

B

B=

AS

H

y se compara con A s min = Q

Vs

según normas una de las dos

L

Se chequea V h

Algunos diseñadores acostumbran a calcular el desarenador asumiendo una velocidad horizontal menor que la velocidad de arrastre (entre 1/2 y 1/4), calculando el área transversal de acuerdo a la Q expresión At = y el área superficial con base en la expresión A s =  Vh  * A t con lo cual Vh  Vs  fijan las magnitudes L, b y h. Ejercicio 6.4 Diseñar un desarenador convencional con base en los siguientes datos: Caudal de diseño del desarenador = 50 lt/seg = Q D Caudal de excesos = 50 lt/seg Diámetro de las partículas por remover = 0,1 mm. ( d ) El sistema no tendrá tratamiento posterior Depósito con buenos deflectores El diseño se efectuará para un solo módulo Cota nivel de agua a la llegada al desarenador = 98,5 m. La concentración de arena del río que sirve de fuente de abastecimiento llega a 2.000 mg/lt (2.000 ppm) durante la crecida. La máxima turbiedad persiste durante el día. Temperatura del agua = 20 OC Viscosidad Cinemática ν = 0,01007 cm2/seg

(t)

Solución Para partículas de 0.01 cm aplicando la Ley de Stokes se tiene: Vs =

g (S – 1) d2 18 ν

=

980 (2.65 – 1) (0.01)2 18 * 0.01007

=

90 d2 ν

=0.893 cm/ seg

18

ACUEDUCTOS

0.89 * 0.01 R=

= 0.88 < 1

0.01007 Stokes es aplicable y la velocidad de sedimentación es la calculada. Según normas , la profundidad efectiva del desarenador estará comprendida entre 0,75 y 1,5 m. Se adopta h = 1.5 m = 150 cm.

tt =

H 150cm = = 169 seg = 2.81 min Vs 0.89cm / seg

De acuerdo al porcentaje de remoción ( 87.5 % ) y al tipo de deflectores adoptado, se calcula en la tabla N° 6.3 el valor de a / t :

a = 2.75 t

a = tt *

Vol = a * QD

a = 169 seg * 2.75 = 465seg = 7.7 min t

Vol = (7.8 min* 60 ) * 0.050m 3 / seg = 23.4 m 3

Vol 23.4m 3 As = = = 15.6 m 2 H 1.5m Ahora se compara el valor anterior con el de A s mín.

As mín =

QD 0.05m 3 / seg = = 5.62m 2 Vs 0.0089m / seg

As min ≤ A S ⇒ OK

Se recomienda según normas que la relación longitud útil a profundidad efectiva sea de 10-1 , luego : L 10 L = 10 * 1.5m = 15m = H 1

B=

AS 15.6m 2 = = 1.04m L 15m

Valor muy pequeño para labores de operación y mantenimiento, se adopta un valor de B =2 m

L=

AS 15.6m 2 = = 7.8 B 2m

La relación longitud- ancho debe estar entre 3 y 6 ; veamos:

L 7.8 = 3.90 = B 2.0

Cumple.


Según las especificaciones , la máxima velocidad horizontal ( V h ) en un sistema sin tratamiento de agua posterior es  0,17 m/seg y deben removerse partículas con φ ≥ 0.1 mm.

Vh =

Q Q 0.050m 3 / seg = = = 0.0166m / seg ≤ 0.17 m / seg ⇒ OK At B * H 2m * 1.5m

Chequeamos que la relación entre la velocidad horizontal y la velocidad de sedimentación sea inferior a 20

Vh 0.0166m / seg = = 1.87 ⇒ Cumple con la Norma Vs 0.0089m / seg Chequeando la carga superficial, con respecto a la carga superficial máxima la cual debe ser menor de 1.000 mt3/mt2/día, se verifica dicho valor:

C.S . =

Q D * 86400 0.050m 3 / seg * 86400 = = 277 m 3 / m 2 / día = 0.322cm / seg ⇒ Cumple 3 AS 15.6m a Vs 0.89 = = = 2.75 t t Vo 0.322

Cuando se asume un período de retención de acuerdo a la norma RAS utilizar el procedimiento siguiente: calcular a y comparar con el período de retención a a ≥ 20 min. Si a calculado es mayor que a a se determina el volumen con el valor de a calculado. Si a calculado es menor que a a se determina el volumen con el valor de a a asumido. a =7.8 min  a a = 20 min se escoge como valor de calculo a a Calcular el volumen de acuerdo a la expresión:

Vol = a * Q = 20 * 60 * 0.050 = 60m 3 Asumiendo un valor de H = 1.5 m Tendremos:

As = (Vol

H

) = 60

1.5

= 40 m 2

Se recomienda según normas que la relación longitud útil a profundidad efectiva sea de 10-1 , luego :

L = 10 H

L = 10 * 1.5mt = 15mt

20

ACUEDUCTOS

AS 40m 2 = = 2.7 m 15m L

B=

Se recomienda que L/B = (3 - 6). Asumiendo B = 2.7 m tendremos:

L=

AS 40m 2 = = 14.81 mt con lo que L/B = 5.5 que se encuentra entre 3 y 6 2.7 mt B

Dimensiones adoptadas L = 14.81 m, H = 1.5 m, B = 2.70 m CÁMARA DE REBOSE Y AQUIETAMIENTO Antes de la entrada al desarenador, el agua llega a una cámara de 2.7 * 1.0 m provista de un rebosadero de pared delgada con longitud igual al lado de la cámara, que sirve para evacuar hacia el desagüe los excesos de agua captados por las variaciones de nivel sobre el muro estabilizador de la bocatoma. Para un caudal de excesos igual a 50 lt/seg. la altura del rebosadero será calculada así:

Q = 1.84 * L * H

3

2

 Q  ⇒H =   1.84 * L 

 0.05m 3 / seg   H =   1.84 * 1m 

2

3

2

3

= 0.09m

0.9 m

45°

0.1 m

Velocidad de paso por el vertedero ( V ).

V =

Q Q 0.05m 3 / seg = = = 0.55m / seg A H * L 0.09m * 1mt

Alcance Horizontal Máximo ( para velocidades mayores de 0,30 mt/seg y menores de 3 mt/seg) Xs = 0.36 * V

2

3

4

+ 0 .6 * H

7


X s = 0.36 * 0.5

2

3

+ *0.6 * 0.09

4

7

= 0.37 m

por seguridad se adopta Xs = 0,5 m. El gasto de excesos será recogido por una cámara lateral de 1 * 0,5 m y éste se conduce al desagüe a través de una tubería mínima de 8” pulgadas en la forma indicada en los planos. La entrada del agua entre la cámara de rebose y la estructura de entrada se efectuará por medio de un orificio sumergido, pudiéndose entrar por compuerta (Ht = KV2/ 2g), para una velocidad de paso asumida de 0,4 m/seg (V > 0,30 m/seg), para ir con velocidades decrecientes en la zona de entrada. A=

D=

π * D2 Q = ⇒D= 4 V

4*Q π*V

4 * 0.05m 3 / seg = 0.40m = 15.7" ≅ 16" π * 0.4m / seg

3.1416 * (0.40) 2 A= = 0.1256m 2 4

si la entrada de agua se efectúa por compuerta tendremos.

0.8m

B L

B=

AS 0.1256 = = 0.21 m L 0.6m

para el caso del ejemplo entramos con orificio sumergido de 16”. Las pérdidas se calculan con la fórmula : 2

1  Q  Q = C* A * 2*g*h ⇒ h =   * C* A 2*g

C = 0,61 (por contracción de la vena líquida)

 0.050m 3 / seg h =  2  0.61 * 0.1256m

2

 1  * = 0.02m 2  2 * 9.8m / seg

22

ACUEDUCTOS

Adoptando una altura de 0.77m en la cámara de aquietamiento y ubicando en la mitad del muro el orificio sumergido, tendremos: Cota fondo cámara = 98.5 – 0.77 = 97.73 m Cota eje orificio sumergido  16”= 98.5 – 0.385 = 98.11 ESTRUCTURA DE ENTRADA Para lograr una buena repartición del flujo se adopta como estructura de entrada una canaleta con orificios. El número y tamaño de los orificios se calcula para obtener una velocidad de entrada no mayor de 0,30 m/seg. Área de orificios ( A ) =

Q 0.050m 3 / seg = = 0.166m 2 V 0.30m / seg

Estimando un coeficiente de contracción de 0,61 se tiene que: A chorro A total

= 0.61

El área de orificios se incrementará así: A real =

0.166m 2 = 0.272 m 2 0.61

H

Para hallar el número de orificios, se adopta un diámetro de orificios = 6" = 0,152 mt

4 * Atotal 4 * 0.272m 2 n *π * D 2 Atotal = ⇒n= = = 15orificios 4 π * D2 π * (0.152m) 2 Se adoptan 16 orificios con lo que la velocidad de entrada se disminuye


Atotal =

16 * (0.152) 2 = 0.29m 2 4

Distribución Se efectuará en dos filas, de ocho orificios, así: Para la primera y segunda fila con siete orificios:

n(a + t ) = L

a=

a = espaciamientos t = diámetro de orificios = 0.15 m

L 2.7 m −t = − 0.15m = 0.185m n 8

a + t = 0.185m + 0.152m = 0.337 m

a+t = 0.168m 2 Teniendo en cuenta el ancho del desarenador ( 2.7 m ) y el diámetro de los orificios de la canaleta.

0.17m

0.35m 0.15 m

0.6 m

0.30 m

0.15 m

2.5 m

(6" = 0,152 m ) se adopta un ancho de canaleta igual 0,6 m ( criterio del diseñador ). En este sentido, el espaciamiento respectivo sería:

a=

L 0.60m −t = − 0.15m = 0.15 m n 2

a + t = 0.15m + 0.15m = 0.30m

a+t = 0..15mt 2

24

ACUEDUCTOS

Pérdida de carga a través de orificios. 2

1  Q  h=  * C* A 2*g

Q = C* A * 2*g*h

 0.050m 3 / seg h =  2  0.61 * 0.254m

C = 0.61

2

 1  * = 0.005m 2  2 * 9.8m / seg

h = 0,005 m = 5 mm. (Despreciable. Las pérdidas son bajas debido a las bajas velocidades ). Cálculo de la altura de la canaleta.

h=

1 1 * h útil = * 15m = 0.75m 2 2

ESTRUCTURA DE SALIDA. La salida del desarenador se hará a través de un vertedero de pared delgada de longitud L = 2.5 m a todo lo ancho del tanque. Para estas condiciones se tendrá la siguiente lámina de agua sobre la corona:

 Q  h=   K *L

2

3

 0.05m 3 / seg   =   1.84 * 2.7 m 

2

3

= 0.05m

Esta altura determina el nivel del agua en el desarenador y la posición del rebosadero de excesos. Cota del agua a la entrada del desarenador Cota de la cresta del vertedero = 98,5 + 0,03 (se aumentan 3 cm por fluctuaciones del oleaje ) Cota de la corona del muro = 98,50 + 0,30 (se aumentan 30 cm por seguridad ) Cota del fondo en la cámara de entrada = 98,5 - 0,77 Cota del centro del tubo Cota del nivel del agua del desarenador = 98,5 - 0,02 ( 0,02 por pérdidas ) Cota del fondo de la canaleta = 98,48 - 0,.75 Cota vertedero de estructura de salida = 98,48 - 0,05 Cota fondo desarenador = 98.48-1.5- (0.8)1.5

= 98,50 m = 98,53 m = 98,80 m = 97.73 m = 98,11 m = 98,48 m = 97,73 m = 98,43 m = 95.78 m.

El espacio libre entre la pantalla y la pared del desarenador para evitar turbulencia y material flotante, se calculará con base en el caudal y en la velocidad de arrastre V a .


Va = 161 * d = 161 * 0.01 = 16.1 cm / seg = 0.161m / seg Área libre de salida =

Q 0.050m 3 / seg = = 0.31m 2 Va 0.161m / seg

0.31m 2 Para un ancho ( L ) de 2.5 m : X = = 0.12m 2.7 m Se escoge como distancia mínima X = 0.30 m Altura de la pantalla sumergida = 0.3 m

CANALETA DE SALIDA. Velocidad de paso por el vertedero ( V ).

Q Q 0.050m3 / seg = = 0.37 m / seg ⟩ 0.3m / seg V = = A h * L 0.05m * 2.7 m Alcance Horizontal Máximo ( para velocidades mayores de 0,30 m/seg y menores de 3 m/seg)

Xs = 0.36 * (0.37)

2

3

+ 0.6 * (0.05)

4

7

= 0.30m

por seguridad se adopta Xs = 0,5 m. Si se toma como diámetro de salida conducción : ∅ = 8" = 0,20 m, y se adopta un ancho d =0,5m. . Se requiere calcular la altura H s sobre la boca del tubo en el fondo del canal, lo cual definirá a su vez la altura del canal. Cálculo de H s . 2

    2 3   0.05m / seg 1 1  Q  Hs = * *  =  = 0.35m  2* g  C * A 2 * 9.8m / seg 2   π * (0.2m )2       0.61 *  4    Ahora se compara este valor con el de H s mín. necesario para que el sistema funcione. Hs mín = K *

V2 V2 V2 + = (K + 1) * 2*g 2*g 2*g

K entrada = 0,5

26

ACUEDUCTOS

V =

Q 0.050m3 / seg = = 1.59m / seg A π * (0.20m )2 4

Hs mín = (0.5 + 1) *

(1.59m / seg ) 2 = 0.19m 2 * 9.8m / seg 2

*-*-/*

Hs ≥ Hs mín

Ok

Dejándose 0.1mt para descarga libre del vertedero, aumentando el valor de Hs a 0.45 m por seguridad y bajo la suposición de que la salida de la tubería de conducción se efectúa por el fondo, tendremos: Cota vertedero de estructura de salida = 98,48 - 0,05

= 98,43 m.

Cota nivel del agua en la canaleta de salida = 98.43 – 0.1 = 98.33 m. Cota fondo canaleta de salida = 98.33 - 0.45 = 97.88 m. @IH1 98.8 98.48

98.8 98.43 98.33

97.93

***** SISTEMA DE EXTRACCION DE LODOS Debido a que se poseen datos sobre la concentración de sedimentos se calculará la altura de este depósito, con base en estos datos. En caso de no poseer estos datos, se tomará la altura promedio hasta un 100% de la altura efectiva, que se ha tomado como 1 m.

Peso del sedimento =

2000mg / lt * 86400 * 50lt / seg = 8640kg / día = 8.64ton / día 106 mg 1kg

Gravedad específica = 2,65 Cálculo de H i para depositar este lodo.


Longitud total del desarenador = 0,6 + 0,1 +14.81 Longitud total del desarenador = 15.51 m Volumen. Volumen =

8640 Peso = = 3.2m3 Peso Específico 2650

Altura media de lodos ( H ) =

Volumen 3.2m3 = = 0..08m Area 2.7 m * 15.51

El valor de h se toma como 0.8 H = 0.8 * 1.5 = 1.20 m ( norma) Profundidad en el fondo = 0.3 +1.5+ 1.20 = 3.0 m

Figura 6.8 Desarenador convencional

En el caso que se diseñe con doble compartimiento el caudal de diseño por compartimiento que se tomaría es el Qmd, que para el ejercicio anterior sería 1 Qmd = 34.5 lt/seg.

28

ACUEDUCTOS

Figura 6.8 Desarenador de doble Compartimiento. 6.10 DESARENADORES DE PLAQUETAS INCLINADAS Se aplicarán los conceptos básicos de la teoría de la sedimentación en plaquetas inclinadas para el estudio de estos desarenadores (Figura 6.9) .

h vsi H

c

c' vsc vs1

Figura 6.9 Velocidad sedimentación de partículas En desarenadores convencionales todas las partículas con Vs 1 > Vsc se consideran removidas en el proceso y la que tiene velocidad menor que ella vs i escapa con el flujo.

CAPITULO 6: DESARENADORES _______________________________________________29 Vsc =

Q As mín

(6.10)

Vsc = carga superficial en mt/seg o m3/m2/día Por tanto para una misma suspensión segun se tenga un Vsc mayor o menor quedarán removidas mayor o menor número de partículas, entre mayor sea la velocidad crítica seleccionada por el proyectista (o carga superficial) mayor número de partículas más finas que la crítica escapan, como lo explica la Figura No. 6.9. Si se coloca una bandeja C-C a una altura h menor que H se podrán recoger más partículas con velocidades Vs i menor que Vsc. Hazen decía "Como la acción del tanque sedimentador depende de su área y no de su profundidad, una subdivisión horizontal produciría una superficie doble para recibir sedimentos en lugar que una sencilla y duplicaría la cantidad de trabajo, tres de ellas la triplicaría y así sucesivamente ". El problema para la aplicación de esta teoría radica en la limpieza de lodos, lo cual se soluciona dando un ángulo de inclinación a las bandejas para que las partículas resbalen hacia el fondo.

sedimen taci

ón

salida

entrada Lodos

Figura 6.10 Esquema general de un desarenador con placas inclinadas 6.10.1 DESCRIPCIÓN DEL SISTEMA Consiste esencialmente en una serie de tubos o láminas planas paralelas colocadas en un tanque apropiado con un ángulo de inclinación de modo que el agua ascienda por las celdas con flujo laminar; esto permite cargas superficiales (Q/As mín.) mayores que las usadas en desarenadores superficiales (entre 4 y 10 veces), reduciendo considerablemente el área del tanque (Figura No. 6.10). Las tres diferencias básicas entre los desarenadores convencionales y los de plaquetas son: -

El fondo del decantador de plaquetas es inclinado (tolvas).

-

La profundidad del desarenador es muy baja (unos pocos cm), de forma que hay que construir un número considerable de celdas superpuestas para poder tratar volúmenes de agua que se acostumbran en la práctica.

-

El flujo en el desarenador de placas es laminar, con números de Reynolds entre 80 y 250.

30

ACUEDUCTOS

Re =

Vo * e

ν

e = separación entre plaquetas. Vo =

6.10.2 FÓRMULAS

Caudal que pasa por cada placa Area entre placas

BÁSICAS

Según la teoría de Yao, cuando una partícula asciende con una velocidad media (V o ), arrastrada por el flujo entre dos placas planas paralelas que forman un ángulo ∅ con la horizontal, la velocidad resultante que determina la trayectoria de la partícula puede descomponerse en sus dos componentes Vx y Vy (Figura 6.11). Si ∅ = 0, Vy = Vsc, o sea que es la velocidad teórica de descenso de la partícula crítica en un desarenador horizontal. Esta velocidad (Vsc), (velocidad de sedimentación de la partícula) puede determinarse considerando los triángulos BCF e IGH comparando sus lados así:

e l = VY VX e L

e *VX l

(6.11)

V X = L * VY

(6.12)

VY =

= profundidad del decantador = longitud

L=

l e

F

l

H

sen Ø Vsc

ep

e

Vx

Vo

I

Vy

Ø

Vsc

C

B

G Ø

Vy

Vsc

Ø

Q= Flujo en el decantador Ah= Area horizontal


Figura 6.11

Trayectorias de las partículas y descomposición de velocidades entre dos placas

Por otro lado:

Vy = Vsc * Cosθ

(6.13)

Vx = Vo − Vsc * Senθ

(6.14)

Donde: Vo Vx

= =

velocidad del agua en la zona velocidad de traslación de la partícula, la cual depende del ángulo θ.

Reemplazando (6.13) y (6.14) en (6.12); y despejando V sc se obtiene la fórmula de Yao para desarenadores de placas planas.

Vsc =

Vo Senθ + L * Cosθ

(6.15)

En el caso general, la fórmula se transforma en:

Vsc =

So * Vo Senθ + L * Cosθ

(6.16)

Donde: Sc V sc Vo ∅ l

= Factor de sedimentación. Sc = 1 para placas planas. Para tubos circulares Sc = 1,33 y para tubos cuadrados Sc = 1,375. = Velocidad de caída de la partícula suspendida = Velocidad promedio de flujo a través de la placa; se obtiene dividiendo el flujo (Q) que entra al decantador por su área horizontal A h que hay que proyectar perpendicularmente a las placas. = Ángulo de inclinación de las placas o tubos. = Longitud de la placa.

Para que las ecuaciones anteriores sean válidas, es indispensable que se establezca entre placas un flujo laminar, es decir un número de Reynolds menor que 250. Sin embargo, aunque Re sea bajo, el flujo laminar no se establece de inmediato al entrar en un tubo o lámina, ya que debido a la teoría de la capa límite, en la cual, el régimen completamente desarrollado solo se obtiene a una distancia X L medida desde la entrada y se considera como tal por definición, Cuando el perfil de velocidades no sufre modificaciones, deberá descontarse del valor de L, una longitud X L . (Figura 6.12). El valor de Lp es la longitud de la placa (descontada la longitud inicial) donde no se establece flujo laminar completo, se puede calcular así:

Lp =

l − XI l = − 0.058 Re e e

(6.17)

32

ACUEDUCTOS

XL

Capa Límite

Figura 6.12 Diagrama de distribución de velocidades en zona de entrada La ecuación (6.15) puede rescribirse así:

Vsc =

Vo = Senθ + Lp * Cosθ

Vo

Vo =

Q Ao

Vo =

Q Ah * Senθ

(6.19)

CS =

Q Ah

Vo =

CS Senθ

(6.20)

l  Senθ +  − 0.058 ReCosθ e 

(6.18)

Donde : Ao Ah CS

= área neta superficial perpendicular a las placas. (Figura 6.13). = área neta horizontal del decantador. = Carga Superficial.

Ao

AR AT

Ø

Ah Lu

Figura 6.13 Áreas perpendiculares a las placas


CÁLCULO DEL AREA TOTAL HORIZONTAL DEL DECANTADOR AR At

(Incluye placas)

= área total perpendicular a las placas. = área horizontal total del decantador (incluye espesores de placas) Ao e =E= AR e + ep At =

AR =

luego

AR QTotal = Senθ Vo * E * Senθ

Ao Q = Total E Vo * E

(6.21)

CÁLCULO DE LA LONGITUD UTIL Y DE FONDO EN LA ZONA DE PLACAS: LU B Lu Lf

= ancho del decantador = longitud de la zona de placas = longitud en el fondo

L

Ø Lu Lf

Figura 6.14 Longitud en un desarenador de placas L f = Lu + L * Cosθ

Número de placas(N) =

Lu * Senθ e + ep

(6.22) (6.23)

6.10.3 PARÁMETROS DE DISEÑO -

La velocidad del agua a través de la placas (V o ) es igual a la velocidad de flujo promedio a través de las mismas. Vo deberá estar comprendido entre 0,14 y 0,34 cm/seg (120 y 300 mt3/mt2/día). Carga superficial = CS = (120 -- 185 ) m3/m2/día. Angulo óptimo de limpieza (θ) = 60o Longitud relativa óptima (L = l/e) = 24 Reynolds < 250 ó Reynolds < 500 Carga superficial equivalente resultante (Vsc) entre 14 y 22 m3/m2/día. Materiales: placas de AC de 1,20 * 1,20 m ó 1,20 * 2,40 m. No podrán calcularse con una velocidad entre placas mayor de 300 m3/m²/día.

34

ACUEDUCTOS

-

La evacuación de los lodos deberá hacerse por tolvas a 45° para vaciado rápido por medio de la apertura de una válvula. Separación entre placas e = 5 cm.

6.10.4 MATERIALES DE CONSTRUCCIÓN Las placas se han venido fabricando en diferentes materiales como asbesto cemento, madera, plástico (tubos rectangulares, cuadrados). En la actualidad se ha generalizado mucho el uso de placas planas de AC en sedimentadores de plantas de tratamiento. Dichas placas se fabrican en tramos de 1,20 de ancho (L) por 2,4 ó 1,2 de largo y de 8 a 10 mm de espesor; en general vienen de 1,2 x 2,4 ó 1,2 x 1,2. 6.10.5 VENTAJAS Y DESVENTAJAS. VENTAJAS -

Mejora la calidad del agua Disminuye la dosificación de coagulantes en la planta de tratamiento.

DESVENTAJAS. -

Mayor profundidad Mayor operación y mantenimiento por acumulación de arenas debido a su eficacia.

EJERCICIO 6.4 Diseñar un desarenador de plaquetas inclinadas con base en los siguientes datos:

Caudal de diseño

= 50 lt/seg.

Altura de Placas Ancho útil de placas Espesor de la placa Angulo de inclinación de la placa: Temperatura del agua Viscosidad Cinemática ν

= 1,20 m. (AC) = 2,35 m (5 cm de apoyo, para fijación) = 8 mm 60° = 20 °C = 0,01007 cm2/seg

Solución *. Qdiseño(m3 / día ) = * *

50lt / seg * 86400seg / día = 4320 m3 / dia 1000 Lt / mt 3

Determino la carga superficial CS = 180 y calculo Vo

CS 180m 3 / m 2 / día Vo = = = 208m 3 / m 2 / día = 0.24cm / seg Senθ 0.8660

Para que haya régimen laminar Vo debe estar comprendido entre 0.14 y 0.34 cm/seg por lo que cumple


Zona de placas •

Area total del desarenador (At) Eficiencia (E):

E=

0.05 e = = 0.862 e + e p 0.05 + 0.008

Sen θ = Sen 60° = 0.8660 Área total del desarenador (At):

At =

Qdiseño Vo * E * Senθ

At =

4320m3 / día = 27.8m 2 208mt / día * 0.862 * 0.8660

De donde:

•

Longitud útil (Lu)

Lu = •

Lu =

27.8mt 2 = 11.83m. 2.35mt

Longitud total en el fondo (Lf) Lf = Lu + L * Cos θ

•

At B

Lf = 11.83 m +(1.2 * Cos 60°) = 12.43 m ≈ 12.5 m.

Cálculo del número de placas (N)

N=

Lu * Senθ e + ep

N=

11.83mt * Sen 60° 0.05mt + 0.008mt

= 176.6 ≈ 177 Placas

Chequeo •

Número de Reynolds (Re) Re =

•

Vo * e

ν

=

0.24cm / seg * 5cm = 119.1 ⟨ 250 0.01007cm 2 / seg

Longitud relativa (L)

L=

l 120cm = = 24 e 5cm

36

•

ACUEDUCTOS

Velocidad de caída de las partículas suspendidas (carga superficial equivalente) (Vsc)

Vsc =

Sc * Vo Senθ + Lp * Cosθ

Sc = factor de sedimentación = 1 para placas planas Lp = relación entre la longitud de placas en que existe régimen laminar y el espacio entre placas. Lp se calcula así:

Lp =

l − 0.058 * Re e

De donde:

Lp =

120cm − 0.058 * (119.1) = 17.1 5cm

Reemplazando finalmente en Vsc, se tiene:

Vsc =

1 * 0.24cm / seg = 0.025cm / seg Sen60° + 17.1 * Cos 60°

Vsc = 0.025 cm/seg = 21.6 m/día El valor de Vsc encontrado se debe estar comprendido entre (17 y 22 m/día). Para partículas de arena Vsc será:

Vs c = 90 *

d2

ν

en cm/seg

Despejando el diámetro se tendrá : Vsc * ν d=

1/2

0.025 * 0.01007 =

90

1 /2

= 0.002 cm 90

Zona debajo de las placas La principal dificultad en su diseño, está en conseguir que la velocidad de transporte del agua bajo las placas no sea mayor que la velocidad de arrastre de las partículas, para evitar que éstas sean resuspendidas o incrementen la turbiedad de entrada al desarenador. La mínima altura entre Placas y la canaleta de entrada (h), a saber es de 0.7 m para disipar turbulencias causadas por la salida del agua por los orificios, se escogió 0.8 m por seguridad


VALVULA caja de valvulas

vertedero de excesos

POZO ENTRADA MANTENIMIENTO

vertedero triangular

zona de aquietamiento

CANALETAS DE RECOLECCION

68 placas inclinadas a 60°

CORTE A-A

60°

canaleta de entrada ENTRADA TOLVA

zona de lodos

ESCALERAS

Tolva

Múltiple Difusor

Figura 6.15 Planta y cortes de un desarenador con placas inclinadas A. Zona de entrada La distribución interna del flujo se efectuará por medio de canales en concreto por su caudal, aunque se puede efectuar por tuberías. Se utilizará canal con orificios de diámetro constante - Sección variable (3) Las velocidades se deben adoptar bajas para que no se produzca turbulencia (se asume V = 0,2 m/seg, la cual debe ser menor que la velocidad de entrada al decantador). Esta velocidad debe mantenerse constante disminuyendo la sección del conducto a medida que se va descargando el agua a través de los distintos orificios. En el caso se diseñará la entrada por una sección en la cual circule el 100% del caudal. Dividiendo Q t para dos secciones se tiene: *. Se divide el Q diseño para dos secciones, es decir.

38

ACUEDUCTOS

Q por canal =

0.050 = 0.025m3 / seg 2

*. Area de la Sección por canal es: Area sección inicial por canal =

Q por canal 0.025 = = 0.125m 2 V 0.2

*. Altura del Canal (h) = 0.25 m. *. Base del Canal (b) = 0.125 / 0.25 = 0.5 m. A la mitad de la viga Q = Q=

25lt / seg = 12.5lt / seg = 0.0125m3 / seg 2

V = 0.2 m/seg

A=

Q 0.0125 = = 0.0625m 2 0.2 V

Como A = b * h, conociendo A = 0.0625 m2 y H = 0.25 m, despejamos B para conocer su valor. Entonces se tiene.

b=

0.0625 = 0.25m 0.25

La Sección del canal a la mitad es b = 0.25 m y h = 0.25 m. •

Cálculo y distribución de orificios Q por canal = 0.025 m3/seg Se asume una velocidad en los orificios de 0.15 m/seg, Inferior a 0.20 m/seg Area de Orificios =

Qporcanal 0.025 = = 0.166 m 2 V 0.15

Distribuyendo los orificios en las dos caras, se tiene. Area orificios por cara = Ac = 0.0833 m2 Se escoge orificios de 1” = 0.0254 m.


Q

Canaleta

Tapa (1)

(2)

Q

Canaleta

V=0.3m/s

(3)

Número de orificios (N) La fórmula a usar es: N * π * D2 = Ac 4 Ac * 4 N= π * D2

D = diámetro de orificio.

Entonces, se tiene:

N= Espaciamiento

0.0833 * 4 = 166.6 ≈ 167 π * 0.02542 N * (a + t) = L

Orificios por Cara L = 11.83 m

Entonces, se tiene:

a=

L 11.83 −t = − 0.0254 = 0.045 m N 167

a + t = 0.045 m + 0.0254m = 0.071 m Se tienen 167 orificios por cara de 1” espaciados 7.1 cm de centro a centro. B. Zona de salida

40

ACUEDUCTOS

Puede ser en canaleta con vertederos u orificios que entreguen el agua en el canal. Si se adopta canaletas de sección rectangular, las normas limitan el vertiente a través de las canaletas a 7 LPS/ml. Se adopta 2 canaletas transversales de sección rectangular: Longitud de la Canaleta = L canaleta = 2.4 m * 4 = 9.60 m

Qunitario =

Qdiseño 20 LPS = = 2.08 LPS/m < 7LPS/m. Lcanaleta 9.60m 2/3

Altura lámina vertiente:

Entonces, se tiene:

 Qdiseño  h=  K * Lcanaleta    0.020    1.84*9.60 

h=

K = 1.84

2/3

= 0.01 m.

Debido a la dificultad de nivelación del vertedero en la canaleta, se acostumbra a diseñar orificios en la misma. Orificios Se diseñaran orificios rectangulares y asume una altura del agua en los orificios = H = 3 cm.

L=

Qdiseño 0.02 = = 2.10 m. 3/ 2 K * (H ) 1.84 * (0.03)3 / 2

Qunitario =

Qdiseño 20 = = 9.52 LPS/m > 7LPS/m. L 2.10

Se debe ampliar la longitud (L), asumiendo otra altura del agua en los orificios = H = 2 cm.

L=

Qdiseño 0.020 = = 3.84 m. K * ( H )3 / 2 1.84 * (0.02)3 / 2

Qunitario =

Qdiseño 20 = = 5.21 LPS/m < 7 LPS/m L 3.84

Número de orificios (N) La fórmula a usar es:


N=

L t

t = ancho de orificio = 4 cm.

Entonces, se tiene:

N=

3.84 = 96 Orificios en total 0.04

96 = 24 Orificios 4 2.4 Lcanaleta Espaciamiento = a = −t = − 0.04 = 0.06 m 24 N

Por Cara =

Finalmente la disposición de orificios por cara, sería así: 24 orificios por cara espaciados 10 cm centro a centro Dimensiones de la canaleta La canaleta trabaja a descarga libre, es decir, el agua llega a la canaleta y sale. La pendiente de la canaleta es de 0%. Si se asume el ancho de la canaleta w = 20 cm y con la formula de descarga libre y S = 0%, se tiene:

Qporcanal = 1.376 * W * Ho3 / 2 De donde: Ho = 1.73 * Hc

 Qdiseño / 2  Ho =   w 1 . 376 *  

2/3

 0.02 / 2  =  1 . 376 * 0 . 20  

2/3

= 0.11 m

Conocido el valor de Ho, se halla Hc:

Hc =

Ho 0.11 = = 0.063 m 1.73 1.73

Altura libre = 7 cm Altura total = 18 cm La distancia del fondo del canal a las plaquetas no debe ser menor de 0.30 m para prevenir disturbios en estos sectores. C. Zona de lodos El volumen de lodos es aproximadamente el 15% del volumen del tanque. Profundidad útil

= 0.18 +0.1+ 0.3 + 1.2 * Sen 60° + 0.75 = 2.37 m

42

ACUEDUCTOS

Area Total = 5.4 * 2.4 = 12.96 m2 = At 2 Volumen útil = 2.37 m * 12.96 m = 30.71 m3 Volumen de lodos = 30.71 mt3 * 15% = 4.60 m3 Dimensiones: Base superior B 1 = Lf * ancho plaquetas B 1 = 5.4 * 2.4 = 12.96 m Base inferior B 2 = 0.7 * 0.7 = 0.49 m Volumen de lodos =

(

H * B1+B2 + (B1*B2 ) 3

Entones, se tiene: 4.60 =

(

)

H * 12.96 + 0.49 + (12.96 * 0.49) 3

)

De donde H = 0.863 m ≈ 0.90 m Debajo de la viga se debe dejar 0.1 m de profundidad para que comience la zona de lodos. Una forma de seleccionar la velocidad horizontal es considerarla inferior a la velocidad de arrastre, entre 1/2 y 1/4 de V A .

7. ADUDUCCION Y CONDUCCIÓN Las líneas de aducción de acueducto son los conductos destinados a transportar por gravedad o por bombeo las aguas crudas desde los sitios de captación hasta las plantas de tratamiento, prestando excepcionalmente servicio de suministro a lo largo de su longitud. Las líneas de conducción son aquellas destinadas al transporte de agua tratada desde la planta de tratamiento hasta los tanques de almacenamiento o hasta la red de distribución, generalmente sin entrega de agua en ruta. Las aducciones pueden ser:

a. Aducción por escurrimiento libre

b. Conductos cerrados a presión

┌ │ - Canales abiertos │ │ - Conductos cerrados sin presión └ ┌ │ - Gravedad │ │ - Estaciones de bombeo └

c. Aducciones mixtas El establecimiento del tipo de aducción dependerá del tipo de terreno y de un estudio económico de las alternativas. 7.1 CONDICIONES GENERALES 7.1.1 FACTIBILIDAD DE AMPLIACIÓN Debe tenerse en cuenta un estudio sobre la factibilidad de la ampliación de la aducción o conducción considerando lo establecido en el análisis de costo mínimo. En general, el trazado de la aducción debe ser suficientemente amplio para permitir las posibles ampliaciones futuras. 7.1.2 RECOMENDACIONES DE TRAZADO Hasta donde sea posible, la aducción o conducción debe instalarse en terrenos de propiedad pública, evitando interferencias con instalaciones aeroportuarias, complejos industriales, vías de tráfico intenso, redes eléctricas, etc. En particular, deben cumplirse los siguientes requisitos:

•

El trazado se hará en lo posible paralelo a vías públicas. Si esto no es posible, o se

182

ACUEDUCTOS considera inconveniente desde el punto de vista económico y deben atravesarse predios privados, será necesario establecer las correspondientes servidumbres. Deben estudiarse alternativas que no sigan las vías públicas cuando se considere que existen ventajas importantes por el hecho de que el trazado no cruce hondonadas o puntos altos muy pronunciados, o porque se puedan rodear quebradas y cauces profundos o para evitar cruces directos con obras de infraestructuras importantes.

•

Deben estudiarse alternativas al trazado con el fin de acortar su longitud o comparar con trazados en túnel, o bien para no cruzar terrenos que tengan niveles freáticos muy superficiales.

•

Cuando existan razones topográficas que impidan utilizar el recorrido estudiado para la línea de aducción o conducción, o no existan caminos desde la bocatoma hasta la planta de tratamiento, debe considerarse el trazado de una vía de , teniendo en cuenta que éste debe encontrarse habilitada para el paso de vehículos durante todo el año.

•

Para la selección del trazado definitivo de la aducción deben considerarse, además del análisis económico y la vida útil del proyecto, los siguientes factores:

a) b)

Que en lo posible la conducción sea cerrada y a presión. Que el trazado de la línea sea lo más directo posible entre la fuente y la planta de tratamiento o entre la fuente y la red de distribución. Que el trazado evite aquellos tramos que se consideren extremadamente difíciles o inaccesibles. El trazado definitivo debe garantizar que la línea piezométrica sea positiva y que en ninguna zona se cruce con la tubería con el fin de evitar presiones manométricas negativas que representen un peligro de colapso de la tubería por aplastamiento o zonas con posibilidades altas de cavitación. Deben evitarse trazados que impliquen presiones excesivas que puedan llegar a afectar la seguridad de la conducción. Deben evitarse tramos de pendiente y contrapendiente que puedan causar bloqueos por aire en la línea de conducción. El trazado definitivo debe evitar zonas de deslizamiento o inundación.

c)

d) e) f)

•

Siempre que existan instalaciones enterradas o rios enterrados en la aducción o conducción, será necesario emplear señalizaciones y referenciarlos en planos, esquemas o tarjetas con coordenadas.

7.1.3 SERVICIOS DE AGUA CRUDA En casos excepcionales, la línea de aducción puede prestar servicios de agua cruda. En estos casos será necesario considerar el aumento respectivo de caudal en las obras de captación y los desarenadores. En todos los casos, la empresa prestadora de servicio debe obtener la autorización de la SSPD para poder suministrar agua cruda desde la aducción. En ningún caso el agua cruda tomada de la aducción puede ser utilizada para el consumo humano si no es tratada previamente en una planta de tratamiento localizada aguas abajo del servicio de agua cruda. 7.1.4 ANÁLISIS HIDRÁULICO

CAPITULO 7 : CONDUCCIONES

183

Para el análisis hidráulico de la aducción o conducción deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1. Debe desarrollarse un análisis hidráulico de la línea simulando todas las condiciones operacionales normales y de emergencia, definiendo el régimen de presiones y caudales a lo largo de la línea. En el caso de conductos a presión, debe hacerse un análisis de golpe de ariete.

2. En aquellos casos en que se considere necesario el uso de canales a cielo abierto, deben calcularse las pérdidas por evaporación; si el canal se construye sin revestimiento, la capacidad de conducción debe aumentarse teniendo en cuenta las pérdidas por infiltración. 3. El proyecto debe incluir el cálculo de todas las secciones del canal y de las obras de arte requeridas. La sección transversal del canal puede variar hacia aguas abajo, teniendo en cuenta las pérdidas por evaporación y las pérdidas por infiltración. En todo caso, dichas pérdidas deben estar sujetas a un análisis económico. 4. El conducto en planta puede estar constituido por tramos rectos, segmentos rectos acompañados por una curva o tramos curvos, pero en perfil estarán preferiblemente constituidos por tramos rectos. 7.1.5 FACILIDAD DE En todos los casos, los conductos deben tener facilidad de de equipos de mantenimiento a lo largo de su trazado. En los casos en que no existan caminos o carreteras paralelos a las zonas del trazado, deben construirse vías de , tomando la precaución de que su trazado se encuentre habilitado para el paso de vehículos durante todo el período de operación de la aducción. 7.1.6 PROTECCIÓN CONTRA LA CONTAMINACIÓN Debe tenerse especial cuidado con la posible contaminación de las aguas en los conductos de aducción. En general, los conductos a presión son menos vulnerables a la contaminación entre las obras de captación y las plantas de tratamiento; por esta razón debe preferirse su uso. En el caso de que económicamente se demuestre que el uso de un canal abierto es óptimo, debe ponerse especial atención a las posibles fuentes de contaminación que existan a lo largo del canal. En particular, cuando el canal cruce zonas pobladas o zonas industriales, éste debe quedar cubierto. 7.1.7 VULNERABILIDAD Y CONFIABILIDAD Debe establecerse el nivel de vulnerabilidad de la aducción o conducción. En caso de que por razones geológicas, topográficas u otro tipo de razones se considere que la aducción o conducción es altamente vulnerable, ésta debe ser redundante. En caso de que no sea posible contar con una redundancia en la aducción, aguas arriba y próximo a la planta de tratamiento debe existir un embalse de almacenamiento que permita tener un volumen de agua que garantice el consumo de la población en un tiempo igual al requerido para la

184

ACUEDUCTOS reparación de la aducción. 7.1.8 DERIVACIONES DE AGUA CRUDA En aquellos casos en que la SSPD permita el uso de agua cruda desde una aducción, el cálculo hidráulico de ésta debe contemplar los caudales adicionales debidos a dicha derivación. 7.1.9 TIPOS DE ADUCCIONES Y CONDUCCIONES Pueden utilizarse los siguientes dos tipos de aducciones: aducción a superficie libre (canales) o aducción a presión (ya sea por bombeo o por gravedad). Deben tenerse en cuenta los siguientes requisitos:

•

En lo posible, no deben utilizarse canales abiertos en la aducción debido a las dificultades que presenta su mantenimiento y fundamentalmente por las condiciones de riesgo de contaminación a las que se hallaría sometida la aducción, con la consiguiente pérdida de calidad sanitaria.

•

Los canales que crucen zonas pobladas o zonas susceptibles de contaminación deben estar provistos de una cubierta de protección.

•

Se itirá que en un sistema de aducción puedan existir tramos sucesivos a superficie libre, en conducto a presión por gravedad o por bombeo, en cualquier secuencia y dimensiones siempre que se cumplan las condiciones hidráulicas particulares para cada uno de esos tipos de regímenes.

•

En los puntos de transición de tramos definidos por distintos tipos de funcionamiento no deben presentarse pérdidas continuas de agua como resultado de la diferencia de capacidad de los diversos tramos. El tramo con menor capacidad debe tener la capacidad de diseño de la aducción.

•

No pueden presentarse deficiencias en el comportamiento hidráulico de la aducción como consecuencia de la subdivisión de la aducción en tramos de diferentes tipos de regímenes hidráulicos.

•

Las conducciones deben ser cerradas y a presión.

7.2 CONDUCCION POR ESCURRIMIENTO LIBRE En esta clase de conducción el agua tiene una superficie libre sobre la cual actúa la presión atmosférica. La conducción podrá proyectarse como conducto cerrado o canal abierto. 7.2.1 MÉTODOS DE CÁLCULO Debe justificarse el método de cálculo para la sección transversal de los canales. Se recomienda el uso de las ecuaciones de Manning, de Bassin, de Manning-Strickler y de Chèzy. En el caso de secciones con rugosidad compuesta, se recomienda el uso de la

185

CAPITULO 7 : CONDUCCIONES fórmula de Strickler.

En todos los casos debe justificarse el factor de fricción o coeficiente de pérdidas por fricción utilizado.

Manning = V =

Fórmula a utilizar

1 * R2 3 * S1 2 n

(7.1)

Donde: R S V n

= radio hidráulico = pendiente (m/m) = línea piezométrica = velocidad media = coeficiente de velocidad que depende del material del conducto

En la siguiente tabla se establecen los coeficientes n de Manning para diferentes materiales.

TABLA 7.1 Coeficientes de rugosidad de Manning Material del canal Asbesto cemento Cemento mortero Cemento pulido Concreto áspero Concreto liso Mampostería Piedra Piedra sobre mortero

n de Manning 0.010 0.013 0.011 0.016 0.012 0.015 0.025 0.035

En todos los casos el perfil longitudinal debe calcularse considerando flujo gradualmente variado. Se debe utilizar la ecuación general para curvas de remanso establecida mediante la siguiente ecuación:

dy S0 − S f = dx 1 − Fr 2

(7.2)

Si los canales se construyen sin revestimiento, la capacidad del mismo aumentará para suplir las pérdidas por infiltración. Para el nivel bajo de complejidad no se requiere un análisis de costo mínimo, aunque es recomendado. 7.2.2 VELOCIDAD MÍNIMA La velocidad mínima permisible estará determinada por el menor valor que evite la sedimentación. El valor de la velocidad mínima debe estar determinado como una función del esfuerzo cortante mínimo necesario para producir el arrastre de las partículas sedimentables

186

ACUEDUCTOS que no hayan sido retenidas por los desarenadores. El esfuerzo cortante crítico de arrastre debe calcularse según el literal 7.2.7 7.2.3 VELOCIDAD MÁXIMA La velocidad máxima en el canal de aducción dependerá del caudal que ésta mueva, del radio hidráulico y del material de las paredes. Además, deben tenerse en cuenta los siguientes requisitos: 1. La velocidad máxima en los canales de la aducción dependerá del riesgo de erosión que ésta pueda sufrir. 2. En las siguientes tablas se dan algunos valores de referencia de velocidades máximas en canales revestidos y no revestidos. En caso de que el diseño involucre algún material no contenido en las tablas, debe justificarse la velocidad máxima adoptada.

TABLA 7.2 Velocidades máximas en canales revestidos (m/s) Tipo de revestimiento

Características del material

Revestimiento de hormigón (agua libre de arenas y piedras) Mampostería convencional o en piedra. Gaviones (0.5 m y mayor) Piedras grandes Capas de piedra o arcilla (100 mm a 150 mm) Suelo apisonado con piedra Capa doble de piedra Capa doble de piedra Capa doble de piedra

Velocidad máxima 12.5 3.7 4.7 3.0 2.4

Piedra de 150 - 200 mm Piedra de 200 - 300 mm Piedra de 150 - 200 mm Piedra de 200 - 300 mm

2.6 3.0 3.0 3.1

TABLA 7.3 Velocidades máximas en canales no revestidos según el material en suspensión Material excavado en la construcción del canal

Velocidades en m/s en los canales que transportan materias en suspensión Agua limpia Agua con Agua que lleva sin detritos sedimentos sedimentos no coloidales coloidales, arenas, gravas o fragmentos de rocas

187

CAPITULO 7 : CONDUCCIONES Arena fina (no coloidal) Barro arenoso (no coloidal) Barro de sedimentación (no coloidal) Materias de aluvión no coloidales Barro compacto ordinario Cenizas volcánicas Grava fina Arcilla dura (muy coloidal) Barro que forma gradualmente cantos terrosos, no coloidales Materias de aluvión coloidales Sedimentos que forman gradualmente cantos coloidales Grava gruesa no coloidal Guijarros y piedras Pizarras y esquistos

0.4 0.5 0.6

0.8 0.8 0.9

0.4 0.6 0.6

0.6 0.8 0.8 0.8 1.1 1.1

1.1 1.1 1.1 1.5 1.5 1.5

0.6 0.7 0.6 1.1 0.9 1.5

1.1 1.2

1.5 1.7

0.9 1.5

1.2 1.5 1.8

1.8 1.7 1.8

2.0 2.0 1.5

Para cumplir los requerimientos de velocidad máxima en el canal de aducción y cuando las condiciones topográficas locales lo exijan, la aducción a superficie libre debe diseñarse en forma escalonada.

7.2.4 PENDIENTE MÍNIMA La pendiente mínima que debe ser adoptada para los canales de aducción debe evitar la sedimentación de partículas más pequeñas. 7.2.5 PENDIENTE MÁXIMA La pendiente máxima que será itida en una aducción en canal será aquella para la cual la velocidad del agua no sea superior a los valores establecidos en las tablas 7.2 o 7.3 del literal 7.2.3 Además debe cumplirse los siguientes requisitos: 1. En el caso de que las condiciones topográficas impliquen pendientes superiores a la pendiente máxima que no produzca erosión, el canal debe estar diseñado en forma escalonada. El escalonamiento será obtenido por estructuras que proporcionen caídas verticales o caídas inclinadas. 2. En una caída vertical, el cambio de cota del agua se debe hacer en caída libre. 3. Al final de una caída libre debe haber una estructura de disipación de energía de forma que el flujo se entregue con una energía cinética igual a la que tenía antes de la caída. 4. En una rápida (caída inclinada con una pendiente alta), el agua pasará de un flujo subcrítico a un flujo supercrítico a lo largo de un canal inclinado construido en un material (concreto, mampostería, etc) capaz de resistir en forma adecuada las velocidades que se presentarán para permitir la concordancia entre los tramos superior e inferior.

188

ACUEDUCTOS 5. Al final de la rápida debe existir una estructura de disipación de energía capaz de absorber la energía cinética extra del agua al llegar a la parte inferior de la rápida. El flujo se debe entregar con una energía cinética igual a la que tenía antes del inicio de la rápida. 7.2.6 MATERIALES Para la selección del material o de los materiales que conformen la aducción, deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1. La elección del material para la aducción debe efectuarse con base en las características topográficas, la agresividad del agua cruda, la agresividad del suelo con el material de la aducción (ya sea en canales o tuberías), las velocidades de flujo en el caso de canales, las presiones máximas y mínimas en el caso de ductos a presión, el análisis económico y los costos de mantenimiento. 2. Un sistema de aducción puede estar constituido por tramos de diferentes tipos de materiales, elegidos de conformidad con el tipo de funcionamiento, operación y mantenimiento, condiciones de implementación en el terreno y los esfuerzos actuantes. 3. En los puntos de transición entre tramos de diferentes materiales del sistema de aducción, deben disponerse elementos especiales destinados a la unión de los tramos, que impidan pérdidas de agua o generación de esfuerzos o cualquier otro fenómeno capaz de perjudicar la aducción.

7.2.7 ESFUERZO CORTANTE CRÍTICO DE ARRASTRE El esfuerzo cortante crítico de arrastre es el esfuerzo capaz de provocar el inicio del movimiento del material que conforma el lecho y las paredes del canal de aducción. Este esfuerzo crítico se calculará así: 1. En el caso de suelos de grava con diámetros superiores a 2.5 mm, el esfuerzo cortante en el fondo se calcula mediante la siguiente ecuación:

τ 0 = 0.8⋅ D 75

(7.3)

En la ecuación 7.3, τo se expresa en N/m2 y D75 en mm. Para las bancas del canal se utilizarán las siguientes ecuaciones:

τ′0 = k * τ 0

(7.4) 1 2 2  tan ψ

1 − k = cos θ *   2  tan θ 

(7.5)

2. Para el caso de suelos de gravas finas, de diámetro menor de 5 mm, se utilizarán los esfuerzos cortantes críticos establecidos en la tabla 7.4. Tabla 7.4

189

CAPITULO 7 : CONDUCCIONES Esfuerzos cortantes críticos dados en N/m2

Condición 0.1 Agua clara 0.12 Agua con sedimentos finos en pequeña 0.24 cantidad Agua con sedimentos finos en gran 0.38 cantidad

Diámetro medio D75 (mm) 0.2 0.5 1.0 2.0 5.0 0.13 0.15 0.20 0.29 0.68 0.25 0.27 0.29 0.31 0.81 0.38

0.41

0.39

0.54

0.90

3. Suelos cohesivos: Los valores del esfuerzo cortante crítico para el caso de suelos cohesivos se encuentran en la siguiente tabla. Tabla 7.5 Esfuerzos cortantes críticos para suelos cohesivos en N/m2 NATURALEZA DEL LECHO Muy poco Poco compactado compactad en relación o en con vacíos relación de 2.0 a 1.2 con vacíos de 1.2 a 1.6 Arcillas arenosas (% 0.20 0.77 de arena inferior a 50%) Suelo con grandes 0.15 0.69 cantidades de arcilla Arcillas 1.20 0.61 Arcillas muy finas 0.10 0.47 Material cohesivo del lecho

Compactado, en relación con vacíos de 0.6 a 0.3

Muy compactado en relación con vacíos de 0.3 a 0.2

1.60

3.08

1.49

2.75

1.37 1.04

2.59 1.73

4. En el caso de que existan curvas en los canales de aducción, deben hacerse las siguientes correcciones al valor del esfuerzo cortante crítico calculado: Si la aducción presenta pocas curvas (terreno ligeramente accidentado), los valores del esfuerzo cortante crítico deben ser multiplicados por 0.9; si la aducción presenta un reducido número de curvas (terreno medianamente accidentado), los valores del esfuerzo cortante deben multiplicarse por 0.75; si el canal de aducción presenta muchas curvas (terreno muy accidentado), el valor del esfuerzo cortante debe multiplicarse por 0.6. 7.2.8 TALUDES LATERALES La inclinación de los taludes de la sección transversal del canal de aducción sin revestimiento, abierta en terreno natural, no pueden ser superiores al ángulo del talud natural del terreno y debe ser más suave en terraplenes que en cortes. Se recomienda los límites establecidos en la tabla 7.6. Tabla 7.6

190

ACUEDUCTOS Inclinación de taludes en canales de aducción Inclinación Horizontal : Vertical Naturaleza del terreno o material del canal Corte Terraplén Roca compacta, mampostería ordinaria o concreto Roca fisurada o mampostería con junta seca Arcilla consistente Grava gruesa Tierra ordinaria o arena gruesa Tierra media o arena normal

1:4 1:2 3:4 3:2 2:1 2.5:1 a 3:1

1:1 2:1 3:1 3:1 a 3.5:1

7.2.9 PÉRDIDAS DE CABEZA Durante el diseño de los canales de aducción deben tenerse en cuenta coeficientes de pérdidas menores en los siguientes casos:

•

Cuando el trazado en planta del canal de aducción esté constituido por tramos curvos con un radio de curvatura inferior a 20 veces el radio hidráulico, debe dimensionarse el canal considerando la pérdida de cabeza que la curva pueda ocasionar.

•

En los cambios de sección no se permitirán perfiles de agua irregulares con puntos angulares que produzcan perturbaciones. También deben evitarse los regímenes de flujo que se aproximen al estado crítico con el fin de evitar que se produzcan resaltos que perturben el flujo. En estos cambios de sección deben incluirse los coeficientes de pérdidas menores para calcular el perfil de flujo en el canal.

7.2.10 TRANSICIONES Cuando un canal de aducción presente tramos unidos por secciones presurizadas de sección circular, la concordancia entre los mismos se hará por medio de una transición. 7.2.11 DISPOSITIVOS DE DERIVACIÓN En el caso de que existan derivaciones desde el canal de aducción, deben tenerse en cuenta los siguientes requisitos:

•

Cuando en un conducto abierto se prevea una derivación también en canal abierto, en el punto de derivación deben existir elementos capaces de controlar el caudal en cualquiera de los dos canales a partir de dicho punto, pero no necesariamente en ambos simultáneamente.

•

En puntos escogidos a lo largo de la aducción deben preverse dispositivos derivadores de agua o vertederos con las siguientes finalidades: Dar salida al exceso de agua en caso de maniobras inconvenientes del dispositivo regulador o controlador de caudales; dar salida a las aguas cuando no haya el consumo esperado; permitir el aislamiento y el vaciado de tramos de la aducción para fines de mantenimiento.

191


•

El agua de los dispositivos de derivación debe ser captada y conducida a lugares apropiados a través de canales de descarga proyectados de tal forma que quede asegurada la total estabilidad de la aducción con respecto al poder erosivo de las aguas derivadas.

7.2.12 AISLAMIENTO POR CONTAMINACIÓN En general, debe preservarse la calidad bacteriológica del agua diseñando la aducción, ya sea como un conducto cerrado, una canalización cubierta o una canalización aislada. Además, deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos:

•

Los canales abiertos, o con recubrimientos discontinuos, deben estar protegidos de la escorrentía superficial mediante jarillones situados por encima del nivel del terreno adyacente. En todos los casos, las aguas de escorrentía deben ser convenientemente canalizadas, sin que la aducción se convierta en un obstáculo para su paso.

•

Cuando un conducto libre esté constituido por un canal abierto en terreno natural, debe ser impermeable o debe ser impermeabilizado.

•

Los conductos libres que transporten aguas tratadas deben estar totalmente cerrados y tener paredes y fondo impermeables.

7.2.13 BORDE LIBRE Un término frecuente en canales es el de borde libre, el cual se refiere a la distancia entre el nivel de las aguas cuando el canal transporta el caudal de diseño y la parte superior del canal o corona. Su función es evitar el desbordamiento ya sea por oleaje debido al viento, saltos hidráulicos, sobreelevaciones en curvas, ya por acumulación de sedimentos en el canal o la no operación del sistema de canales de manera ocasional. Esto último sobre todo en sistemas de riego y drenaje . Para canales no revestidos el borde libre puede ser 0.30 m para pequeños canales; 1.2 m para canales de 85 m3/seg y tirantes relativamente grandes. Una expresión útil para la estimación preliminar de borde libre en canales es:

bl = 0.55208659 C * y

(7.6)

Donde bl =borde libre en m, y = tirante de diseño en m, C varia entre 1.5 para Q = 0.57m3/seg y 2.5 para Q = 85m3/seg

Ejemplo 7.1 Determinar las dimensiones de un canal trapezoidal que transportará 6 m3/seg. El canal será revestido en concreto áspero y la pendiente es de 0.0018.

192

ACUEDUCTOS Se estima el factor n de Manning; n = 0.016 Se calcula el factor geométrico de sección de la fórmula de Manning. 2

AR

nQ

=

(S )

1

= 2

0.016(6m3 / seg ) (0.0018)

1

= 2.26

2

Suponer que b =3.0 m y Z = 1.5 m y calculamos Yn para sección trapezoidal, así:

A = (b + zy ) y = (3.0 + 1.5 y ) y

RH =

1 P = b + 2 y (1 + z 2 ) 2  = (3 + 3.6 y )  

(3.0 + 1.5 y ) y (3.0 + 3.6 y )

Y( m)

A (m2)

P(m)

RH(m)

A RH2/3

1.0 0.9 0.8 0.75 0.78 0.79

4.50 3.92 3.36 3.09 3.25 3.31

6.60 6.24 5.88 5.7 5.81 5.84

0.68 0.63 0.57 0.54 0.56 0.56

3.49 2.87 2.31 2.05 2.21 2.26

Se escoge el valor de Yn = 0.79 que reproduce un factor geométrico de 2.26 igual al requerido Se verifica la velocidad mínima permisible y el número de Froude.

A = (b + zy ) y = (3 + 1.5 * 0.79)0.79 = 3.306m 2 Q 6.0m3 / seg V = = = 1.81m / seg A 3.306m 2 Esta velocidad es adecuada para un a estructura en concreto y además prevé la sedimentación y el crecimiento vertical Froude

Fr =

V = gD

V = gA / T

1.81 = 0.737 9.81 * 3.306 / 5.37

Se trata de un flujo subcrítico. Calculo del borde libre sobre la superficie del agua.

193


Se calcula el borde libre s

bl = 0.55208695 CYn bl = 0.64m

Con C=1.7 se toma bl = 0.65m

Se estima la altura de revestimiento sobre la superficie del agua en 0.65 m. 7.3 CONDUCTOS A PRESION En este tipo de conducción el agua ocupa todo el interior del conducto estando sometida a una presión superior a la atmosférica. Cuando la aducción o la conducción esté compuesta por una tubería que funcione a presión deben cumplirse los siguientes requisitos:

•

El tipo de tuberías, de juntas, de materiales y de apoyos debe ser adecuado a la forma de instalación, garantizando la completa estanqueidad del conducto. Así mismo, la tubería debe estar protegida contra impactos.

•

Las tuberías formadas por segmentos rectos pueden disponerse en forma curva, si es necesario mediante la deflexión de las tuberías en sus juntas, si éstas son flexibles.

•

Las tuberías formadas por segmentos rectos pueden colocarse en curva, si es necesario, mediante la deflexión de las tuberías en sus juntas, si estas son del tipo flexible. Sin embargo para municipios situados en zonas de amenaza sísmica alta no se recomienda deflectar las tuberías en las uniones mecánicas, con el fin de mantener su flexibilidad y dar seguridad a la conducción y/o aducción. En el caso de juntas flexibles, la deflexión máxima posible en cada junta, con excepción de los de juntas con características especiales, será la indicada por el fabricante de la tubería pero nunca podrán ser superiores a los valores de la tabla 7.7 Tabla 7.7 Deflexiones máximas en tuberías Diámetro tubo (mm)

Deflexiones

100 o menores

3° 0 ´

150

3° 0 ´

200

3° 0 ´

250

3° 0 ´

300

3° 0 ´

400

2° 40 ´

450

2° 25´

500

2° 10´

194

ACUEDUCTOS 600

1° 45´

750

1° 25´

900

1° 10´

1 000 y menores

1° 5´

En el caso de tuberías flexibles, éstas podrán ser deflectadas para formar curvas siguiendo lo establecido en las normas técnicas colombianas o en normas técnicas internacionales, en caso de que las primeras no existan. Cuando el flujo a través de una tubería de aducción o conducción que funciona a presión se obtiene por bombeo, deben tenerse en cuenta los siguientes requerimientos:

•

Los conductos a presión por bombeo no pueden interceptar en ningún momento ni para ningún caudal la línea piezométrica, en sus condiciones normales de funcionamiento.

•

Cuando las condiciones topográficas del trazado para la tubería impliquen una inflexión en la línea piezométrica, el flujo debe hacerse por gravedad a partir de ese punto de inflexión.

•

En el punto en que un ducto a presión por bombeo se transforme en un ducto a presión por gravedad, en el caso de ausencia de otros medios, para garantizar el perfecto funcionamiento debe preverse un tanque para el quiebre de la presión; Este tanque debe tener un vertedero y un conducto para el agua vertida, dimensionados para el caudal máximo de la aducción o conducción. Cuando las condiciones topográficas del trazado de la tubería presente aproximación entre la tubería y la línea piezométrica, el flujo debe hacerse por gravedad a partir de el punto de mínima presión.

7.3.1 CÁLCULO HIDRÁULICO En todos los casos debe efectuarse el estudio hidráulico del flujo a través de la tubería de aducción o conducción con el fin de determinar si las tuberías trabajan a presión o como canales, es decir, a superficie libre, lo cual dependerá de las características topográficas de la zona y del diámetro del conducto. En ningún caso se permitirán presiones manométricas negativas. Además, deben tenerse en cuenta los siguiente aspectos: 1. Para el cálculo hidráulico y la determinación de las pérdidas por fricción en tuberías a presión debe utilizarse la ecuación de Darcy-Weisbach junto con la ecuación de Colebrook & White. También puede utilizarse la ecuación de Hazen-Williams, con la debida consideración de los rangos de validez y la exactitud de ella. Para el caso de flujo a superficie libre a través de tuberías debe utilizarse la ecuación de Chèzy; también pueden utilizarse las ecuaciones de Flamant y de Manning, siempre y cuando se garantice que el flujo a través de la tubería sea turbulento e hidráulicamente rugoso. 2. La ecuación de Darcy-Weisbach, junto con la ecuación de Colebrook & White, es adecuada para todos los tipos de flujo turbulento. 3. En el cálculo de flujo en tuberías debe considerarse el efecto producido por cada uno de los rios colocados en la línea y que produzcan pérdidas de cabezas adicionales, como válvulas, codos, reducciones, ampliaciones, etc.

195


4. Para el cálculo de las pérdidas menores debe utilizarse el coeficiente de pérdidas menores multiplicado por la cabeza de velocidad en el sitio donde se localice el rio. También puede utilizarse el método de las longitudes equivalentes de tubería, añadiendo dichas longitudes a la longitud real del tramo.

7.3.1.1 Ecuación universal para conductos a presión El cálculo de la pérdida de cabezas debido a la fricción en una tubería o conducto cilíndrico largo, con un interior de diámetro continuo, debe hallarse mediante la ecuación de DarcyWeisbach como se expresa en la ecuación 7.7

hf = f ⋅

L V2 ⋅ D 2⋅ g

(7.7)

Para la aplicación de la ecuación universal para conductos a presión deben tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1. Numero de Reynolds En primer lugar trataremos la influencia relativa de la viscosidad, la que puede evaluarse mediante el número de Reynolds, el que identifica cualquier condición de escurrimiento de fluidos, ya que en cierta forma cuantifica la relación existente entre las fuerzas de inercia y las fuerzas de viscosidad que actúan sobre las partículas en movimiento. El número de Reynolds es:

Re =

V *d

(7.8)

ν

Donde: V velocidad media (m/s) d diámetro (m) ν viscosidad cinemática (m2/s) 2. Formas de escurrimiento Para la determinación de los valores de f es necesario considerar las distintas modalidades del movimiento de un fluido por un conducto, escurrimiento que puede ser laminar o turbulento. Escurrimiento laminar Se ha comprobado que el flujo laminar se produce con valores muy bajos del número de Reynolds, no más de 2320 y que en estas condiciones el coeficiente de frotamiento es independiente de la rugosidad y vale:

f = Escurrimiento turbulento

64 Re

(7.9)

196

ACUEDUCTOS El régimen turbulento presenta tres posibilidades: Hidráulicamente liso - El núcleo de la corriente es turbulento pero hay una capa laminar, cuyo espesor es inversamente proporcional al número de Reynolds y que recubre todas las irregularidades de la pared. El valor de f solo depende en este caso de Re y su expresión, que prescinde de la rugosidad k, es:

Que también puede expresarse:

Re f 1 = 2 log 2.51 f 1 = 2 log Re f − 0.8 f

(

)

(7.10) (7.11)

Hidráulicamente rugoso - También llamado de turbulencia plena y que está caracterizado por el hecho que las irregularidades del material emergen de la capa laminar. Esta eventualidad puede tener lugar, para un material dado, por el crecimiento del número de Reynolds con la consecuente disminución del espesor de la nombrada capa, o para igual número de Reynolds, con materiales de mayor rugosidad absoluta. El resultado en ambos casos es el mismo, el desarrollo de una alta turbulencia en el escurrimiento, la que hace despreciable el efecto de la viscosidad. Como corolario tenemos que el coeficiente de frotamiento f se hace en función de k/d con prescindencia del número de Reynolds y su expresión toma la forma:

1 3.71d = 2 log k f

(7.12)

la que también puede expresarse:

1 d = 2 log + 1.14 k f

(7.13)

De transición - Es un régimen en el que la resistencia es mixta y para el cual f es a la vez función de Re y de k/d. En la práctica común de conductos se comprueba que en los casos usuales los escurrimientos se encuentran casi siempre en esta zona. Colebrook y White han propuesto como expresión de las curvas obtenidas experimentalmente la formula siguiente:

 2.51 1 k  = −2 log +  Re f 3.71d  f  

(7.14)

Esta igualdad llamada fórmula de PRANDTL - COLEBROOK resulta valida tanto para la zona de transición como para las zonas hidráulicamente lisas y rugosas. Su representación gráfica se da en la figura 7.1 que se conoce como "Diagrama Universal de Rouse". 3. Diagrama Universal de Rouse La moderna hidrodinámica ha posibilitado la confección de los gráficos de MOODY y ROUSE. Del último, el más difundido en nuestro medio, nos ocuparemos a continuación.


197

198

ACUEDUCTOS

Figura 7.1 Diagrama de Rouse

Ha sido concretado por su autor representando las ecuaciones (7.9), (7.10), (7.11), (7.12) , (7.13) y (7.14) en un diagrama cartesiano de abscisas Re f y ordenadas 1/ f al que se le agregaron, completando un rectángulo, los ejes que permiten la lectura de los valores f y los números de Reynolds (encontrándose sobre la derecha del diagrama los primeros y en el borde superior los segundos). El gráfico tiene la importante propiedad de ser universal, es decir, válido para cualquier fluido en escurrimiento incompresible, el que estará caracterizado por su propiedad distintiva, la viscosidad cinemática ν la que define conjuntamente con V y d, el número de Reynolds. Cuando de escurrimiento de agua se trata, se recomienda el uso de este diagrama en los casos que se requiera mayor precisión. Para las aplicaciones donde aproximaciones del 5 al 10% puedan ser consideradas como buenas, como en el caso de las redes de distribución de agua, la comodidad del proyectista (teniendo en cuenta las numerosas determinaciones que ha de efectuar) hace más atractivo el uso de los ábacos. Es de hacer notar que la corrección por temperatura, lo que obviamente afecta al número de Reynolds por la variación que implica de v, habrá de influir en el escurrimiento en los casos que este dependa del nombrado parámetro adimensional. Por lo tanto se deduce que, de acuerdo a lo expuesto los escurrimientos, laminar, hidráulicamente liso y de transición, deberán variar en función de la temperatura mientras que esta no producirá variaciones importantes en los movimientos plenamente turbulentos. En este caso el proyectista deberá igualmente hacer, por lo menos, una determinación en el gráfico de Rouse, para comprobar que el régimen es plenamente turbulento. En el caso de tener que aplicar parámetros similares en las determinaciones de otros tramos de la conducción, podrá recurrir a los ábacos, con lo que se aliviará su tarea considerablemente. Ello no obstante, se estima conveniente reiterar que en la mayoría de las aplicaciones el escurrimiento en conductos, se ubica en la zona de transición. La rugosidad absoluta de la tubería se evalúa de acuerdo con la tabla 7.8 teniendo en cuenta su relación y dependencia con los siguientes factores: el material del cual están hechos los tubos, el proceso de fabricación de los tubos, y el tiempo de servicio de ésta.

199

CAPITULO 7 : CONDUCCIONES TABLA 7.8 Valores de rugosidad absoluta Material

Rugosidad absoluta ks (mm)

Acero bridado

0.9-9

Acero comercial

0.45

Acero galvanizado

0.15

Concreto

0.3-3

Concreto bituminoso

0.25

C

0.12

Hierro forjado

0.06

Hierro fundido

0.15

Hierro dúctil (1)

0.25

Hierro galvanizado

0.15

Hierro dulce asfaltado

0.12

GRP

0.030

Polietileno

0.007

PVC

0.0015

(1) Cuando la tubería de hierro dúctil esté revestida internamente, se debe tomar el valor de rugosidad absoluta del material de revestimiento.

La rugosidad absoluta indicada en la tabla anterior para tuberías nuevas no debe ser tomada menor que 1.4 veces el valor encontrado para tuberías de longitudes hasta 1,000 metros y menor que 2.0 veces para tuberías con longitudes mayores a 1 000 metros. 1. El envejecimiento de tuberías de concreto reforzado aislado interiormente y de tuberías de materiales plásticos extruidas puede ser considerado despreciable para el proyecto de aducciones o conducciones a presión. 2. Para tuberías metálicas, cuando no sea posible una limpieza periódica y si éstas no estuvieran pintadas internamente con materiales anticorrosivos, el caudal de diseño del proyecto debe ser multiplicado por un coeficiente de seguridad deducido de la gráfica mostrada a continuación.

200

ACUEDUCTOS 1. Casos extremos de aguas poco

agresivas. 2. Agua filtrada no aireada y

prácticamente no corrosiva. 3. Agua de pozos o agua dura con

pequeña acción corrosiva. 4. Agua de regiones pantanosas con

vestigios de hierro y materia orgánica levemente ácida. 5. Agua ácida de rocas graníticas. 6. Agua extremadamente corrosiva, pequeños conductos para agua dulce, levemente ácida. 7. Casos extremos de aguas muy agresivas.

Figura 7.2 Reducción del caudal en función de la edad de la tubería Uso del gráfico de Rouse. 1. Cálculo de la pérdida de carga Son datos: Q caudal (m3/s) L longitud del conducto (m) d diámetro del conducto (m) v viscosidad cinemática (m2/s) k rugosidad absoluta (m) j Perdida de carga unitaria = hf / L (m/m) La incógnita es J = hf pérdida de la carga total (m)

201

CAPITULO 7 : CONDUCCIONES Figura 7.3 Diagrama de Rouse . Cálculo de j Se procede así: a)

b)

Se calcula A

A=

Se calcula V

V = Re =

Se calculan

πd 2 4 Q A

V *d

ν

y

d K

c) Con Re y d/k, trazando una horizontal desde la intersección de ambas curvas, se determina f en el eje correspondiente del diagrama. Con f se calcula

y

j= f

1V2 d 2g

J = hf = f

2.Calculo del caudal (verificación) Son datos: J, L, d, v, k La incógnita es Q

L *V 2 = j*L d * 2g

202

ACUEDUCTOS Figura 7.4. Diagrama de Rouse . Cálculo de Q Se procede como sigue:

d K

a) Se calcula

d

3

ν

y además:

2

2 gJ = Re L

f

En la que el primer miembro está en función de los datos. b)

Con Re f y d/k, trazando una horizontal desde la intersección de ambas curvas, se determina f en el eje correspondiente al diagrama.

c) Con f se calcula:

Q =V *A =V

π *d2 4

=π

d

5

4

2

2g * j π * d = 4 f

5

2

3. Cálculo del diámetro (dimensionamiento): Son datos: J, L, v, k, Q La incógnita es d.

2g * j f *L

203


Figura 7.5. Diagrama de Rouse . Cálculo del Diámetro. Generalidades: La expresión de la pérdida de carga es:

16Q 2 8 LQ 2 L LV2 = f = f = C1 f J = hf = f d 2g *π 2 * d 4 π 2 * g * d 5 d 2g d5 =

8 LQ 2 f = C1 f π2 *g*J

por otra parte:

Re =

V *d

ν

=

4Q d 4Q 1 1 = = C2 2 d π * d ν π *ν d Re = C 2

1 d

Proceso de cálculo: Con base a C1 y C2 que son funciones de los datos se procede como sigue: a)

Se calcula

C1 =

8 LQ 2 π2 *g*J

b)

Se calcula

C2 =

4Q π *ν

c)

Se adopta un valor de f.

d)

Se calcula d 5 = C

e)

Se calcula

Re = C 2

f y consecuentemente d 1 d

Con Re y k/d, trazando una horizontal desde la intersección de ambas curvas, se verifica en el gráfico el valor de f adoptado. De no coincidir se procede a realizar nuevos tanteos hasta lograr valores suficientemente aproximados. Es oportuno señalar que la convergencia del método es sumamente rápida.

204

ACUEDUCTOS Utilizando la ecuación de Darcy – Weisbach ( Ecuación 7.7) que predice las perdidas se puede despejar el factor de fricción f:

f =

hf * d * 2g L *V

f =

2

hf * d * 2g L*v

2

1 = f

V L 2g * d * hf

  

( 7.15)

Remplazando la expresión 7.7 en la 7.14 tenemos:

 K V L 2.51 * V * L = −2 log10  s + 2g * d * hf  3.7d Re 2 g * d * h f

Remplazando Re de la expresión 7.16 y despejando la velocidad se encuentra una ecuación explicita par esta variable:

V =

− 2 2g * d * hf L

 K 2.51 *ν * L Log10  s +  3.7 d d 2 g * d * h f

  

(7.16)

Esta última ecuación es la base para la solución de los tres tipos de problemas relacionados con tuberías simples mencionados.

Q =V *A =

− 2 2g * d * hf L

 K 2.51 *ν * L Log10  s +  3.7 d d 2 g * d * h f

 πd 2     4 

( 7.17)

Ejemplo 7.1 Calculo de la pérdida de carga. Por un conducto que ha de llevar un Q = 0.1 m3/seg y cuyo diámetro interior es d = 0.3 m, se determinará la pérdida de energía unitaria j teniendo en cuenta que la temperatura del agua que circula es de 12°C. Rugosidad absoluta Ks = 0.000025 m. a) Calculo de V

V= 1.4147 m/seg

b) Calculo de Re Para T = 12° C Por lo que:

ν = 1.2 * 10 –6 m2/seg

205


Re =

1.4147 * 0.3 = 0.35367 * 10 6 = 3.5367 * 10 5 −6 1.2 * 10

c) Calculo de d/K :

d = 12.000 K d) Con Re y d/K del diagrama, f = 0.014 e) Con f se calcula:

j= f

1V2 1 (1.4147) 2 0.02802 = 0.014 = = 0.00476m / m d 2g 0.3 19.62 5.886

j = 4.765 * 10 −3 m / m Ejemplo 7.2 Calculo del caudal (verificación) Se calculará el caudal que ha de erogar un conducto de diámetro d = 0.3 m, en el caso de que la pérdida de carga unitaria sea j = 7 * 10 -3 m/m; Temperatura del agua que circula es de 12°C. Rugosidad absoluta K = 0.000025 m a) Se calculará d/K = 12.000

d

3

2

Re c) Con Re

f =

Re

b) Se calculará

d

3

ν

2

2g * j

= 0.1643 y ν = 1.2 * 10 −6 m 2 / seg f =

0.1643 19.62 * 0.007 = 0.0574 * 10 6 = 5.074 * −10 4 −6 1.2 * 10

f y d/K se obtiene

f = 0.0135

d) Con f se calcula :

Q=

πd

5

4

e) Con d se calcula A

2

2 g * j 3.14 * 0.0495 19.6 * 0.007 = = 0.1239m 3 / seg f 4 0.0135

206

ACUEDUCTOS

A=

πd 2 4

= 0.07065m 2

f ) y finalmente:

Q 0.1239m 3 / seg V = = = 1.75m / seg A 0.07065m 2

Ejemplo 7.3 Calculo del diámetro. Se dimensionará un conducto por el que ha de escurrir un caudal de 20 lt/seg con una pérdida de carga unitaria de 7*10 –3 , teniendo en cuenta que la temperatura del agua es de 12°C.

a) Cálculo de C1

C1 =

8 Q2 8 * (0.02) 2 = = 0.00472 π 2 * g * j (3.14) 2 9.81 * 7 *10− 3

C2 =

4Q 4 * 0.02 0.08 = = = 2.1231 * 10 4 −6 −6 π *ν 3.14 *1.2 *10 3.768 * 10

b) Cálculo de C2

c) Adoptamos f = 0.02 d) Se calcula :

d 5 = C1 * f = 0.0000944 ⇒ d = 0.15667 e) Se calcula:

Re = C 2

d

=

2.1231 * 10 4 = 13.5514 * 10 4 = 1.35514 * 10 5 0.15667

d/K =

0.15667 = 6.2668 0.025 * 10 −3

f) Del diagrama f = 0.017. g) Al no verificar f se tantea con f = 0.0185

207


d 5 = C1 * f = 0.00472 * 0.0185 = 0.00008732 ⇒ d = 0.1542m d/K =

0.1542 = 6.2668 0.025 * 10 −3

Con Re y d/k del diagrama f = 0.0169 h) Al no verificar f se tendrá con f = 0.175

d 5 = C1 * f = 0.00472 * 0.0175 = 0.0000826 ⇒ d = 0.1525m Re = C 2 d/K =

d

=

2.1231 * 10 4 = 13.922 * 10 4 = 1.3922 * 10 5 0.1525

0.1525 = 6.100 0.025 * 10 −3

Con Re y d/K del diagrama f = 0.173 se estima suficiente la aproximación lograda por lo que: d = 0.1525 m

7.3.1.2 Ecuación de William-Hazen La fórmula a utilizar será: William Hazen :

V = 0.3547 * C * D 0.63 * j 0.54

(7.18)

Donde: V D j C

= Velocidad media = Diámetro del conducto = Pérdida de carga = Coeficiente de rugosidad

(m/seg) (m) (m/m)

Q = V * A = 0.2785 * C * D 2.63 * j 0.54

Q   j= 2.63   0.2785 * C * D 

1.85

=

hf L

(7.19)

(7.20)

208

ACUEDUCTOS

Q   hf =  2.63   0.2785 * C * D 

1.85

*L

(7.21)

El valor de el coeficiente C depende del material del conducto. Para tuberías nuevas el valor de C puede tomar los siguientes valores

Material del conducto

Coeficiente C

Tubos de acero Tubos de acero con recubrimiento en concreto centrifugado Tubos de HF con recubrimiento en concreto centrifugado Tubos de HF Tubos de HG Tubos de AC Tubos de AP Tubos de PVC

100 140 140 100 100 140 140 150

El Ingeniero justificará el valor del coeficiente C para los conductos según el período de uso. La ecuación de William-Hazen tiene la ventaja de ser una ecuación explícita para la velocidad y por consiguiente para el caudal. Esta fórmula produce resultados aceptables en la práctica a pesar de la incertidumbre inherente a la determinación del coeficiente C. La fórmula de William- Hazen solo se puede usar con el agua puesto que no contiene ningún término relacionado con las propuestas del fluido. Los límites establecidos claramente por los investigadores originales son los siguientes: -

El fluido debe ser agua a temperatura normales El diámetro debe ser superior o igual a 2 pulgadas. La velocidad en las tuberías se debe limitar a 3 m/seg.

7.3.1.3 Ecuación para el cálculo de las pérdidas menores Para el cálculo de las pérdidas menores producidas en curvas, tees, válvulas y otros rios debe utilizarse la ecuación:

H = Km ⋅

V2 2⋅g

(7.22)

Se debe justificar el valor de cada coeficiente de pérdidas menores para cada uno de los rios, con base en la bibliografía adoptada por el diseñador. A modo de ejemplo, se

209


presenta la tabla 7.9 con algunos coeficientes de pérdidas menores para rios típicos de aducciones a presión. En el anexo 2 se tienen otros valores de Km

Tabla 7.9 Coeficientes de pérdidas menores para rios comunes rio

Km

Válvula de globo, completamente abierta

10.0

Válvula abierta

completamente

5.0

Válvula de cheque, completamente abierta

2.5

Válvula de compuerta, completamente abierta

0.2

Codo de radio corto

0.9

Codo de radio medio

0.8

Codo de gran radio

0.6

Codo de 45o

0.4

Te, en sentido recto

0.3

Te, a través de la salida lateral

1.8

Unión

0.3

Ye de 45°, en sentido recto

0.3

Ye de 45°, salida lateral

0.8

Entrada recta a tope

0.5

Entrada con boca acampanada

0.1

Entrada con tubo entrante

0.9

Salida

1.0

de

mariposa,

Para el caso específico de las pérdidas menores causadas por las uniones entre los tubos que conforman la aducción deben tenerse en cuenta los siguientes requisitos:

210

ACUEDUCTOS 1. La pérdida de cabeza en tuberías a presión, que presenten salientes en las juntas de los tubos a lo largo del perímetro de la sección, es la suma de la pérdida de cabeza debida a la fricción, calculada como si no existieran las juntas indicadas, más las pérdidas menores debidas a la presencia de las juntas, las cuales se calculan por medio de la ecuación

V2  hs = n j ⋅ Km ⋅    2g 

(7.23)

Para lj / D < 30: Km = K0*K1

(7.24)

Km = K1

(7.25)

Para lj / D > 30:

K0 y K1 están tomados de las tablas 7.10 y 7.11 TABLA 7.10 Valores de K0 lj / D

4

8

12

16

20

24

30

K0

0.30

0.45

0.58

0.68

0.78

0.87

1.00

TABLA 7.11 Valores de K1 d/D

0.01 0.02 0.03 0.04 0.05 0.06 0.07 0.08 0.09 1.00

K1

0.01 0.03 0.06 0.09 0.13 0.17 0.21 0.26 0.32 0.38 5 5

2. Las pérdidas de cabeza debidas a las uniones de tipo campana, espigo y uniones con anillo de caucho o similar pueden considerarse como despreciables, debido a que no presentan salientes hacia el interior de la tubería. 7.3.2 ANÁLISIS DE COSTO MÍNIMO Ya sea que el sistema de aducción o conducción a presión opere a gravedad o por bombeo, debe hacerse un análisis de costo mínimo que incluya todo el conjunto de los componentes que integran el sistema de la aducción. Este análisis de costo mínimo es obligatorio para los niveles medio, medio alto y alto de complejidad. Para el nivel bajo de complejidad es recomendable el análisis de costo mínimo. Debe seguirse con lo establecido en el Título A del Ras 2000 sobre costo mínimo. 7.3.3 DIÁMETROS MÍNIMOS PARA LAS TUBERÍAS DE LA ADUCCIÓN Para la selección del diámetro de la tubería deben analizarse las presiones de trabajo, las velocidades del flujo y las longitudes de la línea de aducción. La elección del diámetro estará basada en un estudio comparativo técnico económico, mediante las técnicas de optimización que hagan que el costo anual sea mínimo.

211


Si la conducción se hace a superficie libre, el diámetro interior nominal mínimo que debe utilizarse es de 100 mm (4 pulgadas). Si la tubería trabaja a presión, el diámetro nominal mínimo que debe utilizarse es de 50 mm (2 pulgadas). 7.3.4 PRESIÓN INTERNA DE DISEÑO DE LAS TUBERÍAS La presión interna de diseño de las tuberías debe calcularse como el mayor valor que resulte entre la presión estática y la máxima sobrepresión ocurrida en el fenómeno de golpe de ariete calculada según el literal 7.3.11.10, multiplicada por un factor de seguridad de 1.3.

pMAX = MAX ( pestatica , ptransiente )

(7.26)

p Diseño = 1.3 ⋅ p max

(7.27)

La presión nominal de trabajo de las tuberías y de todos sus rios debe ser mayor que la presión de diseño calculada en la ecuación 7.27. En todo caso, la presión nominal de trabajo de las tuberías, válvulas y rios debe ser indicada por el fabricante considerando los factores de seguridad que éste considere convenientes, cumpliendo siempre con las pruebas, ensayos y normas técnicas correspondientes al material, rio y/o válvula. En el caso de que se tengan grandes presiones, siempre debe efectuarse un análisis técnico económico comparativo entre la posibilidad de adoptar tuberías de alta presión o la alternativa de disponer cámaras reductoras de presión y tuberías de menor presión. En todo caso debe verificarse que la presión resultante sea lo suficientemente amplia para alcanzar siempre las zonas más altas del trazado.

7.3.5 VELOCIDAD MÍNIMA EN LAS TUBERÍAS DE ADUCCIÓN O CONDUCCIÓN Teniendo en cuenta que el agua que fluye a través de la tubería de aducción o conducción puede contener materiales sólidos en suspensión, debe adoptarse una velocidad mínima en las tuberías. Se recomienda una velocidad mínima de 0.60 m/s, aunque este valor dependerá de las características de autolimpieza, de la calidad del agua y de la magnitud de los fenómenos hidráulicos que ocurran en la tubería.

7.3.6 VELOCIDAD MÁXIMA EN LAS TUBERÍAS DE ADUCCIÓN O CONDUCCIÓN En general no debe limitarse la velocidad máxima en las tuberías de aducción o conducción; el límite a la velocidad estará dado por la presión máxima producida por fenómenos del golpe de ariete (Véase literal 7.2.3) y para las tuberías de aducción por la erosionabilidad de la tubería. Se recomienda una velocidad máxima de 6 m/s.

7.3.7 PENDIENTES DE LAS TUBERÍAS Con el objeto de permitir la acumulación de aire en los puntos altos de la tubería y su correspondiente eliminación a través de las válvulas de ventosa colocadas para este efecto y con el fin de facilitar el arrastre de los sedimentos hacia los puntos bajos y acelerar el desagüe de las tuberías, éstas no deben colocarse en forma horizontal.

212

ACUEDUCTOS Las pendientes mínimas recomendadas son las siguientes: 1. Cuando el aire circula en el sentido del flujo del agua, la pendiente mínima debe ser 0.04%. 2. Cuando el aire fluye en el sentido contrario al flujo del agua la pendiente mínima debe ser 0.1%. 3. En este último caso, la pendiente no debe ser menor que la pendiente de la línea piezométrica de ese tramo de la tubería de aducción o conducción. 4. Cuando sea necesario uniformizar las pendientes a costa de una mayor excavación, con el fin de evitar un gran número de válvulas ventosas y cámaras de limpieza, debe realizarse una comparación económica entre las dos opciones: Una mayor excavación o mayor número de rios. 7.3.8 PROFUNDIDAD DE INSTALACIÓN Además de las recomendaciones establecidas en el literal 7.1.2 , recomendaciones de trazado, debe tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1. En todos los casos la profundidad mínima para el tendido de la línea de aducción debe ser por lo menos 0.6 metros, medidos desde la superficie del terreno hasta el lomo de la tubería. 2. El eje de la tubería debe mantenerse alejado de las edificaciones con cimentaciones superficiales 3. Debe mantenerse una profundidad mínima indispensable para la protección de la tubería y su aislamiento térmico. 4. En áreas de cultivo y cruces con carreteras, líneas de ferrocarril, avenidas, aeropuertos la profundidad mínima debe ser de 1.0 metro, con excepción de aquellos casos en que sean diseñados sistemas de protección debidamente justificados y aprobados por la empresa prestadora de servicio, con el fin de disminuir dicho valor. 5. En caso de que la tubería de aducción cruce suelos rocosos e inestables, deben tomarse las medidas de protección necesarias, tales como revestimientos de concreto simple, anclajes de concreto reforzado, etc. 6. En caso de que la tubería se tienda en zonas con pendientes altas, podrán adoptarse tendidos superficiales siempre y cuando se tengan en cuenta todos los apoyos y anclajes antideslizantes. 7. En caso de que se utilicen tuberías de PVC, necesariamente éstas deben estar enterradas, o en su defecto protegidas de los rayos ultravioleta con pintura color aluminio o blanco. 8. Cuando por la naturaleza del terreno o por otras razones sea necesario poner la tubería muy próxima a la superficie, deben preverse los elementos de protección que aseguren que la misma no estará sometida a esfuerzos o deformaciones que puedan causar roturas o afectar el funcionamiento hidráulico normal de la tubería. 9. En caso de que la línea de aducción o conducción esté sujeta a algún tipo de sumergencia temporal, debe tenerse en cuenta que podrán ocurrir levantamientos debidos a la subpresión cuando la tubería se encuentre vacía. En este caso debe preverse la colocación de las protecciones correspondientes si las características del agua freática presentan condiciones de agresividad.

213


10. En todos los casos debe verificarse que la línea piezométrica o línea de gradiente hidráulico quede ubicada, en las condiciones más desfavorables de los caudales previstos, por lo menos 2 m por encima de la clave de la tubería y por lo menos 1 m por encima de la superficie del terreno. 11. La condición anterior no debe exigirse en los tramos inicial y final del conducto ligado a un embalse o a una cámara en o con la atmósfera. 12. Siempre que sea posible deben hacerse coincidir las deflexiones verticales con las horizontales. 13. Todos los pasos sobre quebradas, ríos, canales, depresiones, otras estructuras, deben ser enterrados hasta donde sea posible, con el fin de minimizar los pasos aéreos a los estrictamente necesarios, teniendo en cuenta aspectos de seguridad, vulnerabilidad y menor costo de instalación.

7.3.9 LINEAS DE CARGA. FUNCIONAMIENTO DE LAS TUBERIAS. 7.3.9.1 Línea de carga y línea piezométrica La línea de carga referente a una tubería es el lugar geométrico de los puntos representativos de las tres cargas: de velocidad, de presión y de posición. La línea piezométrica corresponde a las alturas a que el líquido subiría en piezómetros instalados a lo largo de la misma, es la línea de las presiones. Las dos líneas están separadas del valor correspondiente al término V2/2g, esto es, energía cinética o carga de velocidad. Si el diámetro del tubo fuese constante, la velocidad del líquido será constante y las dos líneas serán paralelas.

C1

KV 2g

2

L. L.

T1

CA R PIE GA ZO ME TR ICA

2

V 2g

KV 2g

2

C2 Z T2 PLANO DE REFERENCIA

Figura 7.6 Líneas de carga y piezométrica en conducciones La cota C1 corresponde a la energía total disponible en el primer depósito (en relación al plano de referencia adoptado). La cota C2 corresponde a la carga total en el segundo depósito.

214

ACUEDUCTOS En la salida de T1 hay una perdida de carga: entrada en la tubería (0,5V2/2g); en la entrada de T2 hay una segunda pérdida local (1,0 V2/2g). Entre estos dos puntos existe la pérdida de carga por fricción, a lo largo de la tubería, representada por la inclinación de las líneas. 7.3.9.2 Consideración práctica En los problemas corrientes, generalmente se desprecia la diferencia existente entre las dos líneas (energéticas y piezométricas). En la práctica, la velocidad del agua en las tuberías es limitada. Si se itiere, por ejemplo, 0,90 m/seg como velocidad media, resulta la siguiente carga de velocidad:

V2 0 .9 2 = ≈ 0.04(4cm ) 2g 2 * 9.8 Se acostumbra por eso, para efecto de estudio de la posición relativa de las tuberías, itir la coincidencia de las líneas de carga y piezométrica. 7.3.9.3 Posición de las tuberías en relación a la línea de carga En el caso general de flujo de líquidos en tuberías, pueden ser considerados dos planos de carga: el absoluto, en el que se considera la presión atmosférica y el efectivo, referente al nivel del lugar. En correspondencia son consideradas la línea de carga absoluta y la línea de carga efectiva (esta última confundida con la línea piezométrica por la razón ya expuesta). Serán analizadas siete posiciones relativas a las tuberías: 1a. posición: Tubos situados bajo la línea de carga efectiva en toda su extensión (Figura 7.7) Para un

punto cualquiera C son definidas CC1 CC2 CC3 CC4

= = = =

Carga estática absoluta Carga dinámica absoluta Carga estática efectiva Carga dinámica efectiva

Pa = 10.33 Y

C1

PLANO DE CARGA ABSOLUTO

C2

PLANO DE CARGA EFECTIVO

C3 C4 C

LIN

EA

LIN

EA

DE

CA

RG

PIE

ZO

ME

TR ICA

CONDUCTO FORZADO

AA BS OL UT A

EF EC TIV A

V

P

215

CAPITULO 7 : CONDUCCIONES Figura 7.7 Tubo situado bajo la línea de carga efectiva

Esta es una posición óptima para la tubería. El flujo será normal y el caudal real corresponderá al caudal calculado. En los puntos más bajos de la tubería y también para posibilitar el vaciamiento cuando sea necesario. Se acostumbra llamar sifones invertidos a los tramos bajos de las tuberías donde actúan presiones elevadas 2a. Posición. La tubería coincide con la línea piezométrica efectiva carga dinámica efectiva =0 En el caso de los llamados conductos libres. Un orificio hecho en la generatriz superior de los tubos no provocaría la salida del agua. Observación importante En la práctica se debe tratar de construir las tuberías según una de las dos posiciones estudiadas. Siempre que la misma corte la línea de carga efectiva, las condiciones de funcionamiento no serán buenas; por eso, en los casos en que es impracticable mantener la tubería siempre por debajo de aquella línea, deben ser tomados cuidados especiales.

10.33m N1

PLANO DE CARGA ABSOLUTO PLANO DE CARGA EFECTIVO LINE A DE CAR LINE GA EFE A PI CTIV EZO MET AO RIC A N2 TUBERIA

Figura 7.8 Tubería coincidente con la piezométrica efectiva

3a. Posición. La tubería pasa por encima de la línea piezométrica efectiva, pero por debajo

216

ACUEDUCTOS de la piezométrica absoluta La presión efectiva tiene un valor negativo. Entre los puntos A y B sería difícil evitar las bolsas de aire. Las ventosas comunes serían perjudiciales, porque en estos puntos, la presión sería inferior a la atmosférica. A consecuencia de las bolsas de aire el caudal disminuirá.

PLANO DE CARGA ABSOLUTO 10.33m N1


LIN

EA

PIE

ZO

ME

A

TR ICA

B

Figura 7.9

AB SO LU TA E

LIN

AD EF E C EC A TIV RGA A

N2

Tubería por encima de la línea de carga efectiva y por debajo de la línea de carga absoluta

4a. Posición. La tubería corta la línea piezométrica absoluta, pero queda por debajo del plano de carga efectivo . En este caso, pueden ser considerados dos tramos de tubo con funcionamiento distinto: N1 a T, flujo en carga; T a N2 , flujo como un vertedor El caudal es reducido e imprevisible: posición defectuosa. Observación. Si la tubería estuviese por debajo del plano de carga efectiva y cortara la línea de carga efectiva, (Figuras 7.9 y 7.10) y si fuese establecida la comunicación con el exterior (presión atmosférica) en su punto más desfavorable (construyéndose una caja de paso), la tubería pasaría a funcionar como dos tramos distintos: del depósito 1 hasta el punto alto de la tubería, flujo bajo la carga reducida correspondiente a este punto. De ahí al depósito 2, bajo la acción de la carga restante.

217




T

L.

CA

RG

LIN

Figura 7.10

AA

BS OL UT A CA EF RG EC A TIV A

EA

DE

N2

Tubería por encima de la línea piezométrica absoluta pero debajo del plano de carga efectivo

5a. Posición. La tubería corta la línea piezométrica y el plano de carga efectivos, pero queda abajo de la línea piezométrica absoluta (Figura 7.11). Se trata de un sifón que funciona en condiciones precarias, exigiendo cebaje toda vez que entra aire en la tubería. 6a. Posición. Tubería por encima del plano de carga y de la línea piezométrica absoluta, pero por debajo del plano de carga absoluto (Figura 7.12). Se trata de un sifón que funciona en las peores condiciones posibles. Observación En la práctica, se ejecutan algunas veces, sifones verdaderos para atender a condiciones especiales. En estos casos son tomadas las medidas necesarias para el cebaje por medio de dispositivos mecánicos.

218

ACUEDUCTOS PLANO DE CARGA ABSOLUTO 10.33m N1


LIN E LIN A D EC EA AR DE CA GA A RG B A E SOL U FE CT TA IVA

N2

Figura 7.11

Tubería debajo de la línea de carga absoluta y corta la línea y el plano de carga efectivo

7a. Posición. La tubería corta el plano de carga absoluto. El flujo por gravedad es imposible: hay necesidad de bombear (en el primer tramo) PLANO DE CARGA ABSOLUTO 10.33m N1


LIN E LIN A D EC EA AR DE CA GA A RG B A E SOL U FE CT TA IVA N2

Figura 7.12

Tubería por encima del plano de carga y de la línea piezométrica absoluta, pero por debajo del plano de carga absoluto


219



LIN E LIN A D EC EA AR DE CA GA A RG B A E SOL U FE CT TA IVA N2

Figura 7.13 Tubería que corta el plano de carga absoluto 7.3.10 MATERIALES DE LAS TUBERÍAS DE ADUCCIÓN Y CONDUCCIÓN En relación con las características de los diferentes materiales que conforman las tuberías de aducción y/o conducción y las ventajas y desventajas de los mismos, la tabla 7.12 muestra un resumen de las características principales de los materiales más comunes. Para la selección de los materiales de las tuberías deben tenerse en cuenta los siguientes factores: 1. La resistencia contra la corrosión y la agresividad del suelo. 2. Tipo de uniones y necesidad de anclaje. 3. La resistencia a los esfuerzos mecánicos producidos por las cargas, tanto internas como externas. 4. Las características de comportamiento hidráulico del proyecto, incluyendo las presiones de trabajo máximas y mínimas, las sobrepresiones y subpresiones, causadas por golpe de ariete, etc. 5. Las condiciones económicas del proyecto. 6. Las condiciones de transporte e instalación adecuadas para el tipo de terreno que cruce la aducción. 7. La resistencia contra la tuberculización e incrustación en las tuberías. 8. La vida útil tenida en cuenta para el desarrollo del proyecto. 9. Debe elegirse el material de las tuberías teniendo en cuenta que las características de éste satisfagan las necesidades del proyecto, considerando no solamente uno o dos de los puntos anteriormente indicados, sino examinándolos en conjunto y con los costos de la inversión inicial y los costos de mantenimiento a largo plazo, así como la seguridad y la vulnerabilidad de la tubería. El diseñador debe conocer las características que presentan los distintos materiales típicamente utilizados en tuberías para conductos a presión.

Podrán utilizarse tuberías de materiales comerciales siempre y cuando se conozcan las características técnicas de esos materiales, se cumplan con las normas técnicas nacionales o internacionales y éstos sean aprobados por la empresa que presta el servicio en el municipio. La tabla 7.12 puede utilizarse como guía en el estudio de los diferentes materiales posibles. Pueden utilizarse materiales no incluidos en esta tabla siempre que se cumpla con las especificaciones de las Normas Técnicas Colombianas correspondientes, o en caso de que éstas no existan, de las normas internacionales AWWA, ISO, ASTM o DIN. Tabla 7.12 Características de las tuberías para conductos a presión Material

Diámetros comerciales

Características

Acero

Desde 50 mm

Relativamente liviana

(2 pulgadas), a Alta resistencia a la tracción pedido Adaptable a zonas donde puede haber asentamientos Resiste presiones altas Baja resistencia a la corrosión Dúctil y maleable Está sujeta a electrólisis Baja resistencia a la corrosión externa en suelos ácidos o alcalinos En diámetros grandes su resistencia a carga exterior es baja Presenta tuberculización cuando no tiene revestimiento interno Poca estabilidad estructural bajo presión negativa Diseño estructural acorde con la presión requerida Asbesto Cemento

50 a 700 mm

No sujeta a corrosión electrólitica

(AC)

(3 a 28 pulgadas) Se acartona, en suelos con alto contenido de CO2 Buena estabilidad estructural Frágil Relativamente liviana En suelos ácidos (pH inferior a 4) necesita revestimiento epoxico externo.

Concreto reforzado 250 a 1500 mm En suelos ácidos (pH inferior a 4) necesita revest. epoxico externo. con cilindro de (10 a 60 Muy resistente a cargas externas, a presión interna y a golpe de acero (C) pulgadas) ariete. O sin cilindro. Pesada Buena estabilidad estructural Diseño estructural acorde con la presión requerida

Hierro dúctil

100 a 600 mm

HD

(4 a 24 pulgadas) Buena resistencia a carga exterior o más a pedido

Muy buena resistencia a la corrosión

Medianamente liviana Medianamente dúctil Facilidad de montaje Poca elasticidad (pero mayor que el HF) Sujeta a corrosión electrolítica cuando no está revestida externamente Sujeta a tuberculización cuando no está revestida internamente

Hierro fundido

100 a 600 mm

HF

(4 a 24 pulgadas) Buena resistencia a la corrosión o más a pedido

Buena resistencia a carga exterior

Frágil Pesada Poca elasticidad Sujeta a tuberculización cuando no está revestida internamente

Polivinilo de cloruro 12.5 mm a 900 Inerte a la corrosión (PVC) mm (0.5 a 36 Liviana y de fácil manejo. pulgadas) Buena resistencia a cargas externas Temperatura máxima de trabajo 50°C Baja resistencia a la flexión Fácil de perforar para incorporar acometidas Se degrada cuando esta expuesta a los rayos solares Poliester reforzado 300 a 2400 mm con fibra de vidrio (GRP)

Inerte a la corrosión Liviana y de fácil manejo. Buena resistencia a cargas externas

Polietileno de alta 20 mm a 1200 Inerte a la corrosión densidad mm Liviana y de fácil manejo. (PE) Buena resistencia a cargas externas

7.3.11 RIOS Y ESTRUCTURAS COMPLEMENTARIAS PARA CONDUCTOS A PRESIÓN 7.3.11.1 Aspectos generales En todos los casos en que se utilizan aducciones o conducciones a presión debe analizarse la necesidad de utilización de dispositivos de protección para la línea. Estos dispositivos tendrán el objeto de controlar la sobrepresión y subpresión en los diferentes puntos de la tubería. Con el fin de garantizar el correcto funcionamiento de las tuberías deben instalarse diversos elementos, según las necesidades de cada caso. Las válvulas que serán utilizadas en la aducción o conducción, ya

sea de control por gravedad o por bombeo, deben responder a las diferentes necesidades del proyecto específico. En todos los casos debe verificarse que los rios y las estructuras complementarias colocadas a la línea de aducción a presión tengan un comportamiento adecuado con respecto a posibles problemas de cavitación; debe cumplirse con la norma técnica AWWA C550-90. 7.3.11.2 Válvulas de corte (o cierre) Estas válvulas deben localizarse al comienzo y al final de la línea. En todos los casos debe hacerse un estudio de transientes hidráulicos para la operación de las válvulas en el sistema.( Ver numeral 10.4) En caso de que la tubería, registre grandes desniveles, es necesario verificar que para la condición de cierre de la válvula de corte, la presión en el punto más bajo no supere la presión de diseño establecida en el literal 7.3.4. Además, dependiendo del nivel de complejidad del sistema debe tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1. Para los niveles bajo y medio de complejidad no deben localizarse válvulas de corte a lo largo de la línea, sino al inicio y al final de la conducción con diámetros nominales iguales al diámetro nominal de la tubería utilizada. 2. Para los niveles medio alto y alto de complejidad debe evaluarse la necesidad de instalar válvulas de corte a lo largo de la línea de conducción en sistemas por gravedad, en cuyo caso debe justificarse su instalación, analizando los aspectos técnicos que dependen de su operación, además de cumplir las exigencias de esta normatividad y de otras normas nacionales. El diámetro de la válvula será seleccionado de tal forma que la relación entre el diámetro de la tubería y el diámetro de la válvula sea aproximadamente 1.25, utilizando el diámetro comercial más cercano al valor obtenido. El diámetro de la válvula debe verificarse para evitar la creación de cavitación para flujos con altas velocidades. Debe hacerse un estudio de transientes hidráulicos para la operación de las válvulas en el sistema y debe confeccionarse un manual de operación correspondiente a dicho sistema. 7.3.11.3 Válvulas de ventosa En los puntos altos de la línea de aducción o conducción operando a presión deben colocarse ventosas con el fin de facilitar la salida del aire que eventualmente se acumula en la conducción durante su funcionamiento o cuando se proceda a su llenado. Dichos dispositivos deben permitir igualmente la entrada automática de aire durante las operaciones de descarga de la tubería o cuando el caudal de agua se disminuya por causa de una rotura, de maniobras o de paradas de flujo en la tubería. Además debe tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1. Podrá adoptarse un dispositivo único para atender la entrada y la salida de aire, siempre y cuando dicho dispositivo sea capaz de atender ambas funciones. 2. La instalación de ventosas podrá evitarse siempre y cuando haya un tanque instalado en una cota de elevación más baja que las válvulas y que las probables bolsas de aire se encuentren por lo menos 10 metros por debajo del nivel estático. Este tipo de recomendación se utilizará en los niveles bajo y medio de complejidad. 3. Dependiendo del costo y en caso de que no se dispongan válvulas purgadoras de aire, para los niveles bajo y medio de complejidad puede considerarse la instalación de otras opciones técnicas. Para los niveles medio alto y alto de complejidad será obligatorio el uso de ventosas. 4. Las ventosas tendrán los siguientes diámetros mínimos:

a) Para tuberías con diámetro nominal menor o igual a 100 mm (4 pulgadas) el diámetro mínimo será de 50 mm (2 pulgadas) b) Para tuberías con diámetro nominal mayor que 100 mm (4 pulgadas) el diámetro mínimo de las ventosas será de 75 mm (3 pulgadas). 5. Toda válvula de ventosa debe poder aislarse de la tubería principal por medio de una válvula de corte. 6. Cada ventosa debe estar protegida con una cámara de inspección accesible, con su respectivo drenaje y completamente asegurada. 7. Los dispositivos de entrada de aire deben localizarse de tal modo que no se introduzca agua extraña al sistema; En caso de una aducción de agua cruda o conducción de agua potable, los dispositivos previstos deben instalarse de tal manera que sus aperturas se sitúen por lo menos 1 metro por encima del nivel máximo de agua que pudiera acumularse en el sitio de la ventosa. 8. Deben disponerse puntos intermedios para la entrada de aire en la tubería cuando la línea piezométrica, o la línea de gradiente hidráulico correspondiente a la descarga de un tramo de conducto durante operaciones de mantenimiento y/o reparación, se sitúe por debajo de éste, de forma tal que cause problemas de discontinuidad en la columna líquida o problemas de posible colapso de la tubería por aplastamiento. 9. Como dispositivos automáticos para la entrada o salida de aire pueden utilizarse los siguientes: a) Ventosas simples para la descarga del aire acumulado durante el proceso normal de la aducción. b) Ventosas de doble efecto para la descarga del aire acumulado durante el llenado y durante la operación normal de la aducción, y para la entrada de aire en las operaciones de descarga de agua. c) Válvula de retención para la entrada de aire durante las operaciones de descarga de agua. d) Tubos verticales o chimeneas cuando su extremidad superior pueda situarse por encima de la línea piezométrica o la línea de gradiente hidráulico o máxima, para la entrada de aire. 10. Debe adoptarse un paso lateral (by-) que una ambos lados de la ventosa intermedia. Este paso debe estar dotado de una válvula de corte propia cuando: a) La válvula intermedia se localice en tramos descendentes de la tubería y su abertura no pueda realizarse sin causar perjuicios a su estructura. b) La válvula intermedia sea del tipo compuerta y la presión en el punto en que estuviese instalada cause un empuje superior a 20 kN. 11. Las válvulas de ventosa deben cumplir con la Norma Técnica Colombiana correspondiente, o en su defecto, con la norma AWWA C512. Puntos estratégicos de instalación -

En el punto más alto de una línea (finaliza un ascenso y comienza un descenso). Espaciadamente en una línea que solamente asciende. Espaciadamente en una línea que solamente desciende. Al principio y final en líneas extensas dispuestas horizontalmente. En el punto de cambio de dirección de una línea ascendente o de una descendente.

Algunos tipos de ventosas En nuestro medio se han desarrollado ventosas de alto, mediano y bajo costo; algunas de ellas se

muestran en la Figuras 7.15 . Se ha elaborado y patentado un tipo de ventosas de PVC con buen funcionamiento e innegable ventaja desde el punto de vista económico.

Ventosa Ventosa

Valvula

Niple Galápago

Purga

Tubo de conducción

Figura 7.14 Localización de ventosas y purgas

Tapón 88 mm PVC

Tubo PVC 3/4"

Esfera

Niple AG

Niple AG

Entrada de aire

Figura 7.15 Ventosa en PVC

Figura 7.16 Ventosa en HF de acción sencilla 7.3.11.4 Válvulas de desagüe o purga Son válvulas instaladas lateralmente en todos los puntos bajos de la conducción para permitir la limpieza de la tubería, extrayendo el material que se haya podido acumular en estos puntos. Todas las válvulas deben colocarse en cajas sobre una base adecuada de concreto o mampostería, de tal forma que las operaciones de inspección y reposición se faciliten( ver numeral 10.4) . En estos casos debe tenerse en cuenta los siguientes aspectos: 1. La descarga debe permitir la eliminación de toda el agua contenida en la tubería de aducción. 2. Se recomienda que el diámetro de la tubería de desagüe esté entre 1/3 y 1/4 del diámetro de la tubería principal, con un mínimo de 75 mm (3 pulgadas), para tuberías mayores a 100 mm (4 pulgadas). Para diámetros menores debe adoptarse el mismo diámetro de la tubería principal. 3. Cada válvula debe estar protegida con una cámara de inspección accesible con su respectivo drenaje. 4. Si la velocidad de salida en la válvula de purga es muy alta, debe colocarse una estructura de disipación de energía. 5. El dimensionamiento de la descarga debe hacerse teniendo en cuenta los siguientes puntos: a) La obtención de una velocidad mínima que sea compatible con la remoción del material sedimentado en su interior, durante por lo menos el primer minuto de descarga. b) Que el tiempo máximo para la descarga sea impuesto por las condiciones de operación. c) El caudal máximo permitido por el sistema de recepción del agua descargada. 6. Las válvulas de purga serán de compuerta o mariposa y deben cumplir con la Norma Técnica Colombiana correspondiente, o su equivalente AWWA, ASTM, DIN, ISO o cualquier norma internacional equivalente.

Tee

Anclaje

Tubería principal

Válvula purga Cajilla

Figura 7.17 Esquema instalación de válvula Purga 7.3.11.5 Válvulas de cheque En las tubería de aducción por bombeo (líneas de impulsión) deben colocarse válvulas de cheque o de retención con el fin de evitar el retroceso del agua, con el consiguiente vaciado del conducto y posibles daños en las bombas o posibles aplastamientos de la tubería. Estas válvulas se usan con el objeto de evitar los esfuerzos excesivos en las bombas debido al golpe de ariete( ver numeral 10.5) . Esto no quiere decir que estas válvulas eliminen el efecto de este fenómeno, sino que únicamente lo atenúan. 7.3.11.6 Válvulas de protección contra golpe de ariete Este tipo de válvulas deben instalarse en tuberías de aducción por bombeo, sometidas a riesgos de sobrepresiones por golpe ariete, sobre la línea de impulsión, con el fin de proteger las bombas y las tuberías correspondientes. La válvula está diseñada de tal manera que puede abrirse automáticamente y descargar al exterior cuando la presión en el sistema es mayor que aquella con la que fue calibrada lográndose con ello el abatimiento de la línea piezométrica. El cierre de esta válvula también es automático y se logra cuando la presión en la línea llega a ser menor que la de su ajusta o calibración. De acuerdo con lo anterior, el empleo de esta válvula dependerá de la magnitud de las presiones que se tengan debidas al golpe de ariete y de las consecuencias que surjan al haber hecho un estudio económico, considerando la posibilidad de emplear elementos ( tuberías, válvulas, etc,) resistentes a las presiones que se van a presentar. Podrán utilizarse válvulas reductoras de presión, caso en el cual, éstas deben estar especificadas según la norma AWWA C 506, o la NTC correspondiente. 7.3.11.7 Cámaras de quiebre Estas cámaras tienen por objeto reducir la presión aguas abajo de las mismas hasta el valor de la presión atmosférica, con el fin de limitar las presiones en las instalaciones localizadas aguas abajo. Deben instalarse este tipo de cámaras cuando se haya seleccionado como alternativa óptima una tubería de baja presión, acompañada por este tipo de elementos. Como opción se permite la eliminación de las cámaras de quiebre, manteniendo siempre la tubería adecuada para soportar las presiones máximas más los factores de seguridad mencionados anteriormente a lo largo de toda la tubería. Se colocarán en aquellos puntos en que la tubería o parte de ella queda sometida a presiones mayores que la soportaría determinada clase de tubería. Son estructuras destinadas a reducir la presión relativa a cero (P se anula). Son cámaras pequeñas de 1,4 m de alto, 0,8 m de ancho y 1,4 m de largo divididas en dos cámaras

mediante un tabique sobre el cual se desborda el gasto de entrada. Figura 7.18

PERFIL

REBOSE

1.4 A

A

0.8

0.6 LIMPIEZA

1.4

1.4 PLANTA

CORTE A-A

Figura 7.18 Planta y corte cámara de quiebre de presiones

7.3.11.8 Viaductos Se podrá dejar la tubería superficial en los puntos bajos y al atravesar cauces, siempre y cuando se provean las obras de arte necesarias para garantizar la estabilidad del conducto y ofrecer una protección sanitaria adecuada. Para el paso de hondonadas, ríos, etc., se utiliza el viaducto. El más común es el cable parabólico sobre el cual van colocados los pendolones y estos sostienen la tubería (empleada para longitudes grandes). Este tipo de estructura tiene desplazamientos longitudinales y laterales. El longitudinal se soluciona colocando anclajes que rodean la estructura y uniones o juntas de expansión. Para el movimiento lateral se colocan tirantes que se fijan.

Existen también estructuras en concreto sobre la cual se apoya la estructura (Figura 7.19).

Figura 7.19 Viaducto en cable parabólico 7.3.11.9 Anclajes Para soportar los esfuerzos a que quedan sometidos los codos se deben proyectar anclajes. Se diseñarán en todo cambio de dirección para absorber los esfuerzos producidos por la presión estática y la centrífuga (Figura 7.20). En las líneas de aducción o conducción mediante tuberías a presión, deben preverse y proyectarse los anclajes de seguridad necesarios, ya sea en concreto (ciclópeo, simple o reforzado) o metálicos, de tal forma que se garantice la inmovilidad de la tubería en los siguientes casos: 1. 2. 3.

En tuberías expuestas a la intemperie, que requieran estar apoyadas en soportes, o unidas a formaciones naturales de rocas (mediante anclajes metálicos) . En los cambios de dirección tanto horizontales como verticales, de tramos enterrados o expuestos, siempre que el cálculo estructural lo justifique. En puntos de disminución de diámetro o dispositivos para el cierre o reducción del flujo de conductos discontinuos.

Anclaje en pendientes fuertes En las pendientes fuertes hay tendencia del relleno al deslizamiento, y puede arrastrar consigo la tubería, en estos casos basta apisonar muy bien en capas de 10 cm, hasta llegar al nivel natural del terreno. Si por alguna razón se teme un deslizamiento debe construirse bloques de anclaje de manera que queden apoyados en el terreno firme que no ha sido excavado. Estos bloques de anclaje pueden hacerse cada dos tubos (12 m). Construcción de los anclajes Los bloques de anclaje se construyen generalmente de concreto, localizados entre el rio y la parte firme de la pared de la zanja.

En cuanto a las proporciones de la mezcla que se debe utilizar deberá ser consultada con el ingeniero; normalmente la relación es (1:2:4), debiendo usar arena y gravilla lavadas; para bloques de anclaje de tubería PVC en diámetros hasta de 8'' no es necesario usar formaleta especial; basta elaborar la mezcla y colocarla lo más seca posible, de tal manera que sea fácil darle la forma adecuada, con la base más ancha contra la pared de la zanja. Es conveniente y necesario que el bloque no cubra las campanas o las uniones de los rios. Para diámetros mayores de 8'' se debe considerar las presiones. Anclaje de los rios Cuando una línea de tubería está sometida a presión interna y tiene un extremo curvado; se presentará allí un empuje igual al producto de la presión del agua por el área de la sección transversal de la tubería. Los fluidos a presión ejercen fuerzas de empuje en los sistemas de tuberías; por lo cual el sistema debe empotrarse o bloquearse con el fin de contrarrestar las fuerzas de empuje ejercidas por el fluido e impedir movimientos de la tubería que producirán una ruptura o debilitamiento de la tubería y/o rios. El tamaño o tipo del empotramiento (bloque) depende de : -

Presión del sistema Diámetro de la tubería Tipo de rio Resistencia del terreno o medio circundante del sistema Dirección de la tubería (horizontal o vertical)

Cálculo del empuje En la mayoría de los casos, dada la importancia del empuje debido a la presión del agua, puede despreciarse la fuerza centrífuga, con base en esto, la ecuación que permite el cálculo del empuje es:

E = 2 * S * P * Sen( θ 2)

(7.28)

Donde: S= P= θ= E=

Area de la sección transversal Presión unitaria interna (estática) Angulo de deflexión Empuje

Tabla 7.13 Fuerza de empuje en lb por cada 100 psi FUERZA DE EMPUJE EN Lb POR CADA 100 PSI EN EL SISTEMA (RIOS) Tees,

Diámetro

Codo 90°

Codo 45°

tapones, válvulas

4''

1.800

1.100

1.300

6''

4.000

2.300

2.900

8''

7.200

4.100

5.100

10''

11.200

6.300

7.900

12''

16.000

9.100

11.300

Ejemplo 7.4 Calcular la fuerza de empuje ejercida sobre un codo de 90° de 8'', si la presión en el sistema es de 150 PSI.

FE =

150 * 7200 Lbs = 10800 Lb = 5 Tn 100

Por lo tanto el bloque o empotramiento para contrarrestar el empuje debe calcularse para un mínimo de 5 toneladas. Ahora bien, el terreno donde está instalada la tubería influye en el tamaño (área) del bloque o empotramiento. Cálculo del bloque de anclaje Siempre que sea posible debe transmitirse el empuje al terreno ya sea horizontalmente a la pared de la zanja o verticalmente al fondo de la misma, por medio de un bloque de concreto de un área de o tal, que distribuya las cargas adecuadamente. La ecuación sería:

A=

FE FD

Donde : FE = FD =

Fuerza de empuje Factor de deslizamiento

En el caso de anclaje horizontal, es conveniente que el bloque esté mínimo 60 cm bajo la superficie del terreno. En la Tabla 7.14 se dan valores de FD del terreno, con los que puede calcularse. Nota: El esfuerzo horizontal isible (Factor de deslizamiento) FD es aproximadamente la mitad del vertical isible.

Tabla 7. 14 Factor de deslizamiento Factor de deslizamiento (Lb/pie 2)

Terreno Pantanoso Blando (barro) Arena Arena y piedra Arena, piedra y barro Arena y piedra cimentados con barro Medio compacto y fuerte (Concreto)

0 500 Aprox 1000 Aprox 1500 Aprox 2000 Aprox 4000 Aprox 5000 Aprox

Cálculo del área de anclaje

Área de anclaje (Pie 2 ) =

Pr esión sistema (PSI) * Fuerza por cada 100 PSI 100 PSI * Fuerza de deslizamiento (Lb pie 2 )

Ejemplo 7.5 Un codo 90° de 4'' trabajando a 60 PSI máximo en arena

Área =

60 1800 * pie 2 = 1.08 pie 2 100 1000

1. Tee en la línea de conducción

2. Cruz usada como Tee en la línea de conducción

3. Codo en cambio de dirección

4. Redducción para cambio de diámetro

5. Tee usada como codo para cambio de dirección

6. Cruz usada como codo para cambio de dirección

7. Cambio de dircción horizontal o vertical

IA

BL E

D

W

L

R

T

VA

R

5

Figura 7.20 Puntos de anclaje de acuerdo al rio y área de apoyo Se proveerán anclajes o atraques para evitar el desplazamiento de la tubería en las pendientes pronunciadas. 7.3.11.10 Golpe de ariete Se produce cuando el flujo es detenido rápidamente, por ejemplo al cerrar una válvula o por el paso cuando deja de funcionar una bomba (válvula cheque) en una conducción. Al diseñar una tubería se debe tener en cuenta que la presión a que trabaja (si se utilizan válvulas en conducción) no sea mayor que la isible de la misma; por tanto es necesario tener en cuenta la sobrepresión producida por el golpe de ariete. En el dimensionamiento de las aducciones o conducciones a presión debe hacerse un análisis del golpe de ariete, para el cual deben seguirse los criterios y aspectos que se señalan a continuación. Análisis del golpe de ariete El análisis del golpe de ariete debe considerarse en los siguientes casos : 1. Proyectos de nuevas tuberías por bombeo. 2. Proyectos de nuevas tuberías por gravedad. 3. En las instalaciones existentes en las que se diseñen ampliaciones debido a un aumento en la demanda, en las que se coloquen bombas nuevas, en las que se hagan nuevos tanques o embalses o en las que existan variaciones de presión en cualquier sección de la línea de aducción o conducción. 4. En las instalaciones existentes cuando hay cambios en las condiciones normales de operación y en

las condiciones excepcionales de operación. 5. En las instalaciones existentes que van a ser incorporadas a un nuevo sistema, aún cuando no sufran modificaciones de ninguna naturaleza. Para el estudio del golpe de ariete deben probarse diversos dispositivos de control, con el fin de seleccionar aquel que ofrezca la mayor protección posible por el mismo costo. Los dispositivos que pueden ser considerados para el control del golpe de ariete son : Válvulas de retención, válvulas con una o dos velocidades de cierre, válvulas de alivio, cámara de aire bajo presión, ventosas de doble efecto, tanques de compensación unidireccionales, almenaras, volantes, tanques hidroneumáticos y rotación en sentido inverso de las bombas centrífugas con cierre lento de válvulas. Condiciones para el cálculo del golpe de ariete El análisis del golpe de ariete en las tuberías de aducción o conducción debe hacerse para las condiciones normales de operación, deben tomarse medidas preventivas para las condiciones excepcionales de posibles emergencias o por la falta de dispositivos de protección. Dichas condiciones para los diferentes tipos de aducción o conducción son las siguientes: a) Condiciones normales de operación por bombeo En las aducciones o conducciones por bombeo se consideran como condiciones normales de operación: • El funcionamiento adecuado de los dispositivos de protección y control de golpe de ariete previsto desde la etapa de diseño. • La interrupción súbita del bombeo. • El inicio del bombeo. • Las maniobras de cierre o apertura de válvulas de control o de cierre existentes en la línea. • La ocurrencia de las condiciones establecidas en el segundo ítem en todas las estaciones de bombeo de un sistema complejo. b).

Condiciones excepcionales en aducciones o conducciones por bombeo. • • • • •

c).

En los sistemas por bombeo se consideran como condiciones excepcionales las siguientes : La falla en cualquiera de los dispositivos de protección y control del golpe de ariete. Las maniobras inadecuadas en las válvulas, en desacuerdo con las reglas de operación especificadas para el proyecto. La ruptura de la tubería en la sección de máxima presión bajo régimen de flujo permanente. El cierre retardado de una de las válvulas de retención de la descarga de las bombas antes o simultáneamente con la máxima velocidad de reversa, ocurrida posteriormente a la interrupción del bombeo. Condiciones normales de operación en aducciones o conducciones por gravedad

Se consideran como condiciones normales de operación en flujo a presión por gravedad: • •

El funcionamiento adecuado de los dispositivos de protección y control contra el golpe de ariete previstos desde la etapa de diseño. Las maniobras de cierre y apertura de las válvulas de control y de cierre existentes en las tuberías de aducción.

d).

Condiciones excepcionales en aducciones o conducciones por gravedad.

Las condiciones excepcionales en flujo a presión por gravedad son: • • •

La falla en cualquiera de los dispositivos de protección y control contra el golpe de ariete. Las maniobras inadecuadas de las válvulas, en desacuerdo con las reglas de operación especificadas en el diseño del proyecto. La ruptura de la tubería de aducción o conducción en la sección de máxima presión bajo un flujo permanente.

Presiones máximas y esfuerzos a ser absorbidos. En las tuberías a presión que incluyan los dispositivos de control enumerados en el 7.3.11.6 las presiones internas máximas en la tubería no podrán exceder los siguientes valores: 1.

Para las condiciones normales de operación, las presiones internas no podrán exceder el valor de la presión isible para cada material y para cada clase de tuberías y de conexiones, juntas, bombas, válvulas y todos los demás rios presentes en la tubería.

2.

En las condiciones de operación excepcional, el valor de 1.5 veces la presión isible obtenida para cada material y para cada uno de los rios colocados en la tubería de aducción.

3.

En las condiciones normales y excepcionales, las presiones utilizadas para el cálculo de los empujes aplicados a las estructuras de anclaje de las tuberías, conexiones y equipos.

La presión isible a que se refiere el presente literal es, para el caso de los materiales metálicos, la presión que produce la máxima tensión de tracción de 0.5 veces el esfuerzo de fluencia o el esfuerzo límite de resistencia de los materiales de los que están hechas las tuberías, las conexiones y los rios. En los demás casos, es la presión de ensayo hidráulico de las tuberías, dividida por un coeficiente de seguridad no inferior a 2.5. Si las tuberías, las conexiones y demás rios ya tienen definidas por norma su presión y esfuerzo máximos isibles, estos valores serán los utilizados en el presente literal. En ningún caso la presión de ensayo hidráulico podrá superar la presión dada por la ecuación 7.26 En aquellas instalaciones que sean proyectadas sin dispositivos de control, los esfuerzos originados por el fenómeno del golpe de ariete no podrán ser absorbidos por el material del que están hechas las tuberías y las conexiones, ni por las juntas, los anclajes, los rios y los equipos de la instalación, a menos que se verifiquen las siguientes condiciones: 1. Las presiones internas máximas debidas al flujo no permanente sean inferiores a las presiones de servicios especificadas para cada tipo de material y clase de tubería, conexiones, rios, equipos y todo tipo de juntas. 2.

No existen condiciones de operación excepcionales o de emergencia.

3. La presión interna máxima no excede 1.25 veces la presión de servicio en fenómenos transientes que ocurran máximo dos veces por año.

En todos los casos arriba citados deben estar justificado el costo mínimo y la seguridad con relación a los costos que se obtendrían dotando la instalación de dispositivos de control de golpe de ariete y de seguridad.

Presiones mínimas Las presiones mínimas debidas al fenómeno del golpe de ariete, que ocurran en cualquier sección en la tubería de aducción, deben ser mayores que la presión subatmosférica isible. En las condiciones normales de operación para cualquier tipo de tubería y de material utilizado, la presión absoluta mínima isible está dada por la presión absoluta de vapor del agua a temperatura ambiente restada de la presión atmosférica local. En la tabla 7.15 se muestran los valores de la presión absoluta de vapor de agua para diferentes temperaturas. Tabla 7.15 Presión de vapor del agua Temperatura (°C) 0 5 10 15 20 25 30 40 50

Presión de vapor (kPa) 0.61 0.87 1.23 1.70 2.34 3.17 4.24 7.38 12.33

Para tuberías de pared delgada compuestas de materiales flexibles, tales como metales o plásticos, la presión subatmosférica mínima isible está definida por la presión de colapso estructural del tubo, siempre y cuando su valor sea superior a la presión mínima isible establecida en el párrafo anterior para cualquier condición de operación. Celeridad de la onda de presión La celeridad de la onda de presión causada por el golpe de ariete es función entre otras, de el módulo de elasticidad del material en el que está elaborada la tubería. La sobrepresión máxima debida al golpe de ariete se analizará, teniendo en cuenta las condiciones de diseño. Cuando se calcula el golpe de ariete la válvula que hay que analizar es la más desfavorable y es aquella que está a mayor profundidad al tanque de donde sale el líquido. La fórmula de Joukowski para la celeridad de la onda de presión en una tubería es:

E c= 1+

ρ

(

E ⋅ D ⋅ 1 − µ 2p

)

(7.29)

Ep ⋅ep

El numerador de la ecuación 7.29 es la celeridad de la onda elástica en el fluido. EL módulo de elasticidad del volumen de agua E = 2.03 * 10 5 . En el agua la celeridad de la onda será 1.425 m/seg . Para calcular la celeridad de la onda de presión puede tomarse como referencia los valores indicados en tabla 7.16 TABLA 7.16 Módulo de elasticidad para materiales de tuberías Material

Módulo de elasticidad Ep (GPa)

Acero Hierro dúctil Cobre Bronce Aluminio PVC Fibra de vidrio reforzada (radial) Fibra de vidrio reforzada (axial) Asbesto cemento Concreto Polietileno corto plazo Polietileno largo plazo

206.8 165.5 110.3 103.4 72.4 2.75 10-33 8.96 23.4 3.9 (f´c)1/2 0.9 0.2

Los valores de otros materiales deben ser especificados por el fabricante. La velocidad de propagación de onda puede calcularse, cuando el fluido es agua, con la fórmula de allievi:

C=

9.990 K*d 48.3 + e

Donde: K = coeficiente del material del conducto = 1010/ E tubería d = diámetro interno del conducto (m) e = espesor del conducto (m) Para tubos de acero, K = 0.5 Para tubos de hierro fundido K = 1.0 Para tubos de concreto = K = 5.0

(7.30)

Para tubos de Asbesto- cemento K = 4.4 Para tubos de plásticos K = 18 Dada la complejidad del fenómeno del golpe de ariete, el cálculo de éste no puede quedar circunscrito a la aplicación de la fórmula anterior, sino que debe ser analizado con detenimiento en el proceso de diseño de la conducción, teniendo en cuenta los diferentes errores o fallas que se puedan presentar en su operación como: Cierre instantáneo de una válvula, falla eléctrica en una estación de bombeo afectando la tubería de impulsión, cierre o apertura rápida de una compuerta, cambio de dirección del flujo, etc.

7.4.1 FASE O PERÍODO DE LA TUBERÍA Es el tiempo que la onda de sobrepresión va y vuelve de una extremidad a otra.

T =

2L C

(7.31)

El tiempo de cierre de una válvula (t) es un importante factor, ya que la forma como se produzca el golpe de ariete depende de esta situación.

Si t <

2L C

(t) Cierre rápido, sobrepresión máxima

L−

HA =

C *V g

C *t 2

Ha =

(velocidad media)

C *V g

L Si t >

HA =

2L C

(t) Cierre lento, sobrepresión máxima

2 LV g* t

(fórmula aproximada)

Ha =

2 LV g *t

Si se quiere una mayor aproximación en el cálculo de la sobrepresión deberá aplicarse el método gráfico de Angus. Para reducir el golpe de ariete en conducciones las válvulas deben cerrarse en un tiempo mayor que 2L/C. tc > 2L/C Casos Especiales: Conducción con tramos de diferentes características

Pueden ser: -

Conducciones con tramos de diferente diámetro. Conducciones con tramos de diferente material. Conducciones con diferente diámetro y/o material.

En estos casos se tienen diferentes valores para las variables que son función del diámetro o de las características de las tuberías: a) La celeridad C b) La velocidad de flujo permanente: Vo Solución: La sobrepresión se calcula con valores de V y C equivalentes que se calculan por las siguientes ecuaciones:

Velocidad equivalente.........Ve =

Celeridad equivalente.........Ce =

∑ Li * Vi ∑ Li * Ai

Q

∑ Li ∑  Li C 

(7.32)

(7.33)

i

Métodos de cálculo del golpe de ariete en sistemas por bombeo En sistemas que operen por bombeo, el estudio del golpe de ariete debe ser hecho utilizando el método de las características o algún método de elementos finitos, considerando la columna de agua como elástica, siempre que ocurran las siguientes condiciones, ya sea parcial o totalmente: 1. 2. 3. 4. 5. 6. 7. 8.

Separación de la columna en las secciones del perfil de la tubería de cotas más elevada. Longitud de la tubería inferior a 20 veces la altura piezométrica total media en la sección de salida de las bombas. Velocidad media máxima en las secciones de la aducción superior a 1.0 m/s. Posible falla de cierre de las válvulas a la salida de las bombas. Presiones actuantes que excedan los 2/3 de la presión isible especificada para cada clase de tuberías, conexiones y rios. Que el tiempo para alcanzarse el inicio de la reversión de la bomba sea menor que el tiempo del período de golpe de ariete. Que el tiempo de cierre de la válvula de control sea menor que el período de golpe de ariete. Que el tiempo de cierre de las válvulas automáticas sea menor que 20 segundos.

En las instalaciones por bombeo en las que la tubería de la succión es corta o la pérdida de cabeza a lo largo de la tubería de impulsión puede ser despreciada para efecto del golpe ariete, o las bombas son centrífugas y están equipadas con válvulas de retención en las secciones de salida y/o la paralización de las bombas ocurre por una interrupción en el suministro de energía eléctrica, el cálculo del golpe de ariete puede hacerse por el método de las características, el método de los elementos finitos, utilizando ambos la teoría de columna elástica, o mediante el análisis del golpe de ariete por columna rígida, exceptuando lo establecido en los dos siguientes casos:

1.

2.

El método de cálculo del golpe de ariete no es válido si las líneas piezométricas trazadas con las cargas piezométricas mínimas obtenidas antes y después de anularse el caudal de las bombas determina presiones inferiores a las presiones atmosféricas en las secciones de tubería de impulsión donde hubiera ventosas, o inferiores a la presión de vapor del líquido a temperatura ambiente en la secciones sin ventosas; en tal caso en el cual ocurriría la separación de la columna de agua. El método de cálculo podrá ser utilizado para determinar si hay ocurrencia de separación de la columna de agua, lo mismo cuando en la salida de las bombas estén previstos rios antigolpe de ariete distintos de las válvulas de retención desde que sea trazada una línea piezométrica con una carga mínima obtenida antes de anular el caudal de las bombas.

Métodos de cálculos del golpe de ariete en aducciones por gravedad En las tuberías de aducción o conducción que operen por gravedad, el cálculo del golpe de ariete debe ser hecho por el método de las características o por el método de los elementos finitos, utilizando la teoría de columna elástica, siempre que las siguientes condiciones fuesen susceptibles de ocurrir parcial o totalmente: 1. 2. 3. 4. 5.

Separación de la columna en las secciones del perfil de la aducción de cotas más elevadas, en caso de posibles rupturas o durante maniobra de válvulas para operaciones de emergencia. Necesidad de alivio del tiempo mínimo de cierre de válvula para interrupción del flujo para las condiciones normales y las operaciones de emergencia. Maniobra de válvula de control de caudal con grandes variaciones de velocidad en el tiempo. Encendido y apagado de las bombas conectadas a la aducción. Las presiones internas actuantes exceden los 2/3 de la presión isible especificada para cada clase de tubería, conexiones y rios.

Elevación de la presión en cualquier sección de la tubería, por medios mecánicos elevadores de presión. Dispositivos de control para golpe de ariete Dentro de los estudios que se realicen para analizar el transiente hidráulico, se deben incluir los correspondientes a los diferentes dispositivos utilizados para controlar el golpe de ariete de tal forma que se pueda seleccionar la mejor alternativa técnica y económica. Los dispositivos más comunes que pueden ser considerados para el control del golpe de ariete son: válvulas de alivio, válvulas de aire de doble efecto, almenaras de equilibrio, volantes de inercia, válvulas de retención, tanques de amortiguación en una dirección, cámaras de aire sobre presión, tanques hidroneumáticos y rotación en sentido inverso de las bombas centrífugas con cierre lento de válvulas. Se debe tener en cuenta que los análisis de transientes hidráulicos se hacen para condiciones normales de operación y posibles condiciones de emergencia. 7.5 CRITERIOS PARA EL DISEÑO Para el diseño de una línea de conducción por gravedad deben tenerse en cuenta los siguientes criterios: 7.5.1 CARGA DISPONIBLE O DIFERENCIA DE ELEVACIÓN

Generalmente la carga disponible viene representada por la diferencia de elevación entre la obra de captación (bocatoma-presa-desarenador) y el tanque de almacenamiento (N máximo).

Caso 1. Diámetro uniforme La carga total H es gastada por un solo diámetro lográndose un diseño adecuado (Figura 7.16).

Ll

Øl

Figura 7.16 Conducción con diámetro uniforme Ejercicio 7.6 Calcular el diámetro de la conducción para una tubería de asbesto cemento (C = 140) que ha de transportar un caudal de 20 l/seg. Longitud real conducción =1000 m, diferencia de elevación, H = 59 m. rios en la conducción: 2 codos de 45° 2 codos de 90 ° 2 Válvulas de compuerta abierta

K = 0.4 K = 0.8 K = 0.2

Entrada común Salida

K = 0.5 K=1

Se dejará por razones prácticas en la descarga una presión de 2 m la cual se traduce en velocidad de descarga a la atmósfera. La consideración anterior es buena para evitar que la línea de carga corte la tubería antes de la descarga y se produzca disminución del gasto. Cabeza disponible a perder = 59 – 2 = 57 m. Entonces carga disponible =

59 -2 /1000 = 0.057 m/m = 5.7 m/100m.

  0.020 D= 0.54   0.2785 * 140 * (0.057 ) 

1

2.63

= 0.101 ≅ 4"

Del anexo 1 para tubería AC C =140 y Diámetro 4” se tiene j = 5.56 m/100 m v = 2.47 m/seg. V2/2g = 0.3105 m

y

Por lo tanto se tendrá un solo diámetro Perdidas menores hm = (0.5 + 2 * 0.4 + 2 * 0.8 + 2 * 0.2 +1 ) V2/2g = 4.3 *0.3105 =1.33m. Pérdidas totales = 55.6 +1.33 = 56.93 m valor muy cercano a los 57 m disponibles a perder. Caso 2. Diámetros variables (combinación) Un diseño ajustado a esta diferencia de carga, logra aprovechar la energía con una combinación de diámetros (θ, y θ2) cuya suma de pérdidas de carga fuese equivalente a H lográndose así el diseño más económico (Figura 7.17).

Figura 7.17 Conducción con diámetros variables

Ejercicio 7.7 Desarrollar el ejercicio anterior para las siguientes condiciones H = 37 m. Y L=1000m rios: 2 codos de 45o en los primeros 400 m 3 codos de 90o en los últimos 300 m 2 válvulas una a la entrada y una a la salida

Cabeza disponible a perder = 37 – 2 = 35 m. Entonces carga disponible =

  0.020 D= 0.54   0.2785 * 140 * (0.035) 

35 /1000 = 0.035 m/m = 3.5 m/100m. 1

2.63

= 0.112m = 4.4"⟩ 4"

De existir un diámetro comercial de 4.4” sería el diámetro económico de la línea de aducción ya que con este se consumiría por pérdidas por fricción la totalidad de la carga disponible que es igual a 35 m. Sin embargo , los diámetros comerciales más aproximados son uno inferior y otro superior al teórico calculado o sea de 4” y 6”. Con el diámetro de 4” se producirá una pérdida de carga superior a la disponible y con la de 6 se producirá una inferir. Por lo tanto se utilizara una combinación de diámetros. En la figura 7.17 se observa L1 + L2 = L ;

H1 + H2 = H o bien j1 * L1 + j2 * L2 = H

Del Anexo 1 para tubería AC C =140 Q = 20 lt/seg Diámetro 4” se tiene j = 5.56 m/100 m v = 2.47 m/seg. Diámetro 6” se tiene j = 0.77 m/100 m v = 1.10 m/seg.

y V2/2g = 0.3105 m y V2/2g = 0.0613 m

L1 + L2 = 1000 m j1 * L1 + j2 * L2 = 35 m. 35 m = 0.0077 ( L – L1 ) + 0.0556 * L1 = 0.0077 L – 0.0077 L1 +0.0556 L1

L1 =

35 − 0.0077 * 1000 = 569.93m 0.0556 − 0.0077

L2 = 430.07 m Verificación de pérdidas Tramo de 6”: Perdida por contracción de 6 a 4” K = 0.3 Perdidas menores hm = ( 0.5 + 1* 0.2 + 2 * 0.4 +0.3 ) 0.0613 = 0.11 m Tramo de 4”: Perdidas menores hm = ( 3 * 0.8 + 1 * 0.2 + 1 ) 0.3105 = 1.11 m. Perdidas totales menores = 0.11 +1.11 = 1.22 m.

Con este valor se debe verificar nuevamente las longitudes reales de tuberías en cada uno de los diámetros. H = j1 * L1 + j2 * L2 = 35 – 1.22 = 33.78 m 33.78 m = 0.0556 * L1 + 0.0077 ( L – L2 )

L1 =

33.78 − 0.0077 * 1000 = 544.46m Para 4” 0.0556 − 0.0077

L2 = 455.54 m Para 6” Caso 3. Existencia de puntos críticos Una línea de conducción debe aprovechar al máximo la energía disponible para conducir el gasto deseado, lo cual conduce en la mayoría de los casos a la selección de diámetros mínimos que satisfaga la capacidad y que permitan presiones iguales o menores que la resistencia que soportaría el material. Una combinación de diámetros θ1, θ2, θ3 se hace necesaria para pasar entre puntos críticos y cuya suma de pérdidas de carga fuese equivalente a H, dando diseños económicos (Figura 7.18)

j1

H1 j2

H2

L1 Ø1

H L2 Ø2

j3

H3

L3 Ø3

Figura 7.18 Conducción con diámetros variables y existencia de puntos críticos 7.5.2 GASTO DE DISEÑO Para los niveles bajo y medio de complejidad igual 1 QMD , si se cuenta con almacenamiento; en caso contrario, debe diseñarse con el caudal máximo horario (QMH).

QD = 1 QMD + NPT con almacenamiento QD = 1QMH + NPT sin almacenamiento Para los niveles medio alto y alto de complejidad, debe diseñarse con el caudal máximo diario (QMD) más las pérdidas en la conducción o aducción y las necesidades en la planta de tratamiento. QD =1 QMD + P C + NPT En todos los casos debe adicionarse el caudal estimado para el consumo de agua de lavado, de filtros y sedimentadores y el consumo interno de la planta. 7.5.3

CLASE DE TUBERÍA CAPAZ DE SOPORTAR LAS PRESIONES

Las clases de tubería a seleccionar estarán definidas por las máximas presiones que ocurran en la línea, lo cual estará representado por la línea de carga estática siendo ésta la diferencia de altura entre la línea estática y el centro de la tubería que va a flujo lleno o a presión (H). Este caso se presenta en aducciones entre cámaras de quiebre de presiones. En el caso de existir válvulas en la conducción que se cierren rápidamente deberá tenerse en cuenta la diferencia de niveles estáticos más la sobrepresión que produce el Golpe de Ariete (h2). En este caso la tubería o cualquier dispositivo adicional deberá soportar esta sobrepresión. En el caso de que en la conducción no exista válvulas ni impedimento alguno, las máximas presiones estarán representadas por la diferencia entre la línea piezométrica y el centro de la tubería (h1) (Figura No. 7.19).

h2 H

h1

Figura 7.19 Presiones a considerar en una conducción Las tuberías para acueducto se fabrican en materiales diversos, según la clase de presión que va a soportar. CLASES DE TUBERÍAS Y SU PRESIÓN DE SERVICIO 7.5.3.1 Tuberías de asbesto-cemento C = 140 ( Mezcla de asbesto y cemento) Los tubos de AC tienen las siguientes características:

-

Son recomendables para aguas corrosivas Son resistentes a agentes químicos Superficie lisa Son inmunes a la incrustación Bajo costo (comparado con HF)

Longitud del tubo: 4 m Diámetros: 3'', 4", 6", 8", 10", 12", 14", 16", 18", 20", 24'', 28"

Clase

Presión de servicio (Kg/cm²)

10 15 20 25 30

columna de agua (m)

5 7,5 10 12,5 15

Color Banda

50 75 100 125 150

Azul Anaranjada Roja Verde Negra

Otras características de este material se relacionan en la tabla 7.12 7.5.3.2 Tuberías de PVC (plásticas) C = 150 Estas tuberías poseen las siguientes características: -

Son semi-rígidas, superficie lisa, peso liviano, económicas. Son resistentes a la corrosión y a productos químicos. Son fáciles de cortar e instalar.

Longitud del tubo = 6,0 m Color : Blanco Diámetro del tubo: ½ “,¾”, 1”, 1 ¼”,1 ½”, 2 ”, 2 ½”, 3”, 4” , 6” , 8” , 10” , 12”. RDE Relación diámetro exterior Vs. espesor 9* 11* 13.5* 21 26 32,5 41

Presión de trabajo Kg/cm²

35,5 28,12 22,14 14,06 11,25 8,79 7,03

Presión de trabajo m

355,0 281,2 221,4 140,6 112,5 87,9 70,3

* Tubería de alta presión Otras características de este material se relacionan en la tabla 7.12 7.5.3.3 Tuberías de American Pipe AP (concreto centrifugado con recubrimiento interno en lámina) C = 140 Estas tuberías poseen las siguientes características: Son recomendadas para volúmenes grandes. Para aguas blandas y corrosivas. Se fabrican sobre perfil topográfico. En razón de que los costos de las tuberías son función del espesor, se procurará utilizar la clase de tuberías ajustada a los rangos de servicio que las condiciones de presión le impongan.

Diámetro (Plg)

Presión de trabajo

10 12 14 16 18 20 21 24 27 30

Ejercicio 7.8 : Tubería AC

179 m 149 m 130 m 114 m 109 m 99,4 m 94,5 m 90,3 m 81,2 m 72,8 m

C = 140 (Figura No. 7.20)

H

H = 50

H = 100

H = 100 H = 120

Clase 10 Clase 20

Clase 25

Clase 20

Figura 7.20 Determinación en perfil de la clase de tubería

Ejercicio 7.9

Calcular la sobrepresión y presión total que se produce en B y C por el cierre de la válvula de llegada en C, para el ejercicio 7.6. Diámetro de la conducción 4”, tubería de asbesto cemento (C = 140), Clase 20, espesor e = 0,95 cm, Caudal de 20 lt/seg. Longitud real conducción =1000 m, diferencia de elevación, H = 59 m. Tiempo mínimo de cierre 15 segundos. Cota en A = 100 m Cota en B = 30 m Cota en C = 41 m

Longitud real AB = 600 m Longitud real BC = 400 m

Diferencia de elevación en B = 70 m Diferencia de elevación en C = 59 m Calculo de la celeridad:

C=

9.990 = 1014m / seg 4.4 * 0.1016 48.3 + 0.0095

Fase o período T :

T =

2 * L 2 *1000 = = 1.97 seg C 1014

t de cierre = 15 seg > T =1.97 seg

⇒

cierre lento.

Para θ = 4” y Q = 20 lt/seg se tiene V:

V =

4 * 0.020 = 2.47 m / s π * (0.1016) 2

Ha =

2 LV 2 * 1000 * 2.47 = = 33.57 m g *t 9.81 * 15

Sobrepresión en el punto b:

1000 33.57 = 600 HB

HB = 20.14 m de sobrepresión en el punto b

Presión total al cierre de válvula en B = 70 + 20.14 = 90.14 m Presión total al cierre de válvula en C = 59 + 33.57 = 92.57 m PD = 1.3 Pmax = 1.3 * 92.57=120.34m La tubería de AC 4” Clase 25 ( 125 m)es capaz de soportar dichas presiones. Ejercicio 7.10

Con los datos obtenidos del ejercicio 7.7 determinar la sobrepresión máxima en C. Q = 20 lt/seg Tubería AC clase 20, tiempo mínimo de cierre de válvula = 8 seg Diferencia de niveles H = 100 – 63 = 37 m. Combinación de diámetros 6”

C6 =

4”

C4 =

L real = 455.54 m.

V = 1.10 m/seg e = 1.15 cm

9.990 = 967.53 m / seg 4.4 * 0.1524 48.3 + 0.0115 L real = 544.46 m.

V = 2.46 m/seg e = 0.95 cm

9.990 = 1014 m / seg 4.4 * 0.1016 48.3 + 0.0095



0.020 ( 455.54 * 1.1 + 544.46 * 2.46 ) = 1.7 m / seg ( 455.54 * 0.01824 + 544.46 * 0.0081 ) 455.54 + 544.46 1000 = = 992.35 m / seg 455.54 544.46 1.007 + 967.53 1014

Fase o período:

T= t de cierre = 8 seg > T =2.01 seg

Ha =

2 * L 2 * 1000 = = 2.01 seg C 992.35 ⇒

cierre lento.

2 LV 2 * 1000 * 1.7 = = 43.32 m g *t 9.81 * 8

Presión total al cierre de válvula en C = 37 + 43.32 = 80.32 m 7.5.4 DIÁMETROS

La selección del diámetro más conveniente en una conducción resultará para aquella combinación que aproveche al máximo el desnivel H entre el desarenador y la planta de tratamiento o el tanque de almacenamiento según sea el caso como se explico en el numeral 7.5.1. Para esto se aplica la fórmula de William Hazen o Darcy Weisbach. 7.5.5 PROBLEMAS EN TUBERÍAS Tal como se desarrolló en el numeral 7.3.1.1 para la ecuación universal, se determina en el presente literal el calculo de problemas de tuberías para la expresión de Hazen – Williams. Son de tres clases: Ejercicio 7.11 1) Calcular la pérdida de carga a partir de Q, θ y C. Con Q, θ y C se encuentra j. Cuál es la pérdida de carga en una tubería AC - PVC y HF que transporta 50 lt/seg, PVC PVC (Tabla ver Anexo1) RDE - 26 AC (Tabla ver Anexo1) HF (Tabla ver Anexo1)

C = 150 C = 150 C = 140 C = 100

θ = 8"

j = 0,90 j = 0,94 j = 1,03 j = 1,92

2. Cálculo del caudal a partir de θ, C y j : Con θ, C y j en Tablas se halla Q. Qué caudal puede transportar una tubería de PVC - AC - HF θ 6" si la diferencia de niveles entre dos depósitos es de 20 m y longitud de tubería 1.000 m.

j=

20 = 2 m / 100 m 1000

PVC PVC AC HF

C = 150 (Tabla ver Anexo1) RDE-26 (Tabla ver Anexo1) C = 140 (Tabla ver Anexo1) C = 100

36,0 LPS 37,8 LPS 33,6 LPS 24,0 LPS

3.

Calcular el diámetro de una tubería a partir de Q, C y j. Con Q, C, jD en Tablas, se busca para Q y C el ji que más se aproxime a jD por defecto. ji < jD

Calcular el diámetro de la línea de conducción de la Figura 7.21 , si la diferencia de niveles entre la salida del desarenador y el tanque es de 45 m, longitud de la conducción 3.921,57 m; tubería a utilizar AC. Caudal de diseño = 10 LPS. Longitud de la línea : Abscisa salida desarenador Abscisa cámara de llegada Longitud Horizontal Mayor longitud para tener en cuenta :

K0 + 000 K3 + 921,57 3.921,57 m

Por pendiente de tuberías ( 2%)

78,43 m

Longitud total

4.000 m

=

rios: Tramo 1- 2

1 Válvula de compuerta abierta 2 Codos de 45° 1 Codo de 90° 1 Tee en sentido recto

K = 0.2 K = 0.4 K = 0.8 K = 0.3

Tramo 2- 3

1 Codos de 45° 1 Codos de 90° 1 Reducción de 6”* 4”

K = 0.4 K = 0.8 K = 0.3

Tramo 3- 4

1 Codo de 45° 1 Codo de 90° 1 Tee en sentido recto

K = 0.4 K = 0.8 K = 0.3

Tramo 4- 5

1 Codos de 45° 1 Codos de 90° 1 Tee en sentido recto

K = 0.4 K = 0.8 K = 0.3

Tramo 5- 6

2 Codos de 45° 1 Codo de 90°

K = 0.4 K = 0.8

Tramo 6- 7

2 Codos de 45° 1 Válvula de compuerta abierta

K = 0.4 K = 0.2

Cota en salida, desarenador = Cota en cámara de llegada = Diferencia de niveles (Presión de llegada 5 m) Cabeza disponible j disponible

=

=

1.660 m 1.615 m _________ 45 m

45 m – 5 = 40 m

= 40/4.000 = 0,01 m/m = 1 m/100 m

  0.010 D= 0.54   0.2785 * 140 * (0.01) 

1

2.63

= 0.111 m = 4.4" ⟩ 4"

Los diámetros comerciales más aproximados son uno inferior y otro superior al teórico calculado o sea de 4” y 6”. Con el diámetro de 4” se producirá una pérdida de carga superior a la disponible y con el de 6” se producirá una inferir, por lo tanto se utilizara una combinación de diámetros.

Del Anexo 1 para tubería AC C =140 y Q = 10 lt/seg. Diámetro 4” se tiene j = 1.53 m/100 m v = 1.23 m/seg.

y V2/2g = 0.077 m

Diámetro 6” se tiene j = 0.21 m/100 m v = 0.55 m/seg.

y V2/2g = 0.0154 m

L1 + L2 = L ;

H1 + H2 = H o bien j1 * L1 + j2 * L2 = H

Partimos de la suposición de que solo hay pérdidas por fricción y determino los diámetros, calculo las pérdidas menores y las resto de la altura total obteniendo un nuevo valor de perdidas por fricción, con este valor se debe verificar las longitudes reales de las tuberías. L1 + L2 = 4000 m j1 * L1 + j2 * L2 = 40 m. 40 m = 0.0153 * L1 + 0.0021 ( L – L1 ) = 0.0153 L1 + 0.0021 L – 0.0021 L1

L1 =

40 − 0.0021 * 4.000 = 2393.9m 0.0153 − 0.0021

L2 = 1606.06 m Verificación de pérdidas Tramo de 6”: Perdida por reducción de 6 a 4” K = 0.3 Perdidas menores hm = ( 0.5 + 1* 0.2 + 2*0.4+1*0.8+1*0.3 +0.4+0.8+0.3) 0.0154 = 0.06 m Tramo de 4”: Perdidas menores hm = (6*0.4 + 3*0.8 + 0.2+ 0.3*.2 +1 ) 0.077 = 0.51 m. Perdidas totales menores = 0.06 +0.51 = 0.57m. Con este valor se debe verificar nuevamente las longitudes reales de tuberías en cada uno de los diámetros. H = j1 * L1 + j2 * L2 = 40 – 0.57 = 39.43 m 39.43 m = 0.0153 * L1 + 0.0021 ( L – L1 )

L1 =

39.43 − 0.0021 * 4000 = 2350.75m Para 4” 0.0153 − 0.0021

L2 =1649.25 m Para 6” Comprobación: θ 4" θ 6" Ha

2.350.75 * 0,0153 = 1.649.25 * 0,0021 = = Suma

35.97 3.46 0.57 ──────── = 40,00 m

LHORIZONTALθ 4" =

2.350,75 = 2.304.66 m 1,02

LHORIZONTALθ 6" =

1.649.25 = 1616.91 1,02

LHORIZONTAL TOTAL = 2.304.66 + 1.616.91 = 3.921.57 Los datos de los cálculos realizados se observan en la Tabla No. 7.2 (Figura 7.21) Comprobación del golpe de ariete Por existir una combinación de diámetros y por estar la válvula mas crítica en el punto 7 se calculara la velocidad equivalente y la celeridad equivalente Tubería AC Clase 25 K = 4.4 4” V = 1.23 m/s e = 11.5 mm A = 0.00810 m2 6” V = 0.55 m/s e = 14.5 mm A = 0.01824 m2


C6 =

9.990 4.4 * 0.1524 48.3 + 0.0145

= 1028 m / seg

0.010(2350.75 * 1.23 + 1649.25 * 0.55) = 0.88 m / seg 2350.75 * 0.0081 + 1649.25 * 0.01824

C4 =

9.990 4.4 * 0.1016 48.3 + 0.0115

= 1070 m / seg


2350.75 + 1649.25 4000 = = 1052.6 m / seg 2350.75 1649.25 3.80 + 1070 1028

Fase o período. Es el tiempo que la onda de sobrepresión va y vuelve de una extremidad a otra.

T=

2 L 2 * 4000 = = 7.6 seg C 1052.6

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:

HA =

C * V 1052.6 * 0.88 = = 94.4 m g 9.81

Presión que sumada a la presión estática en el punto 5 mas bajo o crítico (90 m) ; 94.4 + 90 = 184.4 excede en le punto mas bajo la presión de trabajo de la tubería ( 125 m) Tiempo de maniobra para evitar el golpe de ariete: Carga estática sobre la válvula (7)= 45 m Carga estática sobre el punto mas crítico (5) = 90 m Sobrepresión máxima permitida para la clase 25 : Ha = 125 – 90 = 35 m Si se tiene en cuenta que la presión de diseño de la tubería debe ser 1.3 P max, para tubería clase 25 tendremos: Pd = 125 = 1.3 * Pmax . Pmax = 125 / 1.3 = 96.15 Luego la Sobrepresión máxima permitida para la clase 25 : Ha = 96.15 – 90 = 6.15 m Para el caso de maniobra lenta:

t=

2 LV 2 * 4000 * 0.88 = = 117 seg g * Ha 9.81 * 6.15

La válvula deberá ser cerrada en un tiempo superior a 117 segundos con el fin de evitar que la presión sobrepase la presión de trabajo de la tubería. Si se desea disminuir el tiempo de cierre se deberá aumentar la clase de tuberías a AC C30 con lo que se tendría: Sobrepresión máxima permitida para la clase 30 : Ha = 115.4 – 90 = 25.4 m Para el caso de maniobra lenta:

t=

2 LV 2 * 4000 * 0.88 = = 28 seg g * Ha 9.81 * 25.4

Otra solución para disminuir el golpe de ariete es situar un dispositivo en el punto 7 que atenué el golpe de ariete, o aumentar el diámetro de la tubería para disminuir velocidades. Se utilizará para la conducción tubería AC clase 30

1660 650 640

4

7

3

630 620

6 2

610 600 590 580

5

Diseño, 0, Clase pendiente long. rios

3+809 1620 1615 1615

3+000

3+500 1624 1611 1610

2+800 1635 1571 1570

2+000

1+700 1653 1630

1656

1630

1+300

1+520

1657

1619

1+00

06" l=1529 - Clase 10 0.21/100

1611

Cota Clave

1618

Cota Terreno

1610

Cota piezométrica

1659.2 1660

Abcisas

1880 0+00

570 1580

04" L=2279 - Clase 20 - 153/100

Purga Reducción Ventosa 6*4

Purga Codo 1/2" 22*

Figura 7.21 Perfil línea de conducción *****

256

ACUEDUCTOS Tabla 7.17

TRAMO

LONGITUD HORIZONT

LONGITUD CÁLCULO REAL =

CAUDAL (LPS)

DIAME TRO (Plg)

VELOCID (m/seg)

PÉRDIDAS

COTA PIEZOMETRICA

COTA ROJA

PRESION

L * 1.02 (M) 1

2

3

4

5

6

Unitaria (m/m) 7

Total (m) 8

Hm (m) 9

Inicial

Final

Inicial

10

11

12

Final 13

Inicial

Final

14

15

1–2

1300,00

1326.0

10

6

0,55

0,0021

2,78

0.04

1660,00

1657,18

1659,2

1610,00

0,80

47,18

2–3

316.91

323.25

10

6

0,55

0,0021

0,68

0,02

1657,18

1656,48

1610

1618

47,18

38,48

3–4

183.09

186.75

10

4

1,23

0,0153

2,86

0.11

1656,48

1653.51

1618

1630

38,48

23.51

4–5

1100,00

1122.0

10

4

1,23

0,0153

17,17

0.11

1653.51

1636.23

1630

1570

23.51

66.23

5–6

700,00

714.0

10

4

1,23

0,0153

10.92

0.13

1636.23

1625.18

1570

1610

66.23

15.18

6-7

321.57

328.0

10

4

1,23

0,0153

5.02

0.16

1625.18

1620

1610

1615

15.18

5.0

2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 - 13 14 15

Longitud medida en topografía Lreal = Lh * 1,02 Dato del problema Diámetro calculado Q/A o la dan las tablas Q y J En tablas Columnas (3) * (7) Perdidas menores en tramo Presión anterior Columnas (10) – (9) - (8) Planos cartera de nivel Columnas (10) - (12) Columnas (11) - (13)

* El cambio de tubería se realiza en el tramo 2 – 3 en el cual se tendrá dos diámetros de tubería


257

7.6 MÉTODO GRÁFICO Es un método aproximado para el cálculo de conducciones. Su ventaja radica en la rapidez y facilidad en la determinación de los diámetros aproximados en una conducción. El método consiste en lo siguiente: - Dibujar una plantilla con base en las escalas del perfil del terreno (ejemplo: tomar 10 m en escala vertical y 1 km en escala horizontal) - Con el caudal de diseño se busca en las Tablas de W. Hazen la pérdida de carga para diferentes diámetros. Ejemplo: con QD y C se halla θ1 - j1; θ2 -j2; θ3 - j3; etc. - Las pérdidas de carga para los diferentes diámetros se grafican en la plantilla obteniéndose una serie de líneas que representan las diferentes pérdidas de carga con distintos diámetros para un caudal determinado. - Estas líneas se trasladan paralelamente al plano del perfil del terreno. Las líneas que mejor se acomoden al perfil, cumpliendo con los requisitos y normas se tomarán como cotas piezométricas y el diámetro que causa dichas pérdidas es el diámetro de la conducción en cada sector. EJEMPLO: (Figura 7.22) QD = 40 LPS

C = 140

En Tablas de W. Hazen se encuentra para estos valores: θ = 8" θ = 10" θ = 12"

= 0,68 m/100 m = 0,23 m/100 m = 0,09 m/100 m

= 6,8 m/1.000 m = 2,3 m/1.000 m = 0,9 m/1.000 m

0 0.9

12" 10"

2.3 5

8" 6.8 PLANTILLA

10"

8"

Figura 7.22 Esquema conducción diseñada con plantilla

1 Km

8. TANQUES DE ALMACENAMIENTO 8.1 GENERALIDADES Los tanques de almacenamiento juegan un papel básico, para el diseño del sistema de distribución de agua, tanto desde el punto de vista económico, así como por su importancia en el funcionamiento hidráulico del sistema y en el mantenimiento de un servicio eficiente. Un tanque de almacenamiento cumple tres propósitos fundamentales: -

Compensar las variaciones de consumo que se producen durante el día: almacenar el agua en los períodos en los cuales el suministro de agua al tanque es mayor que el consumo, y suministrar parte del caudal almacenado en los períodos en los cuales el consumo es mayor que el suministro para suplir las deficiencias.

-

Mantener almacenada cierta cantidad de agua para atender situaciones de emergencia, tales como incendios e interrupciones por daños de tuberías de conducción.

-

Mantener las presiones de servicio en la red de distribución, separando la red por zonas (alta, media, baja) para mantener las presiones en cada red, dentro de límites isibles.

Además, el diseñador debe conocer los siguientes puntos en la etapa de conceptualización: 

Curva de demanda del sistema de distribución



La reserva total necesaria para cada zona de presión.



La localización en planta.



El número de módulos y la definición de la etapas de ejecución.



Cota de los niveles de agua.



Cota de los niveles máximo y mínimo de agua. Cota de rebose.



Funcionamiento de otros componentes del sistema de abastecimiento tales como estaciones de bombeo, planta de tratamiento, red de distribución, tanques existentes, etc.

8.1.1 ESTUDIO DE LA DEMANDA El diseñador debe conocer el estudio de la demanda de agua para la localidad, o en su defecto debe realizar este estudio, siguiendo lo establecido en el literal de Dotaciones.

234

ACUEDUCTOS

8.1.2 TRAZADO DE LA RED Y DELIMITACIÓN DE ZONAS DE PRESIÓN Deben conocerse las diferentes zonas de presión establecidas en la red de distribución, al igual que la presión requerida para cada una de ellas. Debe estudiarse el trazado de la red para asegurar compatibilidad entre los niveles del tanque y la presión en diferentes puntos. 8.1.3 SEGURIDAD El tanque debe estar localizado en terrenos no susceptibles de deslizamientos o inundaciones. Además, debe ser estable con respecto a la calidad del suelo de cimentación y a fallas de origen geotécnico o geológico. Igualmente, la estructura debe ser estable para el sismo de diseño correspondiente a la zona de amenaza sísmica en que se encuentre ubicado el municipio objeto del sistema de acueducto. 8.1.4 FACILIDAD DE MANTENIMIENTO El tanque debe diseñarse de tal forma que puedan realizarse labores de mantenimiento con el mínimo de interrupciones, teniendo en cuenta las siguientes disposiciones: a. Para los niveles medio, medio alto y alto de complejidad el tanque debe tener como mínimo dos compartimientos que puedan operar en forma independiente. b. Para el nivel bajo de complejidad y cuando el tanque tenga un solo compartimiento debe colocarse una tubería de paso directo (by) que permita mantener el servicio mientras se efectúa el lavado o la reparación del tanque, con la debida consideración del aumento que pueda presentarse en la presión en caso de que el tanque trabaje como una cámara aliviadora de presiones. c. El tanque debe estar provisto de válvulas para el cierre de las tuberías de entrada, de la tuberías de salida, descarga de fondo y rebose que permitan la reparación de éstas, aún cuando el tanque se encuentre lleno de agua. d. Los dispositivos para el cierre de las tuberías de entrada y salida deben ser instalados dentro de una caja que permita facilidad en su operación. e. El diseño debe prever la forma de mantenimiento. 8.1.5 RESTRICCIÓN DE Deben tomarse las medidas de seguridad necesarias mediante cercados, vías de restringidas, vigilancia o cualquier otra forma, para evitar el de personas extrañas a aquellas encargadas de la operación y/o mantenimiento. Estas consideraciones llevan a determinar los aspectos más importantes para el diseño de los tanques de almacenamiento como son: 8.2 TIPOS DE TANQUES Los tanques de almacenamiento pueden ser construidos directamente sobre la superficie del suelo o sobre torres cuando por razones de servicio se requiera elevarlos.

CAPITULO 7 : TANQUES DE ALMACENAMINETO

235

8.2.1 TANQUES SUPERFICIALES - SEMIENTERRADOS - ENTERRADOS Este tipo de tanques posee placa de fondo que queda apoyada en su totalidad sobre el terreno. Estos tanques se proyectan cuando se encuentran en las proximidades de la ciudad o población, terrenos a suficiente altura para poder proyectar el tanque directamente soportado. Normalmente se diseñan cubiertos y en estructura de concreto reforzado. 8.2.2 TANQUES ELEVADOS Se proyectan cuando en las proximidades de la localidad no existe terreno o suficiente altura. El diseño de estos tanques puede ser en concreto armado o metálicos y dependerá de las condiciones locales, mantenimiento, agresividad por corrosión, etc. Lo anterior impone la selección de uno u otro tipo. 8.3 FORMA Y PROFUNDIDAD. La forma más adecuada de los tanques es la circular luego la cuadrada y la rectangular, que permiten aprovechar bien el terreno especialmente si los depósitos están dentro de la zona urbanizada. Cuando los depósitos son múltiples la relación entere la anchura (a) y la longitud (b) de cada unidad que produce el menor perímetro de muro es: a 3 = b 4

En caso de dos compartimentos

a n +1 = b 2n

Si hay n compartimentos

En los depósitos de mediana importancia la profundidad del agua varia entre 2 y 3 m; en los grandes no conviene pasar de 5m porque con la altura aumenta la presión hidrostática y con ella el espesor y refuerzo de las paredes. A la profundidad útil hay que agregar un espacio suficiente entre el nivel máximo de agua y la cubierta para que el aire suministrado por los ventiladores circule libremente sobre la superficie líquida 8.3.1

LOCALIZACIÓN DE TANQUES

Para la ubicación de los tanques deben tenerse en cuenta las siguientes recomendaciones : 

Es conveniente que se ubique un tanque inmediatamente aguas abajo de las plantas de tratamiento.



Los tanques urbanos deben localizarse lo más cerca posible de la red de distribución partiendo los puntos altos de la población y asegurando el mantenimiento de presiones adecuadas.



El área para el emplazamiento del tanque no podrá situarse en zonas que presenten drenaje natural de agua lluvia o que sea susceptibles de inundaciones. En caso de que exista la

236 ACUEDUCTOS posibilidad del paso de agua lluvias en las cercanías del tanque, deben evitarse infiltraciones hacia el interior del tanque. 

La localización del tanque debe garantizar la presión mínima en la red de distribución.



Si el tanque es enterrado o semienterrado, debe estar alejado de cualquier fuente de contaminación, tales como pozos sépticos, depósitos de basuras, letrinas, sumideros, corrales, etc. y debe tener cubierta.



Si el tanque es metálico, debe situarse en zonas donde se minimice el riesgo de corrosión.

8.3.2 DISTANCIA A OTRAS REDES La distancia mínima de un tanque enterrado o semienterrado a una tubería de alcantarillado debe ser mayor que 30 m, cuando el terreno es impermeable, hasta una profundidad de 1 m por debajo del fondo del tanque y mayor que 45 m cuando el terreno es permeable. Las distancias establecidas en el párrafo anterior pueden ser reducidas a la mitad, si se instala un sistema de drenaje que rodee externamente el perímetro del fondo del tanque. 8.3.3 NÚMERO MÍNIMO DE TANQUES El número mínimo de tanques debe ser establecido de acuerdo con las siguientes disposiciones: 

Para el nivel bajo de complejidad, en caso de justificarse almacenamiento, es suficiente que la red de distribución cuente con un solo tanque de compensación.



En los niveles medio y medio alto de complejidad, la red de distribución debe tener como mínimo un tanque de compensación.

En el nivel alto de complejidad, el número de tanques debe determinarse según los requerimientos de presión y almacenamiento previstos para la red de distribución. En todos los casos, la red de distribución debe tener como mínimo dos tanques o al menos uno con dos módulos o compartimentos iguales que operen en forma independiente ante la posibilidad de que uno de ellos quede fuera de servicio y/o para facilitar las labores de mantenimiento y limpieza sin suspender el servicio. 8.4 CAUDAL DE DISEÑO El tanque debe proveer el caudal máximo horario (QMH), teniendo en cuenta la variación del consumo que se entrega a la zona que está abasteciendo. 8.5 CAPACIDAD DE ALMACENAMIENTO El volumen de almacenamiento del tanque debe ser calculado con base en los datos de consumo de la población y su distribución horaria. Por lo general esta información no se conoce y habrá necesidad de estimar estos valores a partir de la extrapolación de datos conocidos en poblaciones semejantes a la que se está estudiando . La distribución horaria del consumo de una población depende en gran parte de las costumbres de sus habitantes, pero en general se puede establecer que siempre se presentarán unas horas de máxima demanda que coinciden con las horas de las comidas.

CAPITULO 7 : TANQUES DE ALMACENAMINETO 237 Estos valores máximos de demanda serán más extremos en poblaciones pequeñas donde las costumbres son más uniformes; ocurre lo contrario en poblaciones grandes debido a la heterogeneidad de las costumbres. 8.5.1 CURVAS DE DEMANDA HORARIA Para el nivel bajo de complejidad los datos para elaborar las curvas de demanda horarias de cada población o zona abastecida pueden pertenecer a la localidad en estudio o a una localidad que presenta características semejantes, en términos de nivel socioeconómico, de costumbres y de clima. Para los niveles medio, medio alto y alto de complejidad debe contarse con curvas de demanda horarias propias de la población. En cualquier caso, la curva de distribución horaria (Figura 8.1), tendrá la siguiente forma: las unidades de las ordenadas pueden definirse en términos del porcentaje del caudal medio diario, máximo horario o pueden darse directamente en unidades de caudal o volumen. 240

CAUDAL (LPS)

180

120

80

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

Figura 8.1 Curva de variaciones horarias del consumo para un día típico.

8.5.2 MÉTODO DE LA CURVA INTEGRAL A partir de distribución horaria se define la "curva integral", teniendo en cuenta los valores del consumo acumulado en un período de 24 horas. 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.

238

ACUEDUCTOS

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, si es un tanque alimentado por gravedad o por bombeo. Una de las características de la curva integral del suministro es que tiene pendiente uniforme, es decir que el suministro es constante entre intervalos de tiempo característicos. 8.5.2.1 Alimentación por gravedad Cuando el tanque es suplido por gravedad, la capacidad se determina de la siguiente manera (ver ejemplo): 1.

Se escoge la curva de variaciones horarias para un día típico, la cual se prepara de los registros de consumo de hora por hora del día típico escogido.

2.

Se traza la curva de consumos acumulados construida con base en la curva del paso 1

3.

Se traza la recta OA, (Figura 8.2) cuya pendiente representa el promedio de los consumos (Q m ) y las tangentes trazadas a la curva de consumos acumulados, paralelas a OA representan las horas coincidentes con el consumo medio, observándose por lo tanto para el resto del día las horas mayor o menor consumo respecto del gasto medio. Esta situación hace que el tanque reciba estas variaciones y las compense mediante un continuo ascenso y descenso del nivel de aguas, dando como resultado la determinación de una capacidad de almacenamiento necesaria para que tales fluctuaciones se satisfagan.

Se ha dicho anteriormente que si el sistema es por gravedad la recta OA representa el gasto promedio del día de consumo máximo diario y las tangentes a la curva paralelas a OA determina los puntos de tangencia a cuyas horas el consumo de la población es igual al gasto de llegada al tanque través de la conducción. Desde la hora 0 hasta la hora del primer punto de tangencia, B, el agua llega al tanque en cantidad mayor que la consumida, permite que la diferencia se almacene (definiendo una primera ordenada BB') o volumen de almacenamiento requerido para satisfacer la demanda hasta la hora definida por el punto B, es decir, el almacenamiento de BB' satisface la demanda desde la hora 0 hasta la hora definida por el punto B, si no existiera aporte al tanque a través de la conducción. A partir de B, analizando las curvas integrales de demanda y aporte se observa que se aproximan la primera con mayor pendiente que la segunda, lo que indica que la demanda continúa ahora a una rata mayor que la rata de aporte, hasta el segundo punto de tangencia C y por lo tanto la ordenada CC' constituye otro volumen que ha debido ser almacenado para poder suplir y superar el déficit. Se observa que a partir del punto r el aporte es inferior al consumo. Por tanto, la capacidad requerida del tanque será la suma de las dos ordenadas BB'+ CC', lo cual compensaría las variaciones de consumo. Es importante determinar la capacidad necesaria del tanque de regulación sobre la curva de consumos acumulados del día de máximo consumo registrados durante un período mínimo de un año.

CAPITULO 7 : TANQUES DE ALMACENAMINETO EJEMPLO

239

Se quiere determinar la capacidad de almacenamiento del tanque de regulación del sistema de abastecimiento de una localidad cuyos registros del día de máximo consumo son los siguientes (ver Figuras 8.3 y 8.4):

VOLUMEN ACUMULADO M3

3500

A

C C'

3000 r 2000

CURVA INTEGRAL DE CONSUMOS B'

CURVA INTEGRAL DE APORTES

1000 B

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

Figura 8.2 Curva de consumos acumulados construida en base a la curva de variación horaria. Horas

Consumo (l/seg)

Volumen (m3)

Vol. Acumulado (m3)

12 - 1

am

21

75,6

75,6

1-2

am

20

72,0

147,6

2-3

am

24

86,4

234,0

3-4

am

39

140,4

374,4

4-5

am

60

216,0

590,4

5-6

am

62

223,2

813,6

6-7

am

52

187,2

1.000,8

7-8

am

50

180,0

1.180,8

8-9

am

46

165,6

1.346,4

9-10

am

45

162,0

1.508,4

10-11

am

44

158,4

1.666,8

11-12

m

50

180,0

1.846,8

240

ACUEDUCTOS

12-1

pm

46

165,6

2.012,4

1-2

pm

50

180,0

2.192,4

2-3

pm

49

176,4

2.368,8

3-4

pm

48

172,8

2.541,6

4-5

pm

39

140,4

2.682,0

5-6

pm

35

126,0

2.808,0

6-7

pm

30

108,0

2.916,0

7-8

pm

24

86,4

3.002,4

8-9

pm

23

82,8

3.085,2

9-10

pm

22

79,2

3.164,4

10-11

pm

20

72,0

3.236,4

11-12

pm

19

68,4

3.304,8

80 70

Qmáx = Consumo máximo horario =62 L/seg

CONSUMO LPS

60 50 Qmáx = Consumo medio del día de máximo consumo = 38.25 L/seg

40 30

Qm = Consumo medio = 24 L/seg 20 10 2

4

6

8

10

12

14 16 HORAS

18

20

22

24

Figura 8.3 Curva de variación horaria del día de mayor consumo.

VOLUMENES ACUMULADOS M3


241

3000

2000

CAPACIDAD 1000 V = 2890-2160*530 m3

2 4 6 8 1012 2 4 6 8 10 12 am pm

Figura 8.4 Curva de consumo acumulado obtenida de la curva de variaciones horarias del día de mayor consumo.***** 8.5.2.2 Alimentación por bombeo Cuando los tanque son suplidos mediante bombeo, la capacidad podrá determinarse en forma similar al suministro por gravedad, solo que ella estará determinada por el tiempo y el período de bombeo; es decir, a mayor tiempo de bombeo menor capacidad, y viceversa, pero también existirán diferencias para un mismo tiempo de bombeo en función del horario o período del día que se seleccionen. La Figura 8.5 ilustra lo anterior.

p

90 80

o

70 60 50 40 30 20 10

Figura 8.5

Curva de consumos acumulados y tasas de bombeo O,P,Q. Determinación de las diferentes capacidades del tanque al variar el tiempo de bombeo.

242 o:

ACUEDUCTOS Tiempo de bombeo: 8 horas (6 am- 2 pm) Capacidad =19,5% + (100-68)% = 51,5% del caudal medio.

p:

Tiempo de bombeo: 12 horas (5 am - 5 pm) Capacidad = 15% + (100-82)% = 33 % del caudal medio.

q:

Tiempo de bombeo: 16 horas (4 am - 8 pm) Capacidad = 11% + (100-92)% = 19 % del caudal medio. 100

D

90

ORDENADAS A = 17-0 = 17% B = 50-32 = 18% C = 70-42 = 28% D = 100-91 = 9%

% DEL GASTO MEDIO

80 70 60 50

B

40

TURNOS 4am - 8am 2pm - 8pm

30

CAPACIDAD = 18%+28% = 46% Qm

20 10

A

2

Figura 8.6

C

4

6

8 10 12 2 4 6

am

pm

8 10 12

Capacidad del tanque para 8 horas de bombeo, en dos turnos de 4 a.m. a 8 a.m. y de 2 p.m. a 6 p.m.

100

% DEL GASTO MEDIO

90 80 70 60

D

ORDENADAS A = 21% B = 7% C = 17.5% D = 14%

50

B

40

TURNOS 6am - 10am 2pm - 6pm

30 20 10

A

2

4

6 am

Figura 8.7

C

CAPACIDAD = 14%+21% = 35% Qm 8

10 12 2 HORAS

4

6

8

10 12

pm

Capacidad del tanque de almacenamiento para 8 horas de bombeo, al variar los turnos, 6 a.m. a 10 a.m. y 2 p.m. a 6 p.m.


243

De los resultados anteriores se evidencia que al aumentar los períodos de bombeo disminuye la capacidad del tanque y aumentan también los costos de operación y mantenimiento, de modo que la solución más conveniente estará definida por razones económicas y de servicio. También es conveniente estudiar los turnos de bombeo que permitan el mejor servicio y la capacidad más conveniente. Así, las Figuras 8.6 y 8.7 reflejan dos situaciones diferentes para turnos de bombeo distintos siendo iguales los tiempos de bombeo. En el caso de la Figura 8.6, se han establecido dos turnos de bombeo (4 am a 8 am) y (2 pm a 6 pm) lo cual determina una capacidad requerida del 46% del caudal medio. En la Figura 8.3 la capacidad del tanque es la suma de B (18%) y C(28%) porque es la capacidad máxima requerida para almacenar en dos bombeos consecutivos, es decir, se escoge para el día los dos porcentajes consecutivos que ofrezcan la capacidad máxima. En la Figura 8.7, en cambio, al variar los turnos de bombeo 6 am a 10 am y 2 pm a 6 pm, la capacidad requerida del almacenamiento es del 35% del caudal medio que es la suma de D (14%) y A (21%), que es la capacidad máxima que se debe almacenar antes y después de iniciar el bombeo (A y D son consecutivos). Esto permite concluir acerca de la importancia que tiene la operación del sistema para garantizar un suministro eficiente de agua. El análisis anterior pone en evidencia que en ocasiones se atribuyen a problemas de diseño fallas en el sistema, cuando son solo los efectos de una mala programación en el bombeo. Es importante entonces que el proyectista señale en la memoria de cálculos y planos los turnos de bombeo aconsejables para la operación. Debe tenerse en cuenta también al seleccionar los turnos de bombeo los horarios que menos desajustes provoque a los horarios normales de trabajo y que no signifiquen excesivos costos de operación. La Figura 8.8 muestra tres turnos para el bombeo de 6 a.m. a 9 a.m., 2 p.m. y 8 p.m. a 10 p.m. La capacidad del tanque se calcula de igual manera como se hizo el análisis de la curva de consumos acumulados en los casos anteriores.

244

ACUEDUCTOS

100 90 80 70

F CAPACIDAD = 9.5%+19.5% = 29% E

A = 9.5 B = 19.5 C = 8.5 D = 5.5 E = 13.0 F = 3.5

D

60 50 C

40 B

30 20

TURNOS DE BOMBEO 6 am - 9 am 3 pm - 5 pm 8 pm - 10 pm

10 A 2

4

6 am

Figura 8.8

8.5.3

TIEMPO DE BOMBEO 8 HORAS

8

10 12 2 HORAS

4

6

8

10 12

pm

Capacidad del tanque considerando tres turnos durante un período igual a 8 horas.

MÉTODOS EMPÍRICOS DADOS POR EL RAS 2000 En el caso de no disponer de la curva de consumo horario de la población, se puede obtener el volumen del tanque de almacenamiento utilizando métodos empíricos dados por la norma RAS 2000. 8.5.3.1 CAPACIDAD DE REGULACIÓN El tanque debe tener capacidad de compensar las variaciones entre el caudal de entrada de las plantas de tratamiento y el caudal de consumo en cada instante. Para definir el volumen del tanque deben tenerse en cuenta las siguientes disposiciones: 

Debe hacerse un análisis por métodos gráficos o analíticos, con base en curvas de demanda de cada población o zona abastecida y del régimen previsto de alimentación de los tanques. El volumen que va a ser almacenado será igual al volumen calculado multiplicado por un factor de 1.2.



En el nivel bajo de complejidad, si no existen datos que describan las curvas de variación del consumo horario, el volumen almacenado será igual a 1/3 del volumen distribuido a la zona que va a ser abastecida en el día de máximo consumo, garantizando en todo momento las presiones adecuadas.

CAPITULO 7 : TANQUES DE ALMACENAMINETO 245  En los niveles medio y medio alto de complejidad, en caso de preverse discontinuidad en la alimentación al tanque, el volumen de almacenamiento debe ser igual o mayor que 1/3 del volumen distribuido a la zona que va a ser abastecida en el día de máximo consumo, más el producto del caudal medio diario (Qmd) por el tiempo en que la alimentación permanecerá inoperante. 

Para el nivel alto de complejidad el volumen de regulación debe ser ¼ del volumen presentado en el día de máximo consumo.

8.5.3.2 CAPACIDAD PARA DEMANDA CONTRA INCENDIO El volumen destinado a la protección contra incendios será determinado considerando una duración de incendio de 2 horas, calculando el caudal de incendio con la ecuación:

Qin =

 3.86 P P   ⋅ 1 − 0.01 60 1000  1000 

(8.1)

En el nivel bajo de complejidad no debe tenerse en cuenta la capacidad para demanda contra incendio. 8.5.3.3 VOLUMEN DEL TANQUE Para el nivel bajo de complejidad, el volumen del tanque debe ser igual al volumen de regulación, calculado en el literal 8.5.3.1. Para los niveles medio, medio alto y alto de complejidad, el volumen del tanque debe ser la mayor cantidad obtenida entre la capacidad de regulación y la capacidad para demanda contra incendios establecidas en los literales 8.5.3.1 y 8.5.3.2 respectivamente. En todos los casos debe dejarse un borde libre con el fin de permitir la ventilación. Se recomienda un borde de 0.30 m como mínimo. En caso de que el volumen calculado del tanque implique costos elevados de bombeo, el volumen puede ser menor al calculado, siempre y cuando se justifique mediante un análisis técnicoeconómico aplicado al período de diseño y que considere ampliaciones futuras. 8.6

ELEMENTOS DISPOSITIVOS ALMACENAMIENTO SUPERFICIAL

Y

RIOS

COMPLEMENTARIOS

8.6.1 MATERIALES El material del tanque debe resistir los empujes hidrostáticos, así como las fuerzas causadas por el empuje de tierra y de flotación, en el caso de tanques enterrados o semienterrados, cuando el tanque se encuentre desocupado. Para el cálculo de las presiones y el diseño estructural del tanque, se debe cumplir lo establecido por la NSR - 98. Los materiales con los que se construya el tanque deben ser impermeables y resistentes a la posible corrosión causada por el agua. 8.6.2 PRESIÓN EN LA TUBERÍA DE ALIMENTACIÓN

246 ACUEDUCTOS La presión en la tubería de entrada debe garantizar que el agua alcance el nivel máximo esperado más una altura de 5 metros cuando la alimentación del tanque sea por la parte inferior de éste. 8.6.3 NIVELES Los niveles máximos y mínimos del tanque deben ser fijados de tal manera que las presiones en la red de distribución se hallen dentro de los límites aceptables de servicio establecidos en el literal sobre presiones en la red de distribución. Para los niveles máximos y mínimos establecidos en cada uno de los tanques de compensación, deben verificarse las presiones máximas y mínimas en la red de distribución, siguiendo con lo establecido en el literal sobre el cálculo hidráulico de la red. En los casos en que el tanque funcione además como aliviador de presiones, debe calcularse la altura adicional sobre el nivel máximo, con el fin de aumentar el borde libre del tanque evitando rebose innecesario. 8.6.4 ENTRADA DE AGUA AL TANQUE La entrada de agua al tanque debe cumplir con las siguientes disposiciones:

•

Debe colocarse de tal forma que permita la circulación y reduzca la posibilidad de zonas sin flujo en el tanque.

•

La entrada de agua debe ser dotada de un sistema de cierre manual o automático que pueda maniobrarse desde la parte externa del tanque. En caso de utilizar válvulas por flotador deben cumplirse las normas técnicas NTC 1901y NTC 1991.

•

De ser posible, la entrada al tanque debe estar por la parte superior, especialmente cuando la alimentación se realice por bombeo.

•

Cuando la entrada al tanque pueda estar por encima del nivel del agua, debe amortiguarse el impacto de la caída del agua sobre el fondo del tanque cuando éste se encuentre vacío, para evitar la erosión del fondo.

•

Cuando la entrada se encuentre por debajo del nivel del agua, la tubería de alimentación debe estar dotada de un dispositivo de cierre, con el fin de impedir la pérdida de agua en caso de que ocurra una disminución de presión o falla en la tubería alimentadora.

•

Deben minimizarse las pérdidas de energía a la entrada del tanque.

8.6.5 SALIDA DE AGUA DEL TANQUE La salida de agua del tanque debe cumplir con las siguientes disposiciones:

•

La salida de agua del tanque debe ser independiente de la entrada y deben evitarse zonas sin flujo en el tanque.

•

De ser posible, la salida debe colocarse opuesta a la entrada. En caso de no ser posible, deben colocarse mamparas dentro del tanque para lograr un mayor tiempo de detención del agua en el tanque.

•

El diámetro de la tubería de salida depende del diámetro de la tubería matriz de distribución o de la tubería de conducción.


247

•

El sistema de salida debe minimizar las pérdidas de energía, evitando superar un valor de 0.50 m en la línea piezométrica.

•

Debe evitarse la formación de vórtices al operar el dispositivo de salida para cualquier nivel de agua dentro del tanque, desde el nivel máximo hasta el nivel mínimo. Para evitar la formación de vórtices, se recomienda seguir las siguientes indicaciones:

a) Si la salida está situada en un plano horizontal, la altura de agua sobre la salida debe ser igual a 3 veces la mayor dimensión de la abertura. b) Si la salida está situada en un plano inclinado formando un ángulo no mayor que 45º con respecto a la horizontal, la altura de agua medida al centro de la abertura, debe ser igual a 3 veces la mayor dimensión de la abertura. c) Si la salida está situada en un plano inclinado formando un ángulo mayor que 45º con respecto a la horizontal, la altura de agua medida desde la parte más alta de la abertura debe ser igual a 2 veces la mayor dimensión de la abertura.

•

La salida de agua debe ser dotada de un sistema de cierre manual o automático que pueda maniobrarse desde la parte externa del tanque.

•

Después del sistema de cierre de salida debe existir un dispositivo que permita la entrada de aire en la tubería, cuando éste se cierre.

8.6.6 REBOSE Todo tanque de compensación debe tener un sistema de rebose, con el fin de evacuar los posibles caudales de exceso. El rebosadero debe estar dimensionado para evacuar el caudal máximo de entrada, cumpliendo con los siguientes requisitos:

•

El rebose debe descargar por medio de una tubería, vertedero o canal en una cámara independiente tan próxima al tanque como sea posible, y de allí debe ser evacuado a la tubería de limpieza de lavado.

•

En caso de utilizar tubería como rebose, ésta debe terminar en un tramo recto de longitud mayor o igual a 3.0 m. o a 3 veces su diámetro, medida a partir de su abertura al exterior.

•

La cámara de recolección del rebose debe tener una rejilla de 0.10 m en su parte superior con el fin de evitar la entrada de animales y basura a la cámara de rebose.

•

El rebose no debe limitar la capacidad de almacenamiento del tanque, asegurando que se obtenga el nivel máximo esperado en el tanque.

•

La cámara receptora de la tubería de rebose, debe estar dimensionada de tal forma que no ocurra rebose en ella.

•

Cuando se presenta rebose, el borde libre en las paredes del tanque debe ser de 0.10 m como mínimo, evitando cualquier presión sobre la tapa del tanque. Las paredes del tanque deben estar diseñadas para soportar esta carga adicional.

8.6.7 CONTROL DE NIVEL El tanque debe estar provisto de un sistema indicador de nivel y de cierre en la entrada, que disminuya la posibilidad de rebose. El dispositivo de control de nivel no debe dañar la calidad del agua.

248 ACUEDUCTOS Para los niveles bajo, medio y medio alto de complejidad, el cierre de la entrada puede ser manual. Para el nivel alto de complejidad, el sistema de cierre debe ser automático, recomendando sistemas de telemetría conectados al controlador de nivel y alarma sonora en el centro de control. Pueden utilizarse válvulas accionadas por flotador. 8.6.8 DESAGÜE Debe colocarse una tubería de desagüe sobre el fondo que permita el vaciado del tanque en el tiempo especificado en el literal 8.10 El piso debe tener una ligera pendiente hacia la tubería de desagüe. 8.6.9 MEDICIÓN DE CAUDAL Para los niveles de complejidad bajo y medio deben colocarse totalizadores en la tubería de salida del tanque, que permitan determinar los volúmenes suministrados en forma diaria. En el nivel medio alto de complejidad deben colocarse medidores totalizadores en la tubería de salida del tanque, que permitan determinar los volúmenes suministrados en forma diaria, así como las variaciones de los caudales, siendo recomendado un sistema de telemetría. En el nivel alto de complejidad deben colocarse medidores totalizadores en la tubería de salida del tanque, que permitan determinar los volúmenes suministrados en forma diaria, así como las variaciones de los caudales, siendo necesario un sistema de telemetría que permita conocer el caudal suministrado en cualquier instante. 8.6.10 SISTEMA DE DRENAJE Por debajo del fondo del tanque debe construirse un sistema de drenaje para captar las fugas que se presenten a través de su fondo y paredes y/o en tuberías de entrada y salida al tanque, descargando en una o más cámaras de recolección, donde sea posible visualizar la ocurrencia de fugas. En todo caso, debe cumplirse lo siguiente:

•

El sistema de drenaje debe ser subdividido en partes de tal forma que cada una tenga un área aferente máxima de 500 m2, descargando cada una en diferentes cámaras, con el fin de ubicar rápidamente la localización de fugas.

•

Los tubos de drenaje deben ser envueltos por una capa de grava de granulometría ascendente, desde el exterior hasta el interior.

•

En todo caso, debe evitarse que el agua procedente de las filtraciones ponga en peligro la cimentación de los tanques enterrados y semienterrados.

•

El sistema de drenaje del fondo debe ser independiente del sistema de drenaje del terreno.

•

El agua proveniente del sistema de drenaje debe ser evacuada y entregada a la tubería de limpieza y lavado del tanque.

8.6.11 OBRAS COMPLEMENTARIAS Impermeabilización Las paredes y el fondo deben ser impermeables y el material expuesto al agua debe ser resistente a los ataques químicos y a la corrosión. Ventilación

CAPITULO 7 : TANQUES DE ALMACENAMINETO 249 Deben proveerse ductos de ventilación que permitan la entrada y salida de aire, con una malla de 5 mm para evitar la entrada de insectos; en caso de que éstos sean de PVC, debe usarse la norma técnica NTC 1260. Caudal de aire Los ductos de ventilación deben tener una capacidad igual al caudal máximo de entrada de agua o de salida por la tubería de desagüe, el que resulte mayor. Forma de los ductos En tanques pequeños, de volumen menor que 50 m3, se recomienda que los ductos sean tubos verticales con dos codos de 90º conectados con un niple de tal manera que formen una curva de 180º. En tanques grandes se recomienda utilizar cámaras de ventilación, con orificios laterales debidamente protegidos. Cubierta Todo tanque debe contar con una cubierta, la cual debe ser impermeable, continua y opaca y tener una capa reflectiva de para evitar calentamiento interior. Deben cumplirse las siguientes disposiciones:

•

Sobre la cubierta debe colocarse una capa adicional de algún impermeabilizante que se adhiera a ella.

•

La cubierta debe estar inclinada a una o dos aguas, con una pendiente no inferior al 2%, con el fin de evitar encharcamiento en su superficie.

•

Si sobre la cubierta se tiene previstos jardines, canchas deportivas o zonas de tránsito de peatones, la cubierta debe estar protegida con una capa de drenaje con escurrimiento natural, debidamente protegida. Esta condición debe tenerse en cuenta en el diseño estructural.

al interior Cada tanque debe contar, por lo menos, con una tapa con cierre hermético para su inspección interior, ubicada sobre la cubierta, con una dimensión mínima de 0.6 m o igual a la que permita la entrada de equipos de mantenimiento. Debe contarse con escaleras internas y externas de un material que no afecte la calidad del agua. Es recomendable que el se ubique encima de los equipos existentes en el tanque y cerca de las paredes. El debe sobresalir un mínimo de 0.05 m por encima de la cubierta. Los s laterales, para el caso de los tanques metálicos, deben ser diseñados con cierre hermético. Iluminación No se permite la entrada de luz natural hacia el interior del tanque, salvo en las labores de observación, limpieza y mantenimiento. En caso de ser necesaria iluminación artificial, ésta debe ser por medio de bombillos e instalaciones a prueba de humedad. Señalización

250 ACUEDUCTOS Todo tanque elevado debe contar con luces de señalización de obstáculo elevado, para advertir su presencia a las aeronaves, y pintura acorde con las normas de la aeronáutica civil. Desinfección de los tanques de almacenamiento Antes de poner en servicio cualquier tanque de distribución, este debe ser desinfectado, debe tenerse en cuenta la norma NTC 4576 – Desinfección de Instalaciones de Almacenamiento de Agua Potable. La desinfección debe ser hecha con compuestos clorados, llenando el tanque con una concentración de 50 p.p.m. de cloro en el agua y una duración mínima de 24 horas de o, al final de las cuales se debe proceder al drenaje total del agua de lavado al sistema de alcantarillado. Si el cloro residual libre del agua de lavado al final de las 24 horas es inferior a 0,4 mg/lt, se debe repetir la operación con 25 p.p.m. Profundidad del fondo del tanque Como criterio general, el fondo de los tanques enterrados o semienterrados debe estar 0.5 metros por encima del nivel freático máximo. Cuando no sea posible, deben considerarse los efectos de flotación para el diseño estructural y asegurar que no exista peligro de contaminación. 8.7 DISPOSICIÓN DE VÁLVULAS EN UN TANQUE REGULADOR 8.7.1 TANQUE CON UN SOLO COMPARTIMIENTO

Llegada

1 Llegada Salida Rebose

3

2

Desague

1 3

2 4

Tabique Rebose

4 Desague

Salida . Figura 8.9 Tanque con un solo compartimiento, disposición de válvulas Funcionamiento normal: válvulas 1 y 2 abiertas; válvulas 3 y 4 cerradas 8.7.2 TANQUE CON DOBLE COMPARTIMIENTO


251

En las ciudades y poblaciones de cierto tamaño e importancia es conveniente proyectar el tanque regulador con dos compartimientos con el fin de no interrumpir el servicio cuando se desee su lavado. En este caso, primero se lava un compartimiento y luego el otro. Funcionamiento normal: válvulas 1, 2, 5 y 6 abiertas; válvulas 3, 4 y 7 cerradas (Figura 8.10)

15

BY

3 2

7 5

1

6

4 2

3 7 6

4

LLEGADA DESAGUE SALE

Figura 8.10 Tanque con doble compartimiento, disposición de válvulas. 8.8 ALMACENAMIENTO ELEVADO Cumplirá en general con los requisitos expuestos anteriormente, además de los siguientes: -

El nivel mínimo de agua en el tanque será suficiente para garantizar presiones adecuadas en la red de distribución. Se utilizará la misma tubería para entrada y salida de agua.

Funcionamiento normal: válvula 1 abierta, 2 cerrada Para lavado 1 cerrada y 2 abierta (Figura 8.11)

DESAGUE

LLEGA Y SALE

252

ACUEDUCTOS Figura 8.11 Tanque elevado, disposición de válvulas.*****

8.9 LOCALIZACIÓN La mejor localización se produce en el centro de la localidad; según la posición relativa del tanque con respecto a la captación y a la distribución los tanques pueden ser de distribución y compensación. 8.9.1 TANQUES DE DISTRIBUCIÓN Cuando el agua llega primero al tanque antes de distribuirla a la localidad (la tubería se calcula para el QMH en la red de distribución). (Figura 8.12) TANQUE DE DISTRIBUCIÓN

PLANO DE CARGA CONS CO NS

UMO

MÍNIM O

Presión máxima

UM OM

ÁXI MO

Presión mínima

POBLACIÓN

Figura 8.12 Tanques de distribución 8.9.2 TANQUES DE COMPENSACIÓN Se designan con este nombre los tanques de distribución situados en el extremo opuesto a la entrada. En estos tanques, cuando el consumo es mínimo la totalidad del agua llena el tanque. Cuando el consumo es mayor que el suministro, una parte de la población se abastece directamente de la conducción y otra parte se abastece del tanque (Figura 8.13).


253

PLANO DE CARGA CONSUM O MÍNIM C O O N CO SUMO NS = SUMI UM NISTR O> O SU MIN IST RO

TANQUE DE COMPENSACIÓN

POBLACIÓN

Figura 8.13 Tanques de compensación 8.9.3 MIXTOS Combinación de los dos métodos anteriores (Figura 8.14)

TANQUE DE DISTRIBUCIÓN

CONSUM O MÍNIM C O O NSUM CO O=S NS UM UMIN ISTRO O> SU MIN IST RO

TANQUE DE COMPENSACIÓN

POBLACIÓN

Figura 8.14 Tanques de distribución y compensación EJERCICIO Población futura año 2.025 : 37.564 habitantes Dotación requerida al final del período de diseño = 210 lt/h/día Se dispone de 400 m3 de almacenamiento

254 Consumo medio diario al final del período:

Qm =

ACUEDUCTOS

210 * 37564 = 91.3 l / seg 86400

QMD = 91.3 * 1.3 = 118.7 l/seg. Volumen máximo diario = 118.7 lt/seg * 86400 seg/dia * 1m3/ 1000lt = 10256 m3 - Capacidad de regulación: Volumen de almacenamiento = 10.256 / 3 = 3.418 m3 - Capacidad de almacenamiento contra incendio.

Qin =

3.86 P  P  1 − 0.01   60 1000  1000 

Qin =

37.564  3.86 37.564  1 − 0.01  = 0.37 m3 s  1000  60 1000 

Por 2 horas que equivalen a 7200 segundos 0.37 m3/s * 7200 = 2664 m3 Se toma el mayor entre el volumen de regulación y el volumen contra incendios. En este caso es 3.418 m3 Se tienen 400 m3 de almacenamiento, luego se construirá un volumen de almacenamiento adicional de: 3.418 – 400 = 3018 m3 Alternativas de Almacenamiento

CONS UMO MÍNIM O CO NS UM OM ÁXI MO

c. mín c. máx POBLACIÓN


255

Figura 8.15 Distribución de tanques respecto a la red -

Ampliar el almacenamiento existente Como es necesario bajar presiones para zona alta y baja se divide en dos zonas de presiones, disminuyendo diámetros y aumentando la seguridad en el servicio.

Como en la zona alta se asienta el 60% de la población y en la baja el 40% distribuiremos el volumen de almacenamiento proporcional a las necesidades de la población asi: 3.418 * 0.6 = 2051m3 para la zona alta 3.418 * 0.4 = 1367m3 para la zona alta Como tenemos un tanque de almacenamiento de 400 m3 en la zona alta el volumen adicional a proveer en esta zona será: 2051 – 400 = 1651 m3 8.10 CÁLCULO DE LA TUBERÍA DE DESAGÜE Y EL CAUDAL Tiempo de vaciado El tiempo de vaciado del tanque calculado con la ecuación 8.3 debe ser menor que 8 horas. Dicha ecuación es válida, para tanques con área superficial constante a lo largo de su altura. (Figura No. 8.16).

T =

2⋅ A⋅ h m ⋅ a ⋅ 2g

(8.3)

Donde : T A a m

= tiempo de vaciado = área de la superficie del tanque = área del tubo = coeficiente

El coeficiente m debe estar entre 0.50 y 0.60 El caudal máximo de salida agua durante el vaciado debe ser menor que el caudal máximo de entrada de aire en el sistema de ventilación.

256 ACUEDUCTOS El sistema de alcantarillado receptor del desagüe del tanque debe tener la capacidad suficiente para transportar el caudal producido en el vaciado del tanque. Procedimiento Se supone un diámetro y se halla el caudal que evacua y el tiempo que tarda en vaciarse el tanque. Este deberá estar comprendido entre 2 y 4 horas. Si T no da entre estos valores se debe asumir otro diámetro. Caudal de vaciado Determinada la sección del tubo y partiendo de la fórmula: Q = A * C D * (2gh) Donde: Q h a CD L D

(8.2)

= caudal de desagüe = altura del nivel máximo = área del tubo = coeficiente 0.61 = longitud tubería recta + longitud por rios = diámetro del tubo

Se calcula el caudal de vaciado, el cual nos determinara los diámetros de la tubería de desagüe a escurrimiento libre.

TABLA No. 8.1 Valores de C D según L/D L/D 5 10 15 20 25 30 40 50 60 80 100 125 150 200

CD 0.89 0.77 0.75 0.73 0.71 0.70 0.66 0.62 0.60 0.55 0.50 0.47 0.45 0.43


257

h D

Figura 8.16 Tanque y tubería de desagüe 8.11

DESINFECCIÓN

8.11.1 INTRODUCCIÓN El más importante requerimiento individual del agua de bebida es que debe estar libre de cualquier microorganismo que puede transmitir enfermedades al consumidor. Procesos tales como almacenamiento, sedimentación, coagulación y floculación, y filtración rápida, reducen en grado variado el contenido bacteriológico del agua. Sin embargo, estos procesos no pueden asegurar que el agua que producen sea bacteriológicamente segura. Frecuentemente se necesitará una desinfección final. En caso en los que no se disponen de otros métodos de tratamientos, se puede recurrir a la desinfección como único tratamiento contra la contaminación bacteriana del agua potable. La desinfección del agua se encarga de la destrucción, o al menos de la desactivación completa, de los microorganismos dañinos presentes en el agua. Se le realiza usando medios físicos o químicos. Los siguientes factores influyen en la desinfección del agua : - La naturaleza y número de los organismos a ser destruidos. - El tipo y concentración del desinfectante usado - La temperatura del agua a ser desinfectada : cuanto más alta sea la temperatura, más rápida es la desinfección. - El tiempo de o : el efecto de desinfección se vuelve más completo cuando los desinfectantes permanece más tiempo en o con el agua. - La naturaleza del agua a ser desinfectada : si el agua contiene materia particulada, especialmente de naturaleza coloidal y orgánica, el proceso de desinfección es generalmente obstaculizado. - El pH (acidez / alcalinidad) del agua. - Mezcla : una buena mezcla asegura la adecuada dispersión del desinfectante a través de toda el agua y, así, promueve el proceso de desinfección.

258

ACUEDUCTOS

8.11.2 DESINFECCIÓN FÍSICA Los dos métodos principales de la desinfección física son : el hervido y la radiación con rayos ultravioleta. 8.11.2.1 Hervido Es una práctica segura y tradicional que destruyen microorganismos patógenos tales como virus, bacterias, cercaria, quistes y huevos. Si bien es efectivo como tratamiento casero, no es un método factible para abastecimientos públicos de agua. Sin embargo, en situaciones de emergencia se puede usar el hervido del agua como medida temporal. 8.11.2.2 La radiación de luz ultravioleta Es un método efectivo de desinfección para aguas claras, pero su efectividad es reducida significativamente cuando el agua es turbia o tiene constituyentes tales como nitrato, sulfato y hierro en su forma ferrosa. Este método de desinfección no produce ningún residuo que proteja al agua contra una nueva contaminación y que podría servir para propósitos de control y vigilancia. La luz ultravioleta ha sido usada para desinfección en varios países desarrollados, pero se le aplica muy rara vez en países en desarrollo. 8.11.3 DESINFECTANTES QUÍMICOS Un buen desinfectante químico debe poseer las siguientes características importantes : -

Rápido y efectivo en eliminar microorganismos patógenos presentes en el agua ; Fácilmente soluble en agua en las concentraciones requeridas para la desinfección y capaz de proveer una acción residual; Que no imparta sabor, olor o color al agua ; Que no sea tóxico para la vida humana o la animal ; Fácil de detectar y de medir en el agua ; Fácil de manipular, transportar, aplicar y controlar ; De fácil disponibilidad a un costo moderado.

Las sustancias químicas que han sido usadas exitosamente para la desinfección son : cloro, compuestos de cloro y yodo dosificados en forma adecuada ; ozono y otros oxidantes como permanganato de potasio y peróxido de hidrógeno. Cada uno de estos tiene sus ventajas y limitaciones. 8.11.3.1 Cloro y compuestos de cloro El cloro es un gas tóxico de color amarillo - verdoso, que se encuentra en la naturaleza sólo en estado combinado, principalmente con el sodio como sal común. Tiene un olor característico penetrante e irritante, es más pesado que el aire y se le puede comprimir para formar un líquido claro de color ámbar. El cloro líquido es más pesado que el agua. Se vaporiza bajo temperatura y presión atmosférica normal. Comercialmente se fabrica el cloro mediante la electrólisis de salmuera, con producción de soda cáustica e hidrógeno como productos secundarios.

CAPITULO 7 : TANQUES DE ALMACENAMINETO 259 Como gas seco, el cloro no es corrosivo, pero ante presencia de humedad se vuelve altamente corrosivo para todos los metales, excepto la plata y el plomo. El cloro es ligeramente soluble en el agua, aproximadamente 1 por ciento por peso en 10°C. Su capacidad para destruir patógenos con bastante rapidez y su amplia disponibilidad lo hacen muy adecuado para la desinfección. Su costo es moderado y es, por esta razón, ampliamente usado como desinfectante alrededor del mundo. 8.11.3.2 Yodo A pesar de sus propiedades atractivas como desinfectante, el yodo tiene serias limitaciones. Se requiere dosis adecuadas (10 - 15 mg/l) para alcanzar una desinfección satisfactoria. No es efectivo cuando el agua a ser desinfectada presenta color o turbidez. La elevada volatilidad del yodo en soluciones acuosas es también un factor contra su uso, excepto en situaciones de emergencia. 8.11.3.3 Permanganato de potasio Este es un poderoso agente oxidante y se ha descubierto que es efectivo contra el vibrión del cólera pero no contra otros patógenos. Deja manchas en el contenedor y por esto no es un desinfectante muy satisfactorio para abastecimientos públicos de agua. 8.11.3.4 Ozono El ozono es cada vez más usado para la desinfección de los abastecimientos de agua potable en países industrializados, ya que es efectivo en la eliminación de compuestos que dan sabor o color objetables al agua. Al igual que los rayos ultravioleta, el ozono no deja normalmente ningún residuo medible, cuya detección pudiera servir para controlar el proceso. La ausencia de un residuo también significa que no hay protección contra una nueva contaminación del agua después de su desinfección. Los elevados costos de instalación y operación y la necesidad de un suministro continuo de energía hacen que el uso del ozono no sea una práctica recomendada para países en desarrollo. 8.11.3.5 Cloración Aunque el agua superficial sea aireada, sedimentada y filtrada, el agua ya tratada puede contener microorganismo patógenos a menos que sea desinfectada continuamente para destruirlos. En muchos casos, el agua de pozos protegidos también es desinfectada con cloro o compuestos clorados, fundamentalmente para mantener un residuo de cloro en el agua a través del sistema de distribución. Así se intenta precaverse contra la contaminación que pudiera ocurrir durante reparaciones de los conductos principales o a causa de instalación de fontanería defectuosa. Sin embargo, la desinfección contínua del agua no sustituye la estricta vigilancia e inspección de la tubería. Toda sección nueva o reparada de un sistema de distribución de agua o de los depósitos de almacenamiento y de las estaciones nuevas de bombeo que tengan o con el agua deben ser esterilizados, para eliminar la contaminación que pudiera haberse introducido en el sistema durante la construcción o reparación. Todos los procedimientos de esterilización deben ser comprobados mediante análisis bacteriológicos, para cerciorarse de su eficacia. Hay que señalar que desinfección significa matar

260 ACUEDUCTOS los microorganismos patógenos, mientras que esterilización significa matar todos los organismos vivos. El cloro o sus derivados o sus compuestos se usan generalmente para desinfectar. La rapidez de la desinfección depende fundamentalmente de la concentración del agente desinfectante y del tiempo de o; pero también desempeñan papel importante el pH y la temperatura. Cuando se usa compuestos de cloro, el poder oxidante del producto expresado en términos de cloro (CI 2 ) se denomina "Cloro disponible o Cloro Residual". Los factores principales que influyen en la desinfección son la concentración del agente y el tiempo de o, aunque también debe considerarse el pH y la temperatura. El poder desinfectante de los distintos agentes clorados depende de su contenido en cloro (CI 2 ) o cloro libre. Para desinfección del agua se dispone de cloro, principalmente polvo blanqueador (CI 2 CaO), hipoclorito de calcio (ClO) 2 Ca, soluciones de hipoclorito de sodio (CIONa). Cuando se usa cal clorada (polvo blanqueador), hipoclorito cálcico de alto poder o los demás compuestos clorados en polvo, con distintas concentraciones de cloro útil se prepara una solución al 1% que se aplica al agua a velocidad constante, por medio de dispositivos mecánicos, conocidos con el nombre de hipocloradores. La cantidad necesaria varía según el grado de contaminación y la cantidad de minerales o gases presentes que puedan sufrir oxidación. La cantidad será suficiente no sólo para satisfacer la "demanda de cloro" del agua, sino también para mantener un cloro residual de por lo menos 0,06 a 0,10 ppm en el agua conducida a los puntos más distantes del sistema de distribución. En tiempo de epidemia, el cloro libre residual ha de aumentarse, preferiblemente hasta un mínimo de 0,2 a 0,3 ppm en todos los lugares del sistema de distribución, prescindiendo del sabor y olor desagradables que puede ofrecer el agua durante este período. El muchos sistemas de distribución del agua se mantiene sistemáticamente un cloro residual de 0,1 ppm o mayor. Han de hacerse ensayos frecuentes con muestras de agua recogidas a la salida de la planta, en grifos del sistema de distribución situados en punto representativos para determinar el cloro residual del agua. La eficacia del cloro como desinfectante disminuye a aumentar el pH por encima de 8,0. Al aplicar a las aguas alcalinas la dosis de cloro deberá ser aumentada hasta por lo menos 0,4 mg / l residual, a los pH de 8,0 a 10,0 y de 0,8 mg / l por encima de un pH de 10,0. 8.11.4 CLORADORES En las grandes instalaciones la desinfección se consigue con el uso del cloro líquido en un cilindro, el cual al disminuir la presión se transforma en cloro gaseoso. Este se mezcla con el agua por medio de un clorador, en forma de solución; los cloradores más usados son los de solución líquida, en virtud de su mayor capacidad, flexibilidad de regularización o instalación y adaptabilidad a muy diversos requisitos. Los cloradores cuya capacidad de alimentar varía de 500 g/24 horas a varios miles de Kg/24 horas pueden ser operados manualmente o por un sistema automático. Para pequeñas instalaciones, se utiliza una mezcla de agua e hipoclorito (líquido o sólido). Esta solución es depositada en un tanque, donde se mantiene el nivel constante por medio de un

CAPITULO 7 : TANQUES DE ALMACENAMINETO 261 flotador, sobre un orificio regulable. Dicho orificio puede ser ajustado para dosificar la cantidad de hipoclorito en solución, aplicada al agua que se va a clorar (Figura 8.17). FLOTADOR

ORIFICIO REGULABLE TANQUE PLASTICO

SOLUCIÓN HIPOCLORITO

TUBO PLASTICO DE CARGA

UNIÓN HERMENT

DESCARGA A PUNTO DE APLICACIÓN

Figura No. 8.17 Equipo de carga constante para dosificación de la solución de cloro. Estudios recientes, aún en progreso, han enunciado la posibilidad de que los compuestos orgánicos ("halogenados") formados cuando se añade cloro al agua, puede causar ciertas formas de cáncer en el hombre. Debido al número de variables involucradas, hasta ahora no se dispone de ninguna evidencia definitiva. Por otro lado, las propiedades desinfectantes del cloro están bien establecidas y, hasta la fecha, deben compensar los posibles efectos laterales surgidos cuando se les usa para salvaguardar la salud pública. Caseta de cloración En acueductos donde no se tenga una planta de purificación convencional, se debe proyectar una caseta de cloración ubicada antes del tanque de almacenamiento como se indica en la Figura 8.18.

262

ACUEDUCTOS ORIFICIOS DE DISTRIBUCIÓN

PANTALLA

DESAGUE VERTEDERO

6H A TANQUE DE ALMACENAMIENTO

DISPOSITIVO DE LECTURA

CLORO

PANTALLA

H

AL TANQUE FLAUTA

ORIFICIO INTERCONEXIÓN

H DETALLE DEL VERTEDERO

H/2 MÍNIMO 6H

Figura 8.18 Caseta de cloración

CAPITULO 8: REDES DE DISTRIBUCIÓN

1

9. REDES DE DISTRIBUCION

Son el conjunto de tuberías que conducen el agua desde el tanque de distribución hasta cada uno de los puntos donde debe ser utilizado. Para el diseño de la red es imprescindible haber definido la fuente de abastecimiento y la ubicación tentativa del tanque de almacenamiento. Cumplidos estos requisitos se procederá al diseño de la red de distribución. La importancia en esta determinación radica en poder asegurar a la población el suministro eficiente y continuo de agua en cantidad y presión adecuada durante todo el período de diseño. La red de distribución primaria o red matriz de acueducto, es el conjunto de tuberías mayores que son utilizadas para la distribución de agua potable, que conforman las mallas principales de servicio del municipio y que distribuyen el agua procedente de las líneas expresas o de la planta de tratamiento hacia las redes menores de acueducto. Las redes matrices son los elementos sobre los cuales se mantienen las presiones básicas de servicio para el funcionamiento correcto del sistema de distribución general. Las redes de distribución secundarias y terciarias son el conjunto de tuberías destinadas al suministro en ruta del agua potable a las viviendas y demás establecimientos municipales públicos y privados. En algunas ciudades de nivel de complejidad alto, se consideran como redes de distribución secundaria a las tuberías de diámetros comprendidos entre 75 mm (3 pulgadas) y 300 mm (12 pulgadas), y como redes de distribución terciarias las comprendidas entre 38 mm (1.5 pulgadas) y 50 mm (2.5 pulgadas), las cuales se alimentan desde las redes matrices y reparten agua en ruta. En los municipios de los niveles de complejidad bajo, medio, medio alto, se considera que las redes de distribución secundaria comprenden los diámetros entre 38 mm (1,5 pulgadas) a 100 mm (4 pulgadas); y las tuberías matrices, los diámetros de 150 mm (6 pulgadas) en adelante y sobre éstas deben garantizarse las presiones mínimas para que el sistema opere adecuadamente. 9.1 ESTUDIOS PREVIOS 9.1.1 CONCEPCIÓN DEL PROYECTO Durante la concepción del proyecto deben definirse criterios técnicos y económicos que permitan comparar todas las alternativas posibles para la red de distribución del municipio, a partir de los datos de campo, geológicos, urbanísticos, demográficos (poniendo énfasis especial en los casos de etnias minoritarias) y de consumo de la población que se va a abastecer. Los sistemas de distribución de agua potable deben cumplir con los siguiente requisitos principales:


• • •

2

Suministrar agua potable a todos los s en la cantidad y calidad necesarias. Proveer suficiente agua para combatir incendios en cualquier punto del sistema. Proveer agua para otros tipos de uso, tales como fuentes, servicios públicos etc.

La concepción del proyecto de la red de distribución debe incluir, entre otras, las siguientes actividades: a) b) c) d) e) f) g)

h) i) j) k)

Definición de los caudales para el dimensionamiento de la red de distribución. Delimitación del perímetro sanitario, perímetro de servicio o del área total. Delimitación clara de las zonas de presión. Fijación de las capacidades de los tanques de distribución y compensación localizados dentro de la red de distribución. Análisis del sistema de distribución existente, con el objetivo de aprovechar eficientemente las tuberías existentes. Trazado de los conductos principales y secundarios de la red. Dimensionamiento de cada uno de las tuberías de la red. En caso de que se trate de una ampliación debe establecerse claramente cuales de los tubos existentes deben ser redimensionados y cambiados. Localización y dimensionamiento de los equipos y rios destinados al funcionamiento y la operación del sistemas de distribución de agua potable. Definición de las etapas de ejecución del sistema de distribución de agua potable. Especificación de las obras, los materiales y los equipos que conforman la red de distribución. Estimación de los costos de diseño de construcción del sistema de distribución.

9.1.2 OPTIMIZACIÓN DE LA RED DE DISTRIBUCIÓN El dimensionamiento de la red de distribución debe justificarse con estudios económicos comparativos que permitan determinar los diámetros óptimos de cada una de las tuberías de la red, compatibles con los requisitos técnicos, las etapas de construcción y la viabilidad económico financiera del proyecto. Para todos los niveles de complejidad del sistema debe hacerse un diseño optimizado de la red de distribución. 9.1.3 ASPECTOS GENERALES DE LA ZONA POR ABASTECER Deben conocerse todos los aspectos generales de la zona que va a ser abastecida por la red de distribución. En general, deben conocerse los regímenes de propiedad y los usos generales de la zona, así como los requerimientos básicos y usos del agua que va a ser suministrada. En particular, debe quedar plenamente establecido cuales son los terrenos de propiedad del estado, del departamento o del municipio. Con el fin de establecer concretamente los aspectos generales de la zona donde va a localizarse la red de distribución objeto de diseño, construcción o ampliación, debe conocerse el levantamiento topográfico planialtimétrico del municipio y de sus áreas de expansión, en el que figuren : • • •

El perímetro urbano. Distribución espacial de la población y de la demanda. Las calles aprobadas existentes y las aprobadas por la oficina de planeación municipal.


• • • • • • •

3

Plan de expansión vial. Las áreas de expansión futuras, previstas en el plan de desarrollo del municipio. Las áreas cuyo desarrollo futuro es evidente. La indicación del número de edificios en cada manzana del municipio. Las áreas en donde el desarrollo urbano se encuentre prohibido. Los cursos de agua con sus obras de canalización, tanto las existentes como las proyectadas. Los puentes, viaductos y otros pasos de cursos de agua, vías públicas o calles.

Además, deben conocerse los planos de urbanización y los tipos de pavimento en uso y previstos, así como el levantamiento minucioso de todas las partes del sistema de distribución existente, debidamente localizadas en planos topográficos. Además, debe conocerse la localización de otras redes de distribución de diferentes servicios públicos, tales como alcantarillados, redes de distribución de gas domiciliario, redes de teléfono y redes de energía. . 9.1.4 FACTIBILIDAD DE AMPLIACIÓN En caso de diseño de una nueva red de distribución de agua potable, podrá establecerse la construcción de esta por etapas siguiendo lo establecido en el análisis de costo mínimo. De todas formas, cada una de las etapas en que se construya la red de distribución debe estar diseñada óptimamente, de acuerdo con lo establecido en el literal 9.1.2. Para la ampliación de la red se aceptan tramos que sin constituir malla sean empatados a circuitos secundarios, terminados en tapones provistos de válvulas para las futuras expansiones del sistema. 9.1.5 RECOMENDACIONES SOBRE EL TRAZADO DE LA RED DE DISTRIBUCIÓN Para el trazado de la red de distribución deben tenerse en cuenta las siguientes recomendaciones : 1.

2.

3. 4. 5.

6. 7.

Las tuberías de la red matriz deben ubicarse cerca de los grandes consumidores y de las áreas de mayores consumos específicos buscando, además, optimizar las longitudes de las tuberías. Deben analizarse las redes menores existentes evaluando sus necesidades de refuerzo y ubicar en las redes matrices los nodos de caudal y presión necesarios y futuras interconexiones. Debe evitarse ubicar las tuberías en calles que ya tengan implantadas tuberías de acueducto de diámetros mayores. Deben utilizarse al máximo las áreas públicas evitando adquisiciones o expropiaciones de terrenos particulares. Para tuberías nuevas con diámetros mayores a 300 mm (12 pulgadas), deben evitarse vías públicas con tráfico intenso y con dificultad de manejo de tráfico durante la ejecución de las obras. Deben evitarse interferencias principalmente con estructuras mayores u otros servicios, y aquellas cuya relocalización sea costosa o presente dificultades técnicas importantes. Deben evitarse rutas junto a quebradas o cañadas en donde normalmente existe concentración de servicios de aguas lluvias y alcantarillado, así como la ocurrencia de suelos aluviales y nivel freático elevado.


8. 9. 10. 11.

12.

13.

4

Deben buscarse rutas con topografía suave, evitando piezas especiales y rios. Deben minimizarse los desvíos e interrupciones del tráfico durante la ejecución de la obra. Debe disminuirse la cantidad de rotura y la reconstrucción de pavimentos, seleccionando hasta donde sea posible zonas verdes y sin pavimentar. En todos los casos la localización de las redes matrices nuevas dependerá esencialmente de las tuberías matrices existentes, tratando de aprovechar al máximo la prolongación de ellas y la integración de las mismas. Deben disponerse las tuberías de mayor diámetro formando una red enmallada sin puntos aislados teniendo en cuenta los sistemas separados para control de presión y la zonificación de las áreas de consumo. Debe hacerse un análisis de los servicios existentes en la zona y una consulta con las diferentes entidades públicas, con el fin de localizar los servicios existentes o proyectados para reducir al mínimo las interferencias durante el período de construcción.

Además de lo anterior, deben seguirse las siguientes recomendaciones: 1. 2. 3.

4.

5.

Las áreas de mayor consumo deben servirse de los conductos principales. Las áreas de menor consumo deben servirse de los conductos secundarios, formando en lo posible redes enmalladas. Se aceptan tramos secundarios abiertos siempre y cuando terminen en conexiones domiciliarias o en tapones provistos de válvula de purga, que sirvan para la limpieza de la tubería o para expansiones futuras del sistema. No deben proyectarse redes de distribución en las zonas de población dentro del perímetro urbano cuya densidad sea menor que 30 habitantes por hectárea, a menos que sean identificadas y justificadas como zonas de desarrollo urbano, con base en la tendencia de crecimiento de la vivienda del municipio o en planes masivos dentro del perímetro urbano, y que su costo no encarezca desproporcionadamente el sistema en razón de sus características y ubicación. No deben proyectarse redes de distribución en aquellas zonas que sean inundables periódicamente por el mar o por las crecientes de ríos, salvo cuando sea imprescindible ubicar algún conducto principal por zonas de tales características.

9.1.6 AREAS POR ABASTECER El área por abastecer debe contener la población de proyecto y las áreas industriales y comerciales presentes y resultantes de la expansión futura. En caso de que en el municipio no exista un plan de desarrollo, deben considerarse como áreas de expansión aquellas que presenten un desenvolvimiento promisorio relacionado con factores que estimulen el crecimiento de la región. El área por abastecer debe ser definida mediante la interrelación con carreteras calles, ríos y otros accidentes geográficos y debe ser demarcada en planos espacialmente reservados para esa finalidad, cuya escala permita mostrar las características geométricas del municipio y los accidentes geográficos utilizados para la demarcación. Para los niveles medio alto y alto de complejidad, en el caso de redes para urbanizaciones, debe observarse adicionalmente los siguientes requisitos: 1.

Todo proyecto de urbanizaciones debe cumplir con lo dispuesto en el decreto 951 del 4 de mayo de 1989, del Departamento Nacional de Planeación o el que lo reemplace, el cual


2.

3.

4.

5

establece el reglamento general (ley 142/94 título VIII), o la que la reemplace, para la prestación de los servicios de acueducto y alcantarillado en todo el territorio nacional. El constructor debe empatar la red de la urbanización a las redes oficiales en el diámetro aprobado por la empresa prestadora del servicio municipal. La extensión sólo debe hacerse por vías o fajas públicas. En las urbanizaciones no se considera como red asociada a la red del municipio las tuberías de acueducto de diámetro inferior a 50 mm (2 pulgadas). Por lo tanto, el urbanizador debe construir la red proyectada cuando existan tuberías de acueducto con diámetro inferior a 50 mm (2 pulgadas). En ningún caso el constructor puede operar las válvulas de las redes que ya tengan servicio, incluidas las de la urbanización misma.

9.1.7 AMENAZA SÍSMICA Debe establecerse la amenaza sísmica del municipio en el cual va a diseñarse, construirse o ampliarse la red de distribución, teniéndose en cuenta lo establecido por la NSR-98 (Normas Colombianas de Diseño y Construcción Sismoresistente) al respecto. Deben tenerse en cuenta los mapas de amenaza sísmica existentes para la zona en la cual se localice el municipio. Los materiales y las tuberías, especialmente sus juntas, deben estar diseñados para soportar los esfuerzos de tensión y de corte generados por el sismo de diseño aplicables al municipio. 9.2 CONDICIONES GENERALES Para el diseño, la construcción, la operación y el mantenimiento de las redes de distribuciones deben identificarse las alternativas de distribución por gravedad, por bombeo y mixtas. Además deben tenerse en cuenta las siguientes condiciones generales: 9.2.1 DELIMITACIÓN DE ZONAS DE PRESIÓN La red de distribución de agua potable debe subdividirse en cuantas zonas de presión sean necesarias para cumplir con las condiciones de presión máxima y presión mínima en todos los puntos de la red. El establecimiento de las zonas de presión se hace con el fin de obtener la máxima uniformidad en el gradiente de presiones entre los tanques o estaciones de bombeo y los puntos de mínima presión. Además, deben tenerse en cuenta los siguientes puntos: 1. Las áreas que estén ubicadas en terrenos altos y que requieran mayores presiones para ser abastecidas deben tener, en lo posible, sistemas separados de presión, debiendo mantenerse las presiones por medio de tanques elevados o, en última instancia, por bombeo. 2. La red de distribución debe estar subdividida en las zonas de presión que sean necesarias para atender las condiciones de presión impuestas por el presente código. 3. Partes de una misma zona de presión podrán presentar presiones estáticas mayores a la máxima definida y menores que la mínima fijada, siempre y cuando sean cumplidas las condiciones siguientes:


a)

6

El área por abastecer con presión estática superior en 20% al máximo establecido para esa zona de presión podrá corresponder al 10% del área de la zona. El área por abastecer con una presión estática superior en un 40% a la presión máxima establecida podrá corresponder hasta 5% del área de la zona de presión.

En todos los casos debe contarse con la tubería y rios adecuados. b)

El área por abastecer con presión dinámica mínima igual a las dos terceras partes del mínimo establecido para la zona de presión, debe corresponder como máximo al 10% del área de la zona de presión. El área por abastecer con presión dinámica mínima inferior a la mitad del mínimo establecido podrá corresponder al 5% del área de la zona de presión. En ningún caso se permite un valor inferior al mínimo establecido en la tabla 9.1.

c)

Las presiones estáticas y dinámicas serán referidas así: la primera, con respecto al nivel de agua máximo, y la segunda, al nivel de agua mínimo de los tanques o embalses de distribución.

4.

Las regiones pertenecientes al área de abastecimiento, que por sus características no tengan consumidores en su interior, no serán consideradas en la estimación de las presiones máximas disponibles pero deben ser consideradas para el cálculo de las presiones mínimas.

5.

Las presiones de la zona de presión de la red de distribución deben estar condicionadas por la ubicación de los tanques de distribución.

6.

Cuando una zona para la localización de un tanque no presente cota suficiente para garantizar las condiciones de presión necesarias para el correcto funcionamiento de la red, la distribución debe hacerse a partir de un tanque elevado.

9.2.2 SECTORIZACIÓN DEL SERVICIO Para los niveles medio alto y alto de complejidad la red de distribución de agua potable debe estar sectorizada a fin de lograr racionalización del servicio. Para el nivel medio de complejidad se recomienda que la red esté sectorizada. Para el nivel bajo de complejidad no se requiere que la red esté sectorizada La sectorización del servicio debe buscar los siguientes objetivos: 1. 2. 3. 4. 5. 6.

Controlar fugas en las zonas de presión. Controlar la presión en diferentes zonas. Facilitar las labores de mantenimiento preventivo programado. Controlar el agua no contabilizada. Optimizar la operación del servicio. Prever la concesión de la operación de la red a diferentes empresas prestadoras del servicio.

9.2.3 TRAZADO DE LA RED


7

En todos los casos debe procurarse que la red conforme circuitos o mallas. La forma de los mismos y la longitud de las tuberías primarias que los integren deben ceñirse a las características topográficas del municipio, a la densidad de población actual por abastecer y a la ubicación del tanque o tanques de almacenamiento de alimentación. Debe tenerse en cuenta el futuro desarrollo del municipio con el fin de prever las posibilidades de ampliación de la red. La distribución no enmallada sólo podrá aplicarse en municipios con poblaciones poco densas, donde los tramos de tuberías necesarios para cerrar los circuitos resulten muy largos o de escasa utilización. 9.2.3.1 Trazado de las tuberías matrices o primarias Las tuberías primarias deben ubicarse en calles existentes, cerca de las áreas en donde se prevé el abastecimiento de agua para el control de incendios y tan cerca cuanto sea posible de los consumidores especiales. 9.2.3.2 Trazado de las tuberías secundarias (de 6 pulgadas a 12 pulgadas) Las tuberías secundarias deben formar circuitos cerrados siempre que: • El área por abastecer sea mayor a 1 km2

• La distancia promedio entre las tuberías secundarias paralelas sea mayor de 250 m. • La distancia entre la tubería secundaria que se ubica más próxima al límite del área a abastecer y el perímetro de esta área sea igual o mayor que 150 m. Las tuberías secundarias deben conformar circuitos cerrados cuando no se tengan en cuenta las condiciones anteriores, siempre que: • • •

Así lo indique la empresa prestadora del servicio. Se desee garantizar mayor seguridad al abastecimiento. El caudal máximo previsto en el área por abastecer con el circuito cerrado sea mayor que 25 L/s.

9.2.3.3 Trazado de las redes menores de distribución o terciarias Las redes menores de distribución deben conformar circuitos cerrados por interconexiones en los puntos de cruce, o pueden ser independientes, siempre y cuando en el futuro se prevea su alimentación por los dos extremos y se garantice que se cumpla con la presión y la colocación conjunta de las tuberías principales de alimentación. La red de distribución debe ser doble, con la ubicación de las tuberías en los dos andenes, o junto a ellos cuando ocurra cualquiera de los siguientes casos : 1. La red está ubicada en una calle con tráfico intenso. 2. El ancho de la calle sea mayor que 15 m. 3. Un análisis económico involucrando el costo de las acometidas y de las tuberías concluya que sea más económica la implantación de una red doble. 9.2.4 CAUDAL DE DISEÑO


8

El caudal de diseño depende del nivel de confiabilidad del sistema, tal como se discrimina a continuación : 1. Para el nivel bajo de complejidad, el caudal de diseño será el caudal máximo horario (QMH). 2. Para los niveles medio y medio alto de complejidad, el caudal de diseño debe ser el caudal máximo horario (QMH) o el caudal medio diario (Qmd) más el caudal de incendio, el que resulte mayor de cualquiera de los dos. 3. Para el nivel alto de complejidad, el caudal de diseño debe ser el caudal máximo horario (QMH). 9.2.5 PRESIONES EN LA RED DE DISTRIBUCIÓN Además de lo establecido en el literal 9.2.1 , Delimitación de zonas de presión, para el diseño de la red de distribución deben tenerse en cuenta los siguientes requerimientos para las presiones: 9.2.5.1 Presiones mínimas en la red La presión mínima en la red depende del nivel de complejidad del sistema, tal como se especifica a continuación: TABLA 9.1 Presiones mínimas en la red de distribución Nivel de complejida d Bajo Medio Medio alto Alto

Presión Presión mínima mínima (kPa) (metros) 98.1 98.1 147.2 147.2

10 10 15 15

Las presiones mínimas establecidas en este literal deben tenerse cuando por la red de distribución esté circulando el caudal de diseño. 9.2.5.2 Presiones máximas en la red menor de distribución: El valor de la presión máxima tenida en cuenta para el diseño de las redes menores de distribución, para todos los niveles de complejidad del sistema, debe ser de 588.6 kPa (60 mca). La presión máxima establecida en este literal corresponde a los niveles estáticos, es decir, cuando no haya flujo en movimiento a través de la red de distribución pero sobre ésta esté actuando la máxima cabeza producida por los tanques de abastecimiento o por estaciones elevadoras de presión. La presión máxima no debe superar la presión de trabajo máxima de las redes de distribución, establecidas en las normas técnicas correspondientes a cada material.


9

En caso de ser necesaria una presión superior al límite máximo establecido en este literal, debe solicitarse autorización a la SSPD. 9.2.6 DIÁMETROS DE LAS TUBERÍAS EN LA RED DE DISTRIBUCIÓN 9.2.6.1 Diámetros internos mínimos en la red matriz Para aquellos casos de los niveles bajo y medio de complejidad en los cuales exista una red matriz y para los niveles medio alto y alto de complejidad, los diámetros mínimos para la red matriz se describen en la tabla 9.2 TABLA 9.2 Diámetros mínimos de la red matriz Nivel de complejidad de sistema Bajo Medio Medio alto Alto

Diámetro mínimo 64 mm (2.5 pulgadas) 100 mm (4 pulgadas) 150 mm (6 pulgadas) 300 mm (12 pulgadas) o más según diseño

9.2.6.2 Diámetros internos mínimos en las redes menores de distribución El valor del diámetro mínimo de las redes menores de distribución depende del nivel de complejidad del sistema y del usos del agua, tal como se muestra en la tabla 9.3 TABLA 9.3 Diámetros mínimos de la red menor de distribución Nivel de complejidad Bajo Medio Medio alto

Diámetro mínimo

38.1 mm (1.5 pulgadas) 50.0 mm (2.0 pulgadas) 100 mm (4 pulgadas). Zona comercial e industrial 63.5 mm (2 ½ pulgadas) Zona residencial Alto 150 mm (6 pulgadas) Zona comercial e industrial 75 mm (3 pulgadas) Zona residencial 9.2.6.3 Diámetros comunes comerciales para la red de distribución En la tabla 9.4 se establecen los diámetros que pueden ser utilizados para el diseño y/o la construcción de una red de distribución, acogiéndose a las limitaciones establecidas en los literales 9.2.6.1 y 9.2.6.2 TABLA 9.4 Diámetros comunes comerciales para las tuberías de una red de distribución Milímetros

Pulgadas


38.1 50.0 63.5 75.0 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600 675 700 750 900 1000 1050 1200 1500

10

1.5 2 2.5 3 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 27 28 30 36 40 42 48 60

Lo anterior no excluye la utilización de otros diámetros, que pueden ser fabricados bajo pedido especial. En ningún caso se debe utilizar en redes menores diámetros inferiores a 38.1 mm (1 ½“) 9.2.6.4 Diámetros para el cálculo hidráulico de la red La lista de diámetros dada en el literal anterior corresponde a los diámetros nominales de las tuberías comerciales que pueden ser itidas para el diseño o la construcción de un sistema de distribución de agua potable. Sin embargo, los cálculos hidráulicos de la red de distribución deben hacerse con los diámetros reales internos de las tuberías y materiales escogidos. 9.2.6.5 Diámetro de hidrantes Los diámetros mínimos de los hidrantes contra incendios, colocados en la red de distribución de agua potable, dependen del nivel de complejidad del sistema, tal como se especifica a continuación: 1. Para los niveles bajo y medio de complejidad, el diámetro mínimo de los hidrantes será de 75 mm (3 pulgadas). 2. Para los niveles medio alto y alto de complejidad, los diámetros mínimos de los hidrantes serán de 100 mm (4 pulgadas), para sectores comerciales e industriales, o zonas residenciales con alta densidad. Para las zonas residenciales con densidades menores a 200 Hab/Ha, el diámetro mínimo de los hidrantes debe ser de 75 mm (3 pulgadas).


11

9.2.6.6 Deflexión de las tuberías de la red de distribución Las tuberías formadas por segmentos rectos pueden colocarse en curva, si es necesario, mediante la deflexión de las tuberías en sus juntas, si estas son del tipo flexible. Sin embargo para municipios situados en zonas de amenaza sísmica alta no se recomienda deflectar las tuberías en las uniones mecánicas, con el fin de mantener su flexibilidad y dar seguridad a la red. En el caso de juntas flexibles, la deflexión máxima posible en cada junta, con excepción de los de juntas con características especiales, será la indicada por el fabricante de la tubería pero nunca podrán ser superiores a los valores de la tabla 9.5. Tabla 9.5 . Deflexiones máximas posibles en tuberías Diámetro tubo (mm) 38.1 50.8 63.5 76.2 100 150 200 250 300 400 450 500 600 750 900 1 000 y mayores

Deflexiones (grados-minutos) 3º 0´ 3º 0´ 3º 0´ 3º 0´ 3º 0´ 3º 0´ 3º 0´ 3º 0´ 3º 0´ 2º 40´ 2º 25´ 2º 10´ 1º 45´ 1º 25´ 1º 10´ 1º 5´

En el caso de tuberías flexibles, éstas podrán ser deflectadas para formar curvas siguiendo lo establecido en las normas técnicas colombianas o en normas técnicas internacionales, en caso de que las primeras no existan. 9.2 TIPO DE REDES Dependiendo de la topografía, de la viabilidad, de la ubicación de las fuentes de abastecimiento y del tanque de almacenamiento, puede determinarse el tipo de red de distribución. Una red de distribución puede ser ramificada o mallada. 9.3 REDES RAMIFICADAS Son redes de distribución constituidas por un conducto principal y una serie de ramificaciones o ramales que pueden constituir pequeñas mallas o ramales ciegos. (Figura 8.1)


12

Este tipo de red es utilizado cuando la topografía es tal que dificulta o no permite la interconexión entre ramales. Se emplea en localidades pequeñas donde las casas están muy espaciadas o donde el pueblo está formado por una calle principal de donde parten calles transversales que desembocan en el campo. En esta red, el escurrimiento de agua se efectúa siempre en un mismo sentido: del tanque hacia las extremidades de los conductos. Presenta como gran falla la obstrucción o rotura en un punto cualquiera de la red principal que implica la interrupción del servicio en todos los conductos situados aguas abajo.

TANQUE

O

N

A L B

M

H

I K

F G

C E

J

D

Figura 9.1 Red ramificada

Los gastos medios de consumo en cada tramo pueden determinarse con base en la zonificación. En el caso de localidades donde no se disponga de información suficiente, los gastos de consumo por tramo pueden asignarse a un gasto unitario para zona de densidad homogénea. CÁLCULO DE REDES RAMIFICADAS EJERCICIO En una localidad rural de 1.910 habitantes cuya configuración alargada se presenta particularmente para la instalación de una red ramificada, el tanque de distribución está localizado en A, cuya cota de nivel medio de agua en el tanque es de 1.500. La dotación bruta diario/habitante es de 150 lt/hab/día. En este consumo están incluidas las necesidades por habitante y un servicio público de poca importancia. La distribución de la población y las longitudes de los tramos son los siguientes: (Figura 9.2) Tramo

No. habitantes

Longitud m


13

AB

0

420

BC

400

250

CC'

250

160

CD

520

240

DD'

195

120

DE

225

230

EF

200

240

EE'

120

200


14

F 1499

A

B 1439

1448 D´ 1449

1438 1443

1441

C D

E´

E

C´ 1456

1446 K

Figura 9.2 Topografía y distribución red ramificada El cálculo de los gastos parciales máximos de cada tramo, de acuerdo a los datos obtenidos se efectúa como sigue, con base en el Decreto 9095 (debido a población): D*P _______ qm =

150 * 1.910 ____________ = = 3.31 lt/seg

86.400

86.400

QMH = 3.31 * 1,3 * 1,6 = 6.89 lt/seg 6.89 lt/seg _________ q' = = 0,0036 lt/seg/habitante 1.910 hab Aplicando el caudal q' tenemos: Tramo AB BC CC' CD DD' DE EE' EF

Población 0 400 250 520 195 225 120 200

Q (lt/seg) 0.00 1.44 0.90 1.88 0.70 0.81 0.44 0.72


15

A partir de los gastos parciales, se calculan los gastos acumulados comenzando por el extremo de abajo. Para la determinación de los diámetros se emplea el siguiente procedimiento: a) Determinar el tramo crítico. (el mas alto o el más alejado). b) Para el tramo crítico determinar su J crítico.(Jc) c) Con Q, C y Jc escojo un θi cuyo Ji sea menor que Jc d) Para el tramo crítico determinar sus cotas piezométricas y presiones. Recalcular los Jc para cada sector del tramo determinando sus cotas piezométricas y presiones. e) Chequear diámetros mínimos y velocidades. f) Para el resto de los tramos seguir el mismo procedimiento partiendo de las cotas piezométricas determinadas para el tramo crítico.. En una primera aproximación al cálculo de diámetros en la red, se encuentra el tramo principal o crítico, el cual es aquel con menor pendiente crítica. Existen tres puntos críticos, el C', D' y F a los cuales habrá que calcularles su j c seleccionándose para diseño como tramo principal aquel con menor j c . Tramo AB:

Cota A Cota C' Long

= 1.500 = 1.456 + 10 m (presión mínima en red) = 420 + 250 + 160 = 830 m

1.500 - (1.456 + 10) __________________ j AC' =

= 34/820 = 4,1 m/100 m 830 42 _______

j AD' =

= 4,07 m/100 m 1.030 30 _______

j AF =

= 2.17 m/100 m 1.380

Tramo principal seleccionado AF por menor J c , j c = 2.17 m/100


16

Una vez seleccionado el tramo principal, se inicia el cálculo de los diámetros correspondientes escogiendo para el caudal del tramo y el tipo de tubería a utilizar, un diámetro para el cual J i sea menor o igual a j c . Para el diseño de los diámetros de los tramos secundarios (CC', DD', EE') se parte de las cotas piezométricas del tramo principal ya calculado, efectuando para el tramo secundario el mismo proceso antes descrito. EJEMPLO 9.1 Tramo A -B : PVC. RDE 26 Jc = 2.17 m/100m Q = 6.89 lt/seg φ i = 3” Ji =1.93 m/100m

Hi = 1.93 * 4.2 = 8.11 m

Cota .Piezometrica en B = C.P.A – Hi = 1500 – 8.11 =1491.89 m Presión en B = C.P.B – C.R B =1491.89 – 1445 = 46.89 m Tramo B – C

Jc =

1491.89 − 1470 = 2.29m / 100m 1380 − 420

Q = 6.89 lt/seg PVC RDE 26 φ i = 3” Ji =1.93 m/100m

Hi = 1.93 * 2.5 = 4.82 m

Cota .Piezometrica en C = C.P.B – Hi = 1491.89 – 4.82 = 1487.07 m Presión en B = C.P.C – C.RB = 1487.07 – 1449 = 38.07 m Tramo C – D

Jc =

1487.07 − 1470 = 2.40m / 100m 960 − 250

Q = 4.55 lt/seg PVC RDE 26 φ i = 2 ½” Ji =2.33 m/100m

Hi = 2.33 * 2.4 = 5.59 m

Cota .Piezometrica en D = C.P.C – Hi = 1487.07 - 5.59 = 1481.48 m Presión en D = C.P.D – C.R.D = 1481.47 - 1441 = 40.47 m Tramo D – E

Jc =

1481.48 − 1470 = 2.44 m / 100m 710 − 240

Q = 1.97 lt/seg PVC RDE 26

φ i = 2” Ji =1.25 m/100m

Hi = 1.25 * 2.3 = 2.88 m

Cota .Piezometrica en E = C.P.D – Hi = 1481.48 – 2.88 = 1478.60 m Presión en E = C.P.E – C.R.E = 1478.60 - 1443 = 35.60 m

Tramo E – F

Jc =

1478.60 − 1470 = 3.58 m / 100m 470 − 230

Q = 0.62 lt/seg PVC RDE 21 φ i = 1” Ji =2.9 m/100m

Hi = 2.9 * 2.4 = 6.96 m


17

Sin embargo se escoge 1 ½” como diámetro por ser el mínimo permitido por la norma para redes menores. Q = 0.62 lt/seg PVC RDE 21 φ i = 1 ½” Ji =0.48 m/100m

Hi = 0.48 * 2.4 = 1.15 m

Cota .Piezometrica en F = C.P.E – Hi = 1478.60 – 1.15 = 1477.45 m Presión en F = C.P.F – C.R.F = 1477.44 - 1460 = 17.44 m Tramos secudarios:

Jc =

Tramo E – E*

1478.59 − (1446 + 10) = 11.29 m / 100m 200

Q = 0.44 lt/seg PVC RDE 21 φ i = ¾” Ji =4.68 m/100m

Hi = 4.68 * 2.0 = 9.36 m

Sin embargo se escoge 1 ½” como diámetro por ser el mínimo permitido por la norma para redes menores. Q = 0.44 lt/seg

φ i = 1 ½” Ji =0.25 m/100m

Hi = 0.25 * 2.0 = 0.5 m

Cota .Piezometrica en E* = C.P.E – Hi = 1478.59 - 0.5 = 1478.09 m Presión en E = C.P.D – C.R.D = 1478.09 - 1446 = 32.09 m

Para los tramos C-C* y D- D* se sigue igual procedimiento que para E-E* fijando como cotas piezométricas de C = 1487.07 m y de D = 1481.48 m, teniendo en cuenta para estos casos el diámetro mínimo. TUBERÍA PVC RDE 21

Los resultados de los cálculos se muestran en la Tabla No 9.6

REDES DE DISTRIBUCIÓN____________________________________________________ 18 TABLA 9.6 CÁLCULOS HIDRÁULICOS DE LA RED RAMIFICADA

Tramo

AB BC CD DE EF CC' DD' EE'

Longitud (m)

420 250 240 230 240 160 120 200

No. de habit

Consumo LPS

0 400 520 225 200 250 195 120

Diám. (Pulg)

LPS

RDE

6,89 6,89 4,55 1,97 0,62 0,90 0,70 0,44

26 26 26 21 21 21

3 3 2½ 2 1½ 1½ 1¾ 1¾

Velocidad (m/seg)

1,49 1,49 1,63 1,49 1,22 1,65 2,37 1,33

B.0.1.1

TABLA 9.1

B.0.1.2

CÁLCULOS HIDRÁULICOS DE LA RED RAMIFICADA

TRAMO LONGITUD CONSUMO N° DE (m) HABITANTES (LPS) A-B B-C C-D D-E E-F C-C' D-D' E-E'

0,00 1.44 1.88 0.81 0,72 0,90 0,70 0,44

Consumo acumulado

420 250 240 230 240 160 120 200

0 300 420 220 200 150 95 120

0,000 1,083 1,516 0,812 0,718 0,541 0,342 0,433

CONSUMO ACUMULADO LPS

GPM

5,450 5,450 3,821 1,963 0,718 0,541 0,342 0,433

86,380 86,380 60,560 31,110 11,380 8,570 5,420 6,860

DIÁMETRO VELOCIDAD (m/seg) (Plg)

3.0 3,0 2,5 2,5 2,5 2,5 2,5 2,5

.1,195 1,195 1,207 0,620 0,227 0,171 0,108 0,137

Pérdidas de Carga

Cotas Piezómetricas

Cotas Rojas

Presión disponible

Unitaria (m/100m)

Total (m)

Inicial (m)

Final (m)

Inicial (m)

Final (m)

Inicial (m)

Final (m)

1.93 1.93 2,33 1.25 0.48 0,95 0,59 0,26

8.11 4.82 5.59 2.88 1.15 1.52 0.71 0.52

1500,00 1491.89 1487.07 1481.48 1478.60 1487.07 1481.48 1478.60

1491.89 1487.07 1481.48 1478.60 1477.45 1485.55 1480.77 1478.08

1499 1445 1449 1441 1443 1449 1441 1443

1445 1449 1441 1443 1460 1456 1448 1446

1,00 46.89 38.07 40.48 35.60 38.07 40.48 35.60

46.89 38.07 40.48 35.60 17.45 29.55 32.77 32.08

PERDIDAS DE CARGA UNITARIA (m/100m) 1,382 1,382 2,861 0,535 0,084 0,048 0,014 0,027

TOTAL (m) 5,802 3,454 6,867 1,231 0,201 0,077 0,017 0,053

COTA PIEZOMETRICAS INICIAL (m) 1500,000 1494,198 1490,744 1483,877 1482,646 1490,744 1483,877 1482,646

FINAL (m) 1494,198 1490,744 1483,877 1482,646 1482,445 1490,667 1483,859 1482,592

COTAS ROJAS INICIAL (m) 1499 1439 1449 1441 1443 1449 1441 1443

FINAL (m) 1439 1449 1441 1443 1446 1456 1448 1436,

PRSION DISPONIBLE INICIAL (m) 1,000 55,198 41,744 42,877 39,646 41,744 42,877 39,646

FINAL (m) 55,198 41,744 42,877 39,646 36,445 34,667 35,859 46,592


19


20

9.4 REDES MALLADAS Son aquellas constituidas por tuberías interconectadas formando mallas. En estas redes el agua circula indistintamente en un sentido o en otro. Este tipo de red de distribución es el más conveniente y tratará siempre de lograrse mediante la interconexión de las tuberías a fin de crear un circuito cerrado que permita un servicio eficiente y permanente. Se adopta en poblaciones en donde las calles forman un sistema de cuadrículas. Tiene la ventaja de que un punto dado puede ser alimentado por diferentes conductos a la vez, dándole a la operación del sistema mayor flexibilidad. Están constituidas por mallas de distribución de las tuberías principales, tuberías secundarias o de relleno y ramales abiertos. Los cálculos se realizan sobre las mallas que forman las tuberías principales o redes matrices (Figura 9.3).

Figura 9.3 Redes malladas. En el dimensionamiento de una red mallada se trata de encontrar los gastos de circulación de cada tramo para lo cual se debe apoyar en algunas hipótesis estimativas de los gastos en los nudos. Definiciones (Figura 9.4): Nudo : es el punto de encuentro de varios conductos Punto muerto : es la extremidad de una ramificación G - H - I


21

I

NUDO

K

H

G

Figura 9.4 Nudos y puntos muertos en la red mallada

Tramo Parte de un conducto comprendido entre dos nudos sucesivos, o entre un nudo y un punto muerto (Figura 9.5)

F

A

B

D E

Figura 9.5 Tramos en la red

9.4.1 CONFIGURACIÓN DE LA RED DE DISTRIBUCIÓN Para la configuración de las mallas mediante las tuberías principales, se tomará en cuenta el posible desarrollo o crecimiento de la ciudad o zona a proyectar.


22

9.4.1.1 MALLADO EXTERNO Un desarrollo hacia la periferia motivado por la existencia de zonas planas que propiciarían tal extensión, induce a proyectar mallas exteriores previniendo el desarrollo urbanístico hacia tales áreas (Figura 8.6).

Figura 9.6 Mallado externo 9.4.1.2 MALLADO INTERNO En zonas que tienen limitaciones de expansión ya sea por condiciones topográficas de difícil desarrollo urbanístico; por la existencia de ríos, lagos y mares o por disposiciones legales que no permitan el desarrollo hacia determinadas zonas, conduce a proyectar mallas internas previendo el desarrollo vertical o alta densidad en estos sectores (Figura 9.7).


23

RIO

Figura 9.7 Mallado interno 9.4.2 REGULACIÓN DE PRESIÓN EN LA RED Con frecuencia se han diseñado redes de distribución de agua con presiones elevadas en los puntos más bajos de la red. Esto ocasiona altos consumos y roturas de tuberías con lo cual se obtiene una pésima distribución del agua en las comunidades afectadas. Cuando por razones topográficas las presiones de servicio en el sistema de distribución son muy altas, resulta conveniente dividir la zona en varias redes (ejemplo: alta, media, baja), las cuales pueden interconectarse mediante válvulas reguladoras o reductoras de presión o tanques de almacenamiento independiente que pueden servir de cámaras de quiebre, para resolver este problema. (Figura 9.8)


24

TANQUE DE ALMACENAMIENTO

ZONA ALTA

VALVULAS REGULADORAS DE PRESION

VALVULAS

ZONA BAJA

Figura 9.8

Zonificación redes malladas regulando presión por medio de tanques o válvulas

9.4.2.1 Válvulas y tanques reductores de presión Este sistema requiere un mantenimiento cuidadoso. La válvula reductora de presión stándard es una válvula de globo accionada automáticamente en forma hidráulica por válvulas de aguja y resortes que son los que requieren un cuidadoso mantenimiento. La presión aguas abajo de la válvula es constante tanto en el día como en la noche cuando el consumo es mínimo. Si una válvula corriente es costosa, con mayor razón lo es una válvula reductora de presión. 9.4.2.2. Tanques de quiebre de presión Estos son tanques que separan la zona alta de la baja cuyas redes actúan independientemente. El tanque de quiebre requiere para su control una válvula de flotador que se cierra gradualmente cuando el consumo disminuye. Para que esta válvula de flotador no vibre violentamente debe instalarse en un pequeño tanque auxiliar llamado tanque de aquietamiento el cual amortigua las fluctuaciones del nivel de agua. Por otra parte, el tanque de quiebre no puede alimentar la zona más alta de su área de influencia (la zona vecina a dicho tanque). Por este motivo dicha zona debe alimentarse desde el tanque principal de la zona más alta de la red. Esto obliga a duplicar la red de distribución de la zona alimentada por el tanque de quiebre, en algunos tramos. La válvula de flotador requiere también un mantenimiento cuidadoso. Por todos estos motivos la solución con tanque de quiebre resulta mucho más costosa que la correspondiente a las válvulas reductoras de presión. Como se indicó atrás, estas dos soluciones son la que se han aplicado normalmente a las redes de distribución.


25

9.4.2.3 Reductores de presión - Una nueva alternativa Dado que las dos estructuras tradicionales para reducir presiones son costosas y que además tienen mucha dificultad de operación, CINARA ha propuesto una tercera alternativa, puramente hidráulica y que prácticamente no requiere mantenimiento ni operación especial. Esta alternativa es el reductor de presión que consiste en un pequeño tubo de menor diámetro que el de la tubería en la cual se instala, como se muestra en la Figura 9.9 Las pérdidas de carga en el reductor que se muestra en la Figura se calculan en los párrafos siguientes: Las pérdidas de carga son: 1). En la reducción del punto 1, en una posible unión de desmontaje en el tramo 2 y en válvulas y rios. 1. En la contracción 2

V H 1 = Kr * 2 2g

(9.1)

2. En la ampliación del punto 3: Para ampliación brusca, la pérdida se puede expresar así: 2

  V32   A3   H3 =  − 1 *  A 2 g    2 

(9.2)

Unión de desmontaje, Válvulas o cualquier otro rio

D

1

2

d

3

D

L

Figura No. 9.9 Reductor de presión Por la ecuación de continuidad:


26

A2 V2 = A3 V3 A2 V2 V 3 = ──── A3

(9.3)

Reemplazando (9.3) en (9.2) 2

A  A  H 3 =  3 − 1  2   A2   A3 

2

2

V2 2g

 A2  V2 2 H 3 = 1 −   A3  3 2 g

(9.4)

3. En el tramo reducido de tubería: 2

Hf 2 =

0.03L V2 * d 2g

(9.5)

(Se considera suficiente aproximación adoptar un valor de f en la ecuación de Darcy - Weisbach igual 0,03 ). Sumando todas las pérdidas obtiene finalmente:

 A  V2 + 1 − 2  Ht = Kr 2g  A3 

2

2

V2 0.03L V 2 + * 2g d 2g

2 2   A2  0.03L  V2 * Ht =  Kr + 1 +  + d  2g   A3  

(9.6)

O también , si se usa la velocidad V 3 en la tubería de mayor diámetro:

2

2 2   A2  0.03L   A3V3  1  +   Ht =  Kr + 1 −  * A3  d   A2  2 g   

Y en función del caudal en dicho tramo:

(9.7)


2   A2  0.03L  Q 2   * + Ht =  Kr + 1 − A3  d  2 gA2 2   

27

(9.8)

En el cuadro adjunto, se muestran las pérdidas de carga en el reductor propuesto para algunos tramos y para diferentes diámetros y longitudes para el caudal de diseño de una red de 31,5 litros por segundo y con los caudales en dichos tramos calculados previamente por medio de un programa para microcomputadores.


28

Otro tipo de reductores hidráulicos como diafragmas, también pueden utilizarse. Pérdidas de carga en el reductor, gasto en la red 31,5 L/seg

Tramo

Caudal l/s

D Pulg.

d Pulg.

d/D

A2 -4 m 2 *10

L m

Kr

Hf m

V2 m/seg

1

2,78

3"

3/4 "

0,250

2,849

0,30

0,47

8,85

9,76

2

2,78

3"

1/2 "

0,170

1,266

0,30

0,48

52,45

21,96

3

3,97

3"

3/4 "

0,250

2,849

0,30

0,47

18,02

13,93

4

0,40

2"

1/4 "

0,125

0,316

0,30

0,49

23,49

9.4.3 MÉTODOS DE CÁLCULO DE CAUDALES CÁLCULO DE CAUDALES POR NODO Para el dimensionamiento de una red mallada, se trata de encontrar los gastos de circulación para cada tramo, basándose en algunas hipótesis de cálculo tendientes a determinar los gastos en cada nudo. La determinación de caudales de consumo para cada uno de los nodos de la red debe efectuarse por el método de las áreas o por el método de la repartición media. En el caso de redes simétricas y más o menos uniformes, también puede utilizarse el método de la longitud abastecida. 9.4.3.1. MÉTODO DE LAS ÁREAS En este método se determinan las áreas de influencia correspondientes a cada uno de los nodos de la red, para luego aplicar el caudal específico unitario (l/s/ha) determinado para cada tipo de área de abastecimiento y correspondiente al año horizonte del proyecto. Qi = Ai · Qe

(9.9)

El área de influencia es aquella área delimitada por cada una de las mediatrices de los tramos que llegan al nodo o punto singular. Se trata de determinar el consumo máximo horario para toda la zona a proyectar y la zona de influencia de cada nudo, a fin de definir la demanda unitaria. Para este método se enumeran los nudos que configuran la malla y se determina el área de influencia de cada uno. Se procura tener áreas de influencia de figuras geométricas conocidas, o en caso contrario se determinan con planímetro. EJEMPLO


29

Dotación por todo concepto para población futura = 180 lt/hab/día Área de la localidad = 30 Has (Figuras 9.10 y 9.11). Los factores K1 y K2 tendrán según las tablas B.2.5 y B.2.6 del RAS 2000 los siguientes valores: K1 = 1.3 K2 = 1.6 Densidades Zonificación área urbana: Zonas

Área Densidad (Ha) vivienda (ha)

Alta densidad Media densidad Baja densidad

5 13 12

Habit./ casa

40 20 10

6 6 6

Habit./Ha

240 120 60

Población futura : 240 * 5 + 13*120 + 12*60 = 3480 habitantes Se determina un promedio de 6 habitantes / casa -

Consumos

Caudal medio q = QMD = q * K 1

180 * 3480 = 7.25LPS 86400

= 7.25*1.3 = 9.42 LPS

QMH = QMD * K 2 = 9.42*1.6 = 15.08 LPS -

Consumos máximos horarios unitarios a utilizarse en el balance de la red: QMH = 15.08 LPS

P = 3480 habitantes

q' = consumo unitario / habitante =

Zona alta densidad q 1 = 0.00433 * 240

15.08 QMH = 0.00433LPS / hab. = población.futura 3480

= 240 hab/Ha = 1.04 lt/seg/Ha

Zona media densidad = 120 hab/Ha q 2 = 0.00433 * 120 = 0.52 lt/seg/Ha Zona baja densidad q 3 = 0.00433*60

= 60 hab/Ha = 0.26 lt/seg/ha


Baja 4Ha

30

Media 6Ha

Baja 4Ha

1

2

3

4

5

6

Media 3Ha

Alta 5Ha

Media 4Ha

Baja 4Ha

Figura 9.10 Zonificación área urbana Distribución de áreas en nudos de carga

NUDOS DE AREAS DE INFLUENCIA (ha), ZONAS CARGA ALTA DENSIDAD MEDIA DENSIDAD BAJA DENSIDAD 1 4 2 6 3 4 4 3 5 5 6 4 4 TOTAL 5 13 12 -

Distribución del gasto máximo horario en los nudos de carga.

Con base en las áreas de influencia para cada nudo de carga de acuerdo con los parámetros de diseño establecidos, se elabora el siguiente cuadro que muestra la distribución del consumo máximo horario en los nudos de carga y que servirán de base para el balance de la red de distribución por el método de Hardy-Cross:

Zona alta densidad Zona media densidad Zona baja densidad

q 1 = 1.04 lt/seg/Ha q 2 = 0.52 lt/seg/Ha q 3 = 0.26 lt/seg/Hha


NUDOS DE CARGA 1 2 3 4 5 6 TOTALES

31

GASTO MÁXIMO HORARIO (lts/seg)-ZONAS ALTA MEDIA BAJA TOTAL DENSIDAD DENSIDAD DENSIDAD 1.04 1.04 3.12 3.12 1.04 1.04 1.56 1.56 5.20 5.20 2.08 1.04 3.12 5.20 6.76 3.12 15.08

T 15.08 LPS 1.04

1

3.12

3

2

1.56

1.04

5.20

3.12

6

Figura 9.11 Distribución de caudales en los nudos

9.4.3.2. MÉTODO DE LA REPARTICIÓN MEDIA Mediante este método se definen en principio los caudales de consumo en cada uno de los tramos de toda la red de distribución (tuberías principales, tuberías secundarias, tuberías terciarias y ramales abiertos) y se asignan los caudales de las tuberías secundarias, terciarias y ramales a las tuberías, de acuerdo con una distribución lógica del flujo. Dichos caudales se reparten por mitades a cada uno de los nodos extremos de los tramos respectivos. Para la distribución de los caudales por nodo también deben seguirse las siguientes recomendaciones:


32

a) Se ite que la ubicación de los caudales de distribución en las tuberías de las redes matrices se haga con puntos ficticios separados por una longitud máxima de 500 metros, o en los puntos conocidos de interconexión con tuberías de 300 mm (12 pulgadas) o mayores. b) A cada punto corresponderá el consumo de una parte del área por abastecer. c) En la ubicación de los caudales deben preverse las demandas de todas las áreas de diseño. d) Se ite que la distribución se haga de manera uniforme en cada uno de los tramos de la red de distribución. e) Debe determinarse la pérdida de cabeza en un tramo para el caudal de distribución a lo largo del tramo. f) A los consumidores especiales debe corresponder un punto individual en la red principal, si ella conforma circuitos cerrados, o una derivación, si la red es abierta. Debe considerarse como consumidor especial aquel cuyo consumo presenta las siguientes características: 1. Cuando en la red abierta el consumo sea igual o mayor que el menor caudal que ocurriría si el consumidor no existiera, en cualquiera de los puntos ficticios de consumo de las tuberías principales. 2. Cuando en la red abierta el consumo sea igual o mayor que el menor caudal de sus derivaciones. g) La red podrá ser dimensionada considerando un caudal adicional para control de incendio, establecido a partir del análisis de las condiciones existentes de control de incendios, las orientaciones del cuerpo de bomberos, las condiciones socioeconómicas, la necesidad de bomberos, la necesidad de protección contra incendio y el criterio de presión mínima de la red. El caudal isible debe ser fijado por la empresa prestadora del servicio en el municipio, considerando el análisis efectuado por el diseñador. 9.4.3.3. MÉTODO DE LA LONGITUD ABASTECIDA Este método es utilizado generalmente cuando una localidad tiene zonificación uniforme. Consiste en distribuir el caudal por metro lineal de tubería, tanto principal como secundaria, aplicando la siguiente expresión: Caudal de diseño q'

= Longitud total de tubería

En éste método se suma la totalidad de las redes incluyendo la malla principal como tuberías secundarias. EJEMPLO


33

Población futura : 7.000 habitantes Dotación por todo concepto : 190 lt/habitante/día Longitud total de redes a diseñar : 9.800 ml K1 = 1,3 K2 = 1,5

q =

D * P 190 * 7000 = = 15.4 lt / seg 86400 86400

QMD = 1,4 * 15,4 = 21,56

QMH = 1,7 * 21,56 = 36,65

36,65 q' =

= 0,00378 lt/seg/ml 9.800

9.4.4. CÁLCULO DE REDES MALLADAS Para el cálculo de las redes malladas se hace necesario distinguir claramente dos clases de conductos: -

Tuberías principales: son las marcadas en el ejemplo como T - 1 - 2 - 3 - 4 - 8 - 12 - 16 - 20 - 24 - 23 - 22 - 21 - 17 - 13 - 9 - 10 - 11 - 5 - 1

-

Tuberías secundarias o de relleno: son los conductos tales como: 3-11; 2-10; 11-23; 10-22; 3-8; 13-16; etc.

El cálculo de una red mallada se efectúa solamente en las mallas principales; generalmente se desprecian las pérdidas menores y solamente se consideran las pérdidas por fricción en la tubería. 9.4.4.1 Cálculo hidráulico de la red de distribución Para el cálculo hidráulico de la red de distribución deben utilizarse los métodos de la Teoría Lineal o del Gradiente (o de Hardy Cross), el de las Longitudes Equivalentes, o cualquier otro método de cálculo similar, el cual debe ser previamente aprobado por la empresa encargada del servicio. Además, deben tenerse en cuenta las siguientes especificaciones: 1. Puede utilizarse software especializado para el cálculo hidráulico de la red, los cuales son programas comerciales ampliamente conocidos y que están basados en los métodos anteriormente mencionados. En caso de que para el diseño de la red de distribución se opte por un programa basado en métodos diferentes, éste debe ser aprobado por la empresa prestadora del servicio. 2. De todas formas, el método de cálculo o el programa utilizado para el análisis hidráulico de la red debe permitir el análisis de líneas abiertas, en conjunto con el de las redes cerradas.


34

3. El método o programa de computador, debe permitir el cálculo optimizado de la red de distribución. Esto quiere decir que los diámetros resultantes para cada una de las tuberías que conforman la red de distribución deben estar optimizados desde el punto de vista de los costos globales de la red. 4. Los errores de cierre para el cálculo hidráulico de la red serán como máximo 0.10 mca, en el caso de que el criterio de convergencia sea la cabeza piezométrica en los nodos de la red, o 1.0 l/s en el caso de que el criterio de convergencia sea el cumplimiento de la ecuación de continuidad en cada uno de los nodos de la red. 5. Para el cálculo hidráulico de la red, el programa o método utilizado debe hacer uso de las ecuaciones de pérdida de cabeza en una tubería simple, tal como se establece en el siguiente literal. 9.4.4.2. Ecuaciones para la pérdida por fricción en tuberías Para el cálculo hidráulico y la determinación de las pérdidas por fricción en tuberías a presión debe utilizarse la ecuación de Darcy-Weisbach, en conjunto con la ecuación de Colebrook y White. También puede utilizarse cualquier otro tipo de ecuación para flujo a presión, tal como la ecuación de Hazen-Williams, con la debida consideración de los rangos de validez y la exactitud de cada una de ellas . La ecuación de Darcy-Weisbach, en conjunto con la ecuación de Colebrook y White, es adecuada para todos los tipos de flujos turbulentos. Para el cálculo del flujo en las tuberías de la red de distribución debe considerarse el efecto producido por cada uno de los rios colocados en cada tubería y que produzcan pérdidas de cabezas adicionales, tales como válvulas, codos, reducciones, ampliaciones, etc. Si las uniones no implican cambios localizados en el diámetro, no deben tenerse en cuenta para el cálculo de pérdidas menores. Para el cálculo de pérdidas menores debe utilizarse el coeficiente de pérdidas menores multiplicado por la cabeza de velocidad en el sitio donde se localice el rio. También puede utilizarse el método de las longitudes equivalentes de tubería, añadiendo dichas longitudes a la longitud real del tramo, siempre y cuando el programa utilizado permita la entrada de la longitud de cada tubería de la red como uno de los datos de entrada del programa. En caso de que se opte por el uso de la ecuación universal para conductos a presión, debe tenerse en cuenta todo lo establecido en el literal 7.3.1.1 Ecuación Universal para conductos a presión. Para el cálculo de las pérdidas menores debe tenerse en cuenta todo lo establecido en el literal 7.3.1.3, Ecuación para el Cálculo de las Pérdidas Menores. 9.4.4.3. Golpe de ariete en redes de distribución Una vez que la red de distribución haya sido diseñada, debe hacerse un análisis de golpe de ariete en la tubería con el fin de verificar que en ninguna parte de esta se produzcan presiones por encima de aquellas itidas por los materiales de las tuberías que conforman la red. Además de los establecido en el literal 7.3.11.10 , deben tenerse en cuenta las siguientes consideraciones:


35

1. Análisis del golpe de ariete El análisis del golpe de ariete en la red de distribución debe considerarse en los siguientes casos: a) Para los niveles medio alto y alto de complejidad, en los casos de redes principales nuevas o en ampliaciones a las redes principales existentes. b) Para los niveles medio alto y alto de complejidad, cuando se tengan redes secundarias nuevas o cuando existan cambios sustanciales en la operación de redes secundarias existentes. c) Para los niveles bajo y medio de complejidad, cuando en las redes de distribución existan bombeos directos. El objetivo principal del análisis del golpe de ariete en las redes de distribución es el de especificar los tiempos de maniobra y/o dispositivos de control, con el fin de seleccionar la alternativa que ofrezca el menor riesgo contra los efectos del golpe de ariete al mínimo costo. 2.Condiciones para el cálculo del golpe de ariete El análisis del golpe de ariete en las redes de distribución debe hacerse para las condiciones normales de operación, al igual que para las condiciones excepcionales causadas por posibles emergencias. Dentro de las condiciones normales de operación se encuentras las siguientes: • • •

Operación de válvulas en la red de distribución. Encendido de bombas. Apagado de bombas.

Entre las condiciones excepcionales causadas por posibles emergencias se encuentras las siguientes: • • • •

Maniobras de cierre o apertura de válvulas de control. Interrupción súbita de algún bombeo dentro de la red de distribución. Ruptura de alguna de las tuberías principales de la red de distribución, en especial en aquellas donde se tengan las máximas presiones bajo régimen de flujo permanente. Cierre retardado de alguna de las válvulas de retención de la descarga de las bombas antes o simultáneamente con la máxima velocidad de reversa, ocurrida posteriormente a la interrupción del bombeo.

3. Presiones máximas y esfuerzos que deben ser absorbidos Debe tenerse en cuenta todo lo establecido en el literal 7.3.11.10. 4. Presiones mínimas. Debe tenerse en cuenta todo lo establecido en el literal 7.3.11.10. 5. Celeridad de la onda de presión.


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Para el cálculo de la celeridad de la onda de presión a través de la red de distribución debe tenerse en cuenta todo lo establecido en el literal 7.3.11.10. 6. Período del golpe de ariete Para el cálculo del período del golpe de ariete en cada una de las tuberías que conforman la red de distribución debe tenerse en cuenta todo lo establecido en el literal 7.3.11.10. 7. Métodos del cálculo del golpe de ariete en redes de distribución. En redes de distribución el estudio del golpe de ariete debe ser hecho utilizando ya sea el método de las características o algún método de elementos finitos, considerando la columna de agua como elástica, siempre que ocurran las siguientes condiciones, ya sea parcial o totalmente: a) Separación de la columna en aquellas tuberías de la red de distribución de cotas más elevadas. b) Longitud de las tuberías de la red de distribución inferior a 20 veces la altura piezométrica total medida en la sección de salida de las bombas. c) Velocidad media máxima en las tuberías de la red distribución superior a 4 m/s. d) Posible falla de cierre de las válvulas a la salida de las bombas. e) Presiones actuantes que excedan 2/3 de la presión isible especificada para clase de tuberías, conexiones y rios dentro de la red de distribución. f) Que el tiempo que se requiere para alcanzarse el inicio de reversión de la bomba sea menor que el tiempo del período del golpe de ariete. g) Que el tiempo de cierre de la válvula de corte sea menor que el período del golpe de ariete. h) Que el tiempo de cierre de las válvulas automáticas sea menor que 5 s. El estudio del golpe de ariete puede hacerse utilizando métodos o programas comerciales de computador que permitan el análisis de fenómenos transientes en redes de distribuciones de agua potable. 9.4.4.4. Pérdidas en la red de distribución Para los niveles medio alto y alto de complejidad, deben poderse detectar las fugas y las conexiones clandestinas en la red de distribución a través de un programa de monitoreo, que incluya medidas de presión y caudal, utilización de geófonos y la comparación de las presiones medidas con las presiones teóricas calculadas mediante el uso de algún programa (software) comercial para el cálculo de las redes de distribución. Se prefiere que las mediciones se realicen en horarios nocturnos o en horas de bajo consumo para lograr mayor eficiencia en los programas de control de pérdidas. 9.4.4.5. Calidad del agua en la red Una vez que la red de distribución haya sido diseñada para todos los niveles de complejidad del sistema debe calcularse la calidad del agua en cada uno de los nodos de la red, para un nivel de calidad de agua en la (o las) planta(s) de tratamiento y posibles sitios de reinyección de químicos al agua. Debe tenerse en cuenta para dicho cálculo, el hecho de que algunos de los químicos adicionados al agua para preservar su calidad son sustancias no conservativas.


37

La concentración del cloro residual debe calcularse aplicando una ecuación de conservación de la masa que incluya los procesos de decaimiento de la concentración durante el transporte, decaimiento o crecimiento por reacción., los procesos de mezcla en los nodos de la red, la adición en diferentes puntos de la red y la degradación por retención del agua en los tanques. Puede aplicarse la siguiente ecuación unidimensional de conservación de la masa para una concentración de cloro diluida en agua con flujo a través de una tubería

dc dc K = − v * − K b * c − f * (c − c w ) dt dx r

(9.10)

El proceso de mezcla en los nodos debe calcularse aplicando la siguiente ecuación de continuidad

Cs =

∑C *Q ∑Q ij

ij

(9.11)

ij

El proceso en los tanques de almacenamiento puede calcularse con las ecuaciones

dV = ∑ qe − ∑ qs dt d ( V * c) = ∑ q e * ck − ∑ q s * c j − Kb * c dt

(9.12)


38

9.4.4.6 MÉTODO DE HARDY-CROSS En virtud de que la red está constituida por circuitos cerrados de tuberías, el flujo de agua a través de ellas estará controlado por las siguientes condiciones: -

El flujo total que llega a un nudo debe ser igual al que sale (Figura 9.12)

Q1 Q3

Q2 Q3 = Q1 + Q2

Figura 9.12 Distribución de flujos en un nudo -

La pérdida de carga entre dos nudos debe ser igual cualquiera que sea el camino recorrido (Figura 9.13)

-

Debe existir una relación entre el flujo y la pérdida de carga H =KQn.

El ras 2000 especifica para el cálculo de redes malladas lo siguiente: se utilizará el método de Hardy Cross o cualquier otro método equivalente para el análisis hidráulico del sistema de distribución, previa aceptación de la entidad contratante. El error de cierre máximo será de 1 m o de 0.1 lt/seg ΣH = 0 ΣABD -ΣACD = 0

A

B

+ C

D

Figura 9.13 Red mallada. Elementos de cálculo


39

Según las normas, el error de cierre máximo de las mallas será de 1 m; si el cierre es superior hay necesidad de efectuar serias correcciones al gasto. El método de resolución más empleado para efectuar el cálculo de las correcciones es el método de Hardy Cross, en el cual se supone previamente se han fijado los caudales y diámetros de los tramos. Es un método de aproximaciones sucesivas o un conjunto de flujos supuestos hasta que la red está equilibrada hidráulicamente. -

Se supone el gasto a través de cada tubería de tal manera que satisfaga la ecuación de continuidad en cada nudo.

-

Se asume el sentido de flujo en sentido de las manecillas del reloj y en sentido contrario.

-

Las pérdidas de carga serán igual a H = KQn y debe cumplirse que

∑H = 0 Si

∑ KQn = 0

∑ KQn ≠ 0 deberá efectuarse la siguiente corrección de ∑ K (Qo + ∆Qo )n = 0

caudales

Por Binomio de Newton

(Qo + ∆Qo ) n = Qon + nQon −1∆Qo + n(n − 1)Q0n − 2 ∆Qo2 + ....... + ∆Qon

Cross efectúa una primera aproximación despreciando los términos que contienen ∆Q elevando a un exponencial mayor a 1 (por ser ∆Q pequeño comparado con Q) Resultando:

(Qo + ∆Qo )n = Qno + nQno−1∆Qo n ∑ K (Qo + ∆Qo ) = ∑ K Qo + nQno−1∆Qo

(

)= 0

∑ KQno + ∑ KnQno−1∆Qo = 0 Despejando ΔQo se tiene: KQno ∑ ∆Qo = − n∑ KQno−1

∑ KQno = ∑ Ho


∑

KQno−1 =

∆Qo = −

∑

KQno = Qo

40

∑ Qoo H

∑ Ho  H   n∑ o   Qo  

Donde: El numerador Ho puede ser positivo o negativo El denominador siempre es positivo Esto significa que el signo de Qo depende únicamente del numerador Si se aplica la fórmula de William Hazen n = 1,85 ∆Qo = −

∑ Ho H 1.85∑ o Qo

Criterios para el diseño de la red Si bien el método de Cross es al igual que otros métodos una herramienta útil en el diseño, se ite que es solo eso, y que la selección de los diámetros que conducen a la selección más económica está sustentada por el criterio y conocimiento cabal del funcionamiento hidráulico de un sistema mallado. La red y el tanque de almacenamiento están íntimamente ligados, y de la ubicación de este último dependerá la solución más conveniente.

Metodología a emplear en la elaboración de un proyecto

Para la elaboración de un proyecto se propone la siguiente metodología: -

Cálculo de consumos

-

Localización de ejes, fijación mallas y longitudes de tramos

-

Hipótesis de alimentación

-

Acumulación de gastos

-

Determinación de diámetros

-

Cálculo del Cross

-

Cuadro de presiones (solo éste da la valoración de que todas las hipótesis están bien)

-

Despiece de la red


41

EJEMPLO 9.2 Diseñar la red mallada de una localidad con las siguientes características: Población futura = 6.000 Hab Dotación por todo concepto al final período de diseño = 200 L/Hab/día Tubería a utilizar : PVC RDE 41 Localidad de densidad uniforme Consumo industrial localizado en tramo 21-22 = 3 lt/seg. Nivel de complejidad Medio No se colocaran Hidrantes a. Cálculo de consumos Las redes de distribución se calcularán con el consumo máximo horario :

Qm =

200 * 7.000 = 16.20 l / seg 86400

QMD = 16.20 * 1,3

= 21.06 l/seg.

QMH = 21.06 *1.6

= 33.70 l/seg.

b. Localización, fijación mallas y longitudes de tramos Se localizará sobre el plano topográfico los ejes de los conductos, determinando la longitud de los diferentes tramos. Se efectúa el trazado de los conductos principales deduciendo luego fácilmente el trazado de los conductos secundarios. Las tuberías secundarias se conectarán únicamente con las tuberías principales, de tal forma que las tuberías secundarias que se crucen o intersecten no se interconecten entre sí. Sobre la localización se estudiará la disposición de válvulas e hidrantes. Se dispondrán en las tuberías principales las válvulas necesarias que permitan aislar un sector o zona de servicio manteniendo el servicio de agua al resto de la población. Se analizará y sustentará la disposición de las válvulas teniendo en cuenta la flexibilidad de operación del sistema y economía en el diseño para reducirlas a un mínimo al aislar un sector o zona de servicio. Todas las conexiones de tuberías secundarias con las tuberías principales se proveerán de válvulas. En poblaciones pequeñas podrá ser suficiente preveer una única válvula en la tubería que alimenta la red de distribución. En el ejemplo se dispusieron las válvulas en forma de poder aislar circuitos o tramos que es lo más conveniente. No se debe multiplicar innecesariamente el número de mallas de tuberías matrices. Una malla de tuberías matrices puede tener unas ocho o nueve manzanas en ciudades grandes y unas tres o cuatro manzanas en las pequeñas.


42

Determinadas las longitudes en la red y debido a que el tipo de localidad tiene una zonificación homogénea se calcula la demanda unitaria por metro lineal (Figura 9.14).

q' =

33.7 = 0.005661 l / seg / ml 5953

c. Hipótesis de alimentación Con el objeto de determinar cómo se alimentan los tramos secundarios y poder fijar los caudales en las tuberías principales, es necesario efectuar un esquema en el cual se indica la forma de alimentación; este esquema se incluirá en la memoria de cálculos. En la hipótesis de alimentación deberán tenerse en cuenta las siguientes consideraciones: -

La forma de alimentación se debe efectuar desde luego teniendo en cuenta la topografía del terreno.

-

En general se establecerá como hipótesis el sentido del movimiento del agua que lo haga recorrer el camino más corto.

-

Para proceder al estudio de la red mallada se la divide en cierto número de redes ramificadas imaginarias, y así poder hacer una suposición inicial sobre la dirección de los flujos (Figura 9.15).


43


44


45

Una vez estudiada y fijada la forma de alimentación se elabora la Tabla No 9.7 de Gastos Parciales. TABLA No. 9.7 GASTOS PARCIALES TRAMOS

LONGITUD PROPIA (m)

LONGITUD TRAMOS QUE ALIMENTA (m)

LONGITUD TOTAL (m)

23 - 24 22 - 23 21 - 22 17 - 21 13 - 17 9 - 13 20 - 24 16 - 20 12 - 16 11 - 12 10 - 11 9 - 10 5 - 9 1 - 5 8 - 12 4 - 8 3 - 4 2 - 3 1 - 2

95 100 95 90 95 90 95 92 90 95 100 95 90 95 90 90 95 100 95

400 96 96 360 385 380 390 85 90 277 282 85 375 90 80 150 270 275

495 196 191 450 480 470 485 177 180 95 377 377 175 470 180 170 245 370 370 --------------5.953

q' =

GASTOS PARCIALES (lt/seg) 2.80 1.11 1.08 2.55 2.72 2.66 2.75 1.00 1.02 0.55 2.13 2.13 0.99 2.66 1.02 0.96 1.39 2.09 2.09 --------------33.7 lt/seg

33.7 = 0.01667 l / seg / ml 5953

La suma de las longitudes y los gastos parciales deben dar igual a la longitud y el gasto total. d. Acumulación de gastos Una vez trazados los conductos y determinado el sentido del movimiento del agua se procede a la acumulación de los gastos, de acuerdo con la distribución de los consumos propios de cada tramo; para ello se elabora un gráfico en el cual al extremo de cada tramo de las mallas principales, se anotan los gastos parciales tomados de la Tabla anterior (Figura 9.16).


46

e. Determinación de diámetros Para la determinación de diámetros se podrán tener en cuenta los siguientes criterios: Norma INSFOPAL. -

Se recomienda una velocidad mínima de 0,45 m/seg. Esta velocidad mínima está relacionada con condiciones económicas para no encarecer los conductos principales de los circuitos de la red de distribución.

-

La velocidad máxima para zonas o poblaciones con topografía quebrada no sobrepasa de 3 m/seg.

-

La velocidad máxima para zonas o poblaciones con topografía relativamente plana no será mayor de la indicada en la Tabla No. 9.8: TABLA No.9.8

DIÁMETROS (Plg)

VEL. MÁXIMA (m / seg)

CAUDAL Q (lps)

3 4 6 8 10 12 14 16 18 20 21 24

0,80 1,00 1,30 1,40 1,70 1,90 2,00 2,20 2,40 2,50 2,60 2,80

3,68 8,10 23,66 45,36 86,19 138,70 198,60 285,34 394,08 506,75 589,10 813,32


47

Figura 9.16


48

En general hay tres métodos para la determinación de los diámetros: -

Para localidades en las cuales la topografía del terreno tiene pendiente uniforme se puede suponer que las líneas piezométricas sean paralelas a la línea del terreno y con esa condición se pueden fijar los diámetros (se empieza desde el comienzo de la red).

-

Para localidades en las cuales la topografía es quebrada, con pendiente no uniforme, se deben establecer las cotas piezométricas iniciales que garanticen las presiones mínimas en la red. A partir de estas cotas piezométricas y con la distribución de gastos adoptada se pueden establecer los diámetros de los conductos (proceso similar al de redes ramificadas. Se calcula desde el tanque).

-

Para localidades prácticamente planas, o con muy escasa pendiente se puede fijar el diámetro por velocidad (Tabla No. 9.8)

Debido a la topografía del terreno se siguió en el ejemplo el método 1 para la determinación de diámetro. Se considera una presión mínima en la red de 15 m por existir zonas comerciales. Para la determinación de los diámetros se toma el caudal máximo Horario total ( QMHt) que incluye el consumo industrial localizado. QMHt = QMH + Qind = 33.7+3 = 36.7 l/seg Para tubería PVC RDE 41 los siguientes son los diámetros internos: 4”= 0.109 mm 6”= 0.160 m

8” =0.208m

10”=0.252m

Diámetro mínimo red matriz para nivel de complejidad medio 4” Cálculo de diámetro aproximado Tramo Tanque - Tramo 1 Cotas del tanque

79

L = 500 m

Cotas en 1

75

H disponible = 79 - 75 = 4 m

Jdisp =

60 + 15 =

4 * 100 = 0.8 m = 0.008m / m 100m 500

  0.0375 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.008) 

1

2.63

= 0.187 = 7.37 ≅ 8"

(Ver anexo 1, Tablas de William Hazen - Tubería PVC RDE 41 C=150) Q = 36.7 l/seg

φ = 8”

j = 0.45 m/100

Ht = 0.45 * 5 = 2.25 m


49

Cota piezométrica (1) = 79.00 –2.25 = 76.75 m Presión en (1) = 76.75 – 60 = 16.75m Determinación de los diámetros de la red de distribución. Se establecerán los diámetros aproximados y luego una vez calculado el cross y calculadas las presiones se determinará si los diámetros son los correctos. Para esta determinación se establecen las cotas en base a caudales promedio (Qp). Tramo 1 – 9

Qp =

L = 185 m

26.37 + 23.71 = 25.04 l / seg 2

Cota. Piezométrica en (1) = 76.75 m Cota. Piezométrica en (9) = 55,50 + 15 = 70.50 m Hdisponible = 76.75 - 70.5 = 6.25 m

Jdisp =

6.25 = 0.0337 m m 185

  0.02504 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.0337 ) 

1

2.63

= 0.119 = 4.7"

Escojo como diámetro el inmediatamente superior comercial de 6” Q = 25.04 l/seg

Ji = 0.8 m/100 m

C.P.adoptada en 9 = 76.75 – 1.48 Presión = 75.27 – 55.5 Tramo 9-12

Qp =

hi = 1.85 * 0.8= 1.48 m

= 75.27 m = 19.77 m

L = 290 m

2.54 + 4.67 + 6.80 = 4.67 l / seg 3

Cota. Piezométrica en (9) = 75.27 m Cota. Piezométrica en (12) = 52.5 + 15 = 67.50 m Hdisponible = 71.9 - 67.5 = 7.77 m

Jdisp =

7.77 = 0.0268 m m 290


  0.00467 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.0268) 

1

2.63

50

= 0.066m = 2.6"

De acuerdo al diámetro calculado, el diámetro superior seria de 3”, pero por norma el diámetro mínimo es 4” para esta red matriz. Q = 4.7 l/seg D= 4” Ji = 0.23 m/100 m

hi = 2.9 * 0.23 = 0.67 m

C.P.adoptada en 12 = 75.27 – 0.67

= 74.60 m

Presión

= 19.10 m

= 74.6 – 55.5

Tramo 1-4

Qp =

L = 290 m

6.15 + 8.24 + 10.33 = 8.24 lt / seg 3

Cota. Piezométrica en (1) = 76.75 m Cota. Piezométrica en (4) = 56,50 + 15.00 = 71.50 m Hdisponible = 76.75 - 71.50 = 5.25 m

Jdisp =

5.25 = 0.0181 m m 290

  0.00824 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.0181) 

1

2.63

= 0.089 = 3.5"

Escojo como diámetro el inmediatamente superior comercial de 4” Q = 8.24 l/seg

D = 4”

C.P.adoptada en 4 = Presión = Tramo 4-12

Qprom =

Ji = 0.68 m/100 m 76.75– 1.97 74.78 – 55.50

hi = 2.9 * 0.68 = 1.97 m

= 74.78 m = 19.28 m

L = 180 m

4.76 + 3.8 = 4.28 l / seg 2



Jdisp =

51

7.28 0.0404 m m 180

  0.00428 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.0404) 

1

2.63

= 0.0588 = 2.31"

De acuerdo al diámetro calculado, el diámetro superior seria de 3” pero en razón al nivel de complejidad medio el diámetro mínimo para la red matriz es de 4”, por lo que se escoge este diámetro. Q = 4.28 l/seg D = 4” Ji = 0.2 m/100 m

C.P.adoptada en (12) Presión

= =

Tramo 12-24

Qprom =

74.78 74.42

hi = 1.80 * 0.2= 0.36 m

– 0.36 – 55.50

= 74.42 m = 18.92 m

L = 277 m

4.77 + 3.75 + 2.75 = 3.75 l / seg 3 74.42 + 74.6 = 74.51 m (por ser lado común de un punto 2

Cota. Piezométrica en (12)

=

Cota. Piezométrica en (24) H disponible

= 47.70 + 15.0 = 74.51 - 62.7

conocido)

Jdisp =

= =

62.70 m 11.81 m

11.81 = 0.0426 m m 277

  0.00375 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.0426) 

1

2.63

= 0.055 = 2.2"

De acuerdo al diámetro calculado, el diámetro superior seria de 3” pero en razón al nivel de complejidad medio alto el diámetro mínimo para la red matriz es de 4”, por lo que se escoge este diámetro. Q = 3.75 l/seg

D=4”


Ji = 0.15 m/100 m

= =

74.51 74.10

– 0.41 – 55.50

hi = 2.77 * 0.15= 0.41 m

= 74.10 m = 18.60 m


Tramo 9-21

Qprom =

52

L = 275 m

15.92 + 13.26 + 10.54 = 13.24 l / seg 3


Jdisp =

8.97 = 0.0326 m m 275

  0.01324 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.0326) 

1

2.63

= 0.0945 = 3.7"

Escojo como diámetro el inmediatamente superior comercial de 4”, pero por hallarse muy cerca de 4”, incremento el diámetro a 6” para no aumentar mucho las pérdidas y poder cerrar en el punto 24. Q = 13.24 l/seg D=6”


Ji = 0.25 m/100 m

= =

75.27 74.58

Tramo 21-24

Qprom =

– 0.69 – 55.50

hi = 2.75 * 0.25 = 0.69 m

= 74.58 m = 19.08 m

L = 290 m

7.99 + 3.91 + 2.8 = 4.9 l / seg 3


Jdisp =

8.28 = 0.0306 m m 270

  0.0049 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.0306) 

1

2.63

= 0.065 = 2.6"

De acuerdo al diámetro calculado, el diámetro superior comercial seria de 3” pero por norma el diámetro mínimo se toma de 4” Q = 4.9 l/seg D= 4” Ji = 0.26 m/100 m

hi = 2.9 * 0.26= 0.76 m



= =

74.58. 73.82

53

– 0.76 – 47.70

= 73.82 m = 26.12 m

Si el caudal asumido en una red es muy bajo, se tomará el diámetro mínimo recomendable. En el caso de topografía quebrada como la de la figura 9.*** se fija el tramo crítico desde el tanque y se puede determinar los diámetros como red ramificada imaginaria. f. Cálculo de Cross Una vez asumidos los caudales y determinados los diámetros, se procede a efectuar el cálculo de Cross que se detalla más adelante ( Tabla 9.9) g. Cuadro de presiones Calculados los diámetros, caudales y pérdidas de carga en los tramos, se elabora el cuadro de presiones, con el objeto de determinar exactamente las cotas piezométricas y presiones en todos los puntos de la red. El cuadro de presiones (Tabla 9.10) determina si la elección de los diámetros en las tuberías fue correcta. Si las presiones en los puntos críticos son excesivamente altas se podrá entrar a variar los diámetros en la red de distribución o en el tramo Tanque-Nudo 1 con el objeto de optimizar el sistema. Para el tramo 12-16 se tomó un promedio de las cotas piezométricas en 12.

C.P(12) =

72.74 + 73.46 = 73.1m 2


54

TABLA 9.9

El cross se termina porque la sumatoria de H en las dos mallas es menor que 0.1 m cumpliendo con los requisitos de la norma y como ejercicio, pero con el uso de programas de computador se puede llegar a un error de cierre de 0.0 m


55

TABLA 9.10 CUADRO DE PRESIONES

1.-

La malla se puede hacer subir o bajar imaginariamente (teniendo en cuenta la cota piezométrica tanque - malla), cambiando el diámetro.

2.-

Si las presiones en el extremo dan inferiores a 15 m, o mucho mayores, se puede variar el diámetro tanque - malla, cambiar todo el Cross variando los diámetros internos.

Limite de presiones mínimo = 15 m, y el máximo = 60 mt, con RDE o Clases bajas.


56

h. Despiece de la red Una vez calculados los diámetros de las tuberías principales, fijados los diámetros de las tuberías secundarias, localizados los ejes y la longitud de los tramos en la red se procederá sobre el plano de la localidad a la ubicación de todos los elementos y rios necesarios para un correcto funcionamiento de la misma.

l

ll

ROTULO

PI

1

ROTULO

1

Fgura 9.18 Plano de la localidad, ubicación de elementos y rios Este plano servirá de base para la posterior etapa o construcción, por lo que se deberá detallar claramente cada uno de sus componentes. Generalmente en localidades grandes no es posible detallar en un solo plano todos los componentes de la red por lo que se procede a efectuar planos parciales de la localidad a una escala menor a la que se trabajó el plano general (1:1.000) con lo que se logra ampliar en forma parcial la localidad y se puede detallar mejor los rios en cada punto de la red. Si existen nudos que en los planos parciales ampliados son difíciles de describir se procede a detallarlos en un círculo anexo sobre el mismo plano donde se ejecuta el despiece correspondiente al nudo descrito (Figura 9.18) Efectuado el despiece de la red sobre el plano se procede a ejecutar el cuadro de despiece (Tabla 9.11) de la misma, que sirve para determinar la cantidad de rios y el tipo de rios a utilizar en cada nudo y en la red de distribución. TABLA 9.11 CUADRO DE DESPIECE DE LA RED RIOS NUDO Codos 1 2 3 TOTAL

Tees

Reducciones

Cruces

Válvulas


57

9.4.4.7 METODO DE LAS LONGITUDES EQUIVALENTES Se presenta aquí un método para dimensionar directamente tuberías en redes de distribución de agua, en lugar de la selección tentativa (trial-and-error) de los tamaños de los tubos en la cual se funda los métodos de los análisis convencionales. El método fue sugerido originalmente por O'Connor en 1944, después de la publicación de su método simplificado para analizar sistemas de distribución de agua. Aunque incluye un procedimiento iterativo similar al empleado en el método de Hardy Cross, el método ajusta sucesivamente caudales asumidos en la red, para balancear resistencias relativas de tubería, en lugar de pérdidas de carga. (Como se demostrará más tarde, las resistencias de las tuberías pueden expresarse como longitudes equivalentes de tubería de único diámetro, de rugosidad interna uniforme). Además, una ventaja del método es que puede utilizarse en el diseño 0de redes de distribución para seleccionar directamente los diámetros de tubería más económicos, convenientes para los requisitos de caudal y pérdida de carga establecidos por la topografía del terreno, consumo y protección contra incendios. Por medio de ejemplos ilustrativos se demostrará la aplicación del método y las condiciones bajo las cuales puede usarse ventajosamente. Este método tiene la ventaja de determinar los diámetros definitivos sin cambio, ni variación del valor de estos a lo largo del procedimiento.

CAPITULO 9: REDES DE DISTRIBUCIÓN_________________________________________58

En cambio en el método de Hardy-Cross se encuentra que si la estimación original de los diámetros es errada, debe hacerse una nueva selección y repetir la comprobación hidráulica completamente. Es en ocasiones difícil decir o saber cuales diámetros deben cambiarse y en qué cantidad. En el método de las longitudes equivalentes la corrección descansa sobre las longitudes que están íntimamente relacionadas con el diámetro de las tuberías. El método establece una mejor uniformidad del flujo y un diseño económico. Deducción La fórmula de Hazen - Williams se escribe: Q = 0.28C * D2.63 * J0.54

J*L = H

y

En la cual : Q se da en litros/segundo, D en metros, H y L en metros, se tiene :

JL = H =

3 *10 −5 * L * Q1.85 D 4.86 * C 1.85

1

∴

(0.28 * 1000 )1.85

= 3 * 10 −5

(1)

Si Le es la longitud equivalente de un tubo de 8"=0,203 m., con H y Q iguales y C=100 se tiene : H ⇒ F( He,Q)

L D4.86 * C1.85

=

1.85

 100  Le = L   C 

1.85

 C  L = Le   100 

Le

 0.203  *   D 

4.86

 D  *   0.203 

4.86

(2)

:

1.85  C   − 5 H = 3 * 10 * Le * 

 100 

H=

Le * Q1.85 72 * 103

(2)

(0.203 )4.86 * 1001.85

D    0.203 

Y

Y (1) queda : 4.86

*

Q D4.86C1.85

Le =

72H 10 −3 * Q1.85

(3)

La ecuación (3) indica la primera condición que debe prevalecer siempre en cada tramo o tubo de la red de distribución.


59

Una segunda condición es la que en una malla la suma algebraica de las pérdidas H determinadas en (3) sea:

∑H = 0

(4)

La cual se obtiene adoptando de antemano valores fijos, de H para cada nudo de la malla, que no coincidirán a lo largo del proceso: así resulta que las incógnitas en cada nudo van a ser los valores de Le, los cuales deben cumplir la tercera condición o sea que:

∑ Le = 0

(5)

Si no se cumple la condición anterior, es necesario hacer correcciones de caudales de manera iterativa. Difiriendo del método de Cross, la condición de cierre está dada por la expresión:

∑ Le

≤ 0.1∑ Le

(6)

Cuando la tercera condición se haya satisfecho o sea el equilibrio de los valores de Le, se pueden sustituir en la ecuación (2) junto con los conocidos valores de C y L de cada tramo, y despejar los valores definitivos de D, así:

(1

)

 L  4.86  100  D=  *   Le   C 

 L  D=   Le 

0.206

*

1170 C0.381

(1.85 4.86)

* 0.203

(4.86 4.86)

(6)

en milímetros

Este método permite dejar salidas concentradas en los nudos, que satisfagan la condición crítica de consumo doméstico y gastos de incendio en cualquier nudo, que son iguales en los nudos de carga. El método se puede resumir así: 1. Asumir los caudales en cada tramo que conforma la malla, teniendo en cuenta que en cada nudo, la suma de los caudales que entran debe ser igual a la suma de los que salen (Figura 9.18). 60 LPS

40 LPS

100 LPS NUDO


60

Figura 9.18

2.

Determinación de las pérdidas de carga H en metros (Figura 9.19) en cada tramo de acuerdo a la cabeza de presión en el tanque, y la elevación topográfica en los nudos del sistema, de tal manera que la presión piezométrica en cada nudo no sea mayor de 60 m ni menor de 20 m (dependiendo de las presiones máximas y mínimas que se adopte).

COTA PIEZOMETRICA INICIAL = 100m COTA PIEZOMETRICA H1 = 10m

TANQUE

COTA PIEZOMETRICA H2 = 2m

90

A

88

IC ZOMETR LINEA PIE

PRESION 41m

PRESION 44m

TUBERIA

NUDO 2

NUDO 1

COTA TOPOGRAFICA 45.0m

COTA TOPOGRAFICA 50.0m

COTA CLAVE TUBERIA 45.0m

COTA CLAVE TUBERIA 49.0m

Figura 9.19

3.

Corrección de los caudales asumidos hasta lograr: Σ Le = 0, o por lo menos igual a:

∑ Le

≤ 0.1∑ Le

∑ Le  Le  1.85 * ∑   Q

4.

La corrección de Q vale ΔQ

5.

Determinación de los diámetros definitivos a través de la ecuación

∆Q =

(7)

(6)

Estos diámetros generalmente resultan en números fraccionarios en milímetros, y entonces se adopta el diámetro comercial más cercano y superior; o se divide la longitud del tramo en dos longitudes parciales, cada una de un diámetro comercial que satisfaga la ecuación. Le = F1 * L1 + F2 * L 2

(8)


61

De donde: L = L1 + L 2 ;

así:

L1 =

Le − L * F2 ; F1 − F2

L 2 = L − L1 ;

Le = F1 * L1 + F2 * (L − L1)

Siendo F 1 y F 2 , los factores correspondientes a los diámetros inmediatamente superiores e inferiores al diámetro teórico obtenido, (TABLA 9.7). TABLA 9.7 ∅ 3" 4" 6" 8" 10" 12" 14" 16" 18" 20" 22" 24"

F C = 140 63,15 15,59 2.170 0.540 0.180 0.075 0.035 0.019 0.010 0.006 0.004 0.003

Deducción de la corrección: ∆Q =

C = 150 55.56 13.71 1.913 0.472 0.160 0.066 0.031 0.016 0.009 0.005 0.003 0.002

∑ Le  Le  1.85 * ∑   Q

Se tiene: Le = 72H * 103 * Q −1.85 (3) y

para caudales

∑ Le = ∑ 72 * 103 * H * Q−1.85 = ∑ Q

Los caudales asumidos son: Q1 , Q2 ...... Qn

(

Le = 72 * 103 * H1Q1−1.85 + H2Q2−1.85 + ......HnQn−1.85

)


62

Para que Le=0, a los caudales Q1 , Q2 ...... Qn , se les debe agregar un factor de corrección ∆Q , y entonces

∑ Le , quedaría así:

∑ Le = 72 * 103  H1(Q1 + ∆Q1)−1.85 + H2 (Q2 + ∆Q2 )−1.85 + ..........Hn (Qn + ∆Qn )−1.85  O que: ∑ Le = F(Q1 + ∆Q1Q2 + ∆Q2.......Qn + ∆Qn ) Según la serie de Taylor se desarrolla así: Que según la serie de Taylor se desarrolla así: 

∂f

∂f

∂f



∑ Le = F Q1 + ∂Q1 ∆Q1,Q2 + ∂Q2 ∆Q2,,,,,,,,,,,Qn + ∂Qn ∆Qn  = 0 Ahora bien:

)

(

∂F ∂f H1Q1−1.85 * 72 * 103 = −1.85H1Q − 2.85 * 72 * 103 = ∂Q1 ∂Q1

Pero: Le1 = 72H1 * 103 * Q1−1.85 , o sea que 

∂f Le = 1.85 1 y ∂Q1 Q1



∑ Le =  Q1 − 1.85 Q11 ∆Q1 + Q2 − 1.85 Q22 ∆Q2 +,,,,,,Qn − 1.85 Qnn ∆Qn  Le

Le

∑ Le = ∑ Q − 1.85∑ Q ∆Q = 0 ; Le

Además

∑ Le = 0 Le

∑ Le = 1.85∑ Q ∆Q = 0 ∆Q =

∑ Le Le 1.85 * ∑ Q

(7)

Pero

Le

∑ Le = ∑ Q por principio

y (3),

sea


DISEÑO DE LA RED DE DISTRIBUCIÓN DATOS: • Población = 29.000 habitantes • Nivel de complejidad Medio alto • Dotación bruta = 250 l/hab/día • Consumo medio diario = 29.000*250 / 86400 = 83.9 lt/seg. • Consumo máximo diario = 1.2 * 83.9 = 100.7 lt/seg. • Consumo máximo horario = 1.4 * 100.7 = 141 lt/seg. • Gastos Hidrantes = 5 * 4 = 20 lt/seg. • Consumo medio diario + Gastos hidrantes = 83.9 + 20 = 103.9 lt/seg. • Presión mínima en la red asignada 20 m La red se diseñará con el consumo máximo horario (141 lt/seg) mayor que el consumo máximo diario más gastos de hidrantes (103.9 lt/seg) (Figura 9.20). El cálculo de los caudales en los nudos se lo efectuó por el método de las áreas. En este ejemplo se describe el procedimiento cuando se utilice el método en dos mallas. Para dimensionar las tuberías y distribuir los flujos de este sistema se dieron los siguientes pasos: 1.-

Se preparó un plano acotado del sistema con las tuberías y las elevaciones topográficas de los nodos, (denominador del quebrado que aparece en cada nudo), marcadas sobre él (Figura 9.21). Sobre él también se indicaron las elevaciones hidráulicas en el tanque, nudo 1 y el nudo 5.

Cotas del tanque : Cota del nivel máximo del agua = 51.00 m Cota del nivel medio del agua

= 49.50 m

Cota del fondo del tanque

= 48.00 m

Cota inicial piezométrica

= 48.00 m

Cota clave tubería en 1 = 23.5 m Cota piezométrica asignada en el punto 1 = 43.50 m Cálculo de la conducción tanque – 1 H = 48 – 43.5 = 4.5 m

Jdisp =

4.5 = 0.028 m m 160

  0.141 D= 0.54   0.2785 * 150 * (0.028) 

1

2.63

= 0.239 = 9.4" ≅ 10"


64

Para tubería de 10” PVC RDE 41 y un caudal de 141 l/seg, se tiene: j = 1.88 m/100m H = j * L = 0.0188 m/m * 160 = 3.0 m Cota piezométrica en el punto 1 = 48.0 m – 3.0 m = 45 m Se calcula enseguida el diámetro de la tubería principal; para ello se asigna cotas piezométricas a los nudos 1 y 5, iguales a 45,00 y 30,00,respectivamente, que cumpla la condición de que la presión piezométrica no es mayor de 60,00 m. ni menor de 20,00 m, para el ejemplo (dependiendo del tipo de normas se ajustará a los requisitos particulares). Respecto a la red de distribución propiamente dicha ésta se calcula así: 2.-

Se calcula en cada nudo la distribución de los caudales de tal manera que la suma de los que entran sea igual a la suma de los que salen (Figura 9.21).


5

19.00

65

120m

3

12.00

16.00

2 19.00 TUBERIA PRINCIPAL

9.00

13.00

15.00

18.00

TUBERIA DE RELLENO D = 3" 20.80

180m

180m 15.00

17.20

19.00

14.00

COTA CLAVE DE LA TUBERIA 22.80

15.00 6

16.00 120m

20.00 4

21.00 110m

COTA CLAVE DE LA TUBERIA 1

LINE A PRINCIPAL

Para empezar se divide la población en dos mallas principales: COTAS DEL TANQUE: MALA1: nudos:1-2-3-4, con cierre en 3 54.65 = Cota nivel de agua MALLA2: nudos 4-3-5-6, con cierre en 5 51.65 = Cota fondo y se determinan los sentidos o dirección del flujo 53.15 = Cota media

TANQUE

51.65 = Cota inicial piezométrica

Figura 9.20 Plano de la población representación esquemática


40 LPS

90 LPS

15.00 5.00

5

20.24 8.00

3

25.47 12.00

30.28 47.38

2

20 LPS

50 LPS

60 LPS

19.10 9.00

39.18 20.00 24.34 47.38

29.57 47.38

34.38 47.38

43.28 22.80

23.20 14.00 28.44 47.38

33.68 47.38

70 LPS

32.54 16.00

47.38 25.00

70 LPS

40 LPS 6

38.48 47.38

50 LPS

30 LPS 27.30 15.00 10 LPS

35.08 19.00

4

37.77 18.00

42.58 21.00

1

14 LPS

51.65 51.65

Figura 9.21 Plano acotado del sistema 3.-

Se fijan los valores de H para cada nudo; para ello se unen los nudos 1 y 5, con una recta que se divide en partes iguales, para nuestro caso 10, por los puntos de división que tendrán a partir del nudo 1, una diferencia de 45 - 30/10 = 1,50 m de cota piezométrica entre sí (Figura 9.21), se traza a un lado y otro de esta recta, sendas paralelas no necesariamente normales ella, y que abarquen todos los nudos de la malla, y que cumplan la condición de que las presiones producidas no sean mayores de 60,00 m ni menores de 20,00 m.

4.

Una vez comprobado lo anterior se obtiene los valores de H, que simplemente serán las diferencias entre los valores de las presiones piezométricas de dos nudos consecutivos.

Una vez conseguido Q y H para cada tramo y nudo respectivamente es fácil seguir el desarrollo del método (Tabla 8.8 ), calculando sucesivamente:

72H −3

10 Q

1.85

Le Le/Q ΔQ Q corregido

Columna 3 Columna 5 Columna 3 / Columna 5 = Columna 6 Columna 6 - Columna 4 = Columna 7 Columna 8 (Ecuación 7) Columna 9


67

TABLA 9.8 PRIMERA VUELTA

MALLA TRAMO

I

H

72H

Q

SEGUNDA VUELTA

10 −3 Q 1.85

Le

Le/Q

Q

Q

10 −3 Q 1.85

Le

Le/Q

Q

Q

-67,54

1—2

12,30 885,60 -70,00

2,59

-341,83

4,88

-1,39 -71,39

2,69

-329,61

4,62

3,85

2—3

9,61 691,92 -50,00

1,39

-497,69

9,95

-1,39 -51,39

1,46

-473,07

9,21

3,85

-47,54

1—4

9,61 691,92 104,00

5,39

128,39

1,23

-1,39 102,61

5,26

131,63

1,28

3,85

106,46

*4--3

12,30 885,60 50,00

1,39

637,01

12,74 -9,61 40,39

0,94

945,51

23,41

2,56

42,95

-839,52 28,81

-802,68 38,52

765,40

1077,14

-74,12

274,46

Q = -1,39

Q =3,85

10 % =160,49 II

SUMA = -74,12

10 % =187,98

*4--3

12,30 885,60 -50,00

1,39

-637,01 12,74

9,61 -40,39

0,94

-945,51 23,41

-2,56

-42,95

3—5

10,47 753,84 -60,00

1,95

-386,99

6,45

8,22 -51,78

1,48

-508,27

9,82

1,29

-50,49

4—6

10,47 753,84 40,00

0,92

819,35

20,48

8,22

48,22

1,30

579,82

12,02

1,29

49,51

6—5

12,30 885,60 30,00

0,54

1638,94 54,63

8,22

38,22

0,85

1047,07 27,40

1,29

39,51

-1024,00 94,30

-1453,78 72,65

2458,29

1626,89

1434,29

173,11

Q = 8,22

Q =1,29

10 % =348,23

SUMA =1434,29

10 % =308,07

TERCERA VUELTA MALLA

I

TRAMO

H

72H

Q

−3

10 Q

1.85

SUMA =173,11

CUARTA VUELTA Le

Le/Q

Q

5,41

Q

−3

10 Q

1.85

Le

Le/Q

Q

Q -66,09

1--2

12,30 885,60 -67,54

2,42

-365,23

0,79 -66,75

2,37

-373,26

5,59

0,66

2--3

9,61 691,92 -47,54

1,27

-546,41 11,49 0,79 -46,75

1,23

-563,61

12,06

0,66

-46,09

1--4

9,61 691,92 106,46

5,63

122,96

1,15

0,79 107,25

5,70

121,29

1,13

0,66

107,91

*4--3

12,30 885,60 42,95

1,05

843,75

19,64 -0,52 42,43

1,03

863,04

20,34

0,40

42,83

-911,64 37,70

-936,87

39,12

966,71

984,33

55,07

47,46

Q = 0,79

Q = 0,66

10 % = 187,83 II

SUMA = 274,46

SUMA = 55,07

10 % =192,12

SUMA =

47,46

*4--3

12,30 885,60 -42,95

1,05

-843,75 19,64 0,52 -42,43

1,03

-863,04

20,34

-0,40

-42,83

3--5

10,47 753,84 -50,49

1,42

-532,52 10,55 1,31 -49,18

1,35

-559,08

11,37

0,26

-48,92

4--6

10,47 753,84 49,51

1,37

552,22

11,15 1,31 50,82

1,43

526,15

10,35

0,26

51,08

6--5

12,30 885,60 39,51

0,90

984,80

24,93 1,31 40,82

0,96

927,08

22,71

0,26

41,08

-1422,12

64,77

66,27 1376,27 1537,01

1453,23

160,74 Q = 1,31 10 % = 291,33

31,11 Q = 0,26

SUMA = 160,74

10 % =287,54

SUMA =

31,11


68

QUINTA VUELTA

B.0.1.2 MALL A

I

SEXTA VUELTA

TRAMO

H

72H

Q

10 −3 Q 1.85

10 −3 Q 1.85

Le

1--2

12,30

885,60

-66,09

2,33

2--3 1--4

9,61 9,61

691,92 691,92

-46,09 107,91

1,20 5,77

-380.14 5,75 0,13 -65,96

2,32

-578,53 12,55 0,13 -45,96 119,93 1,11 0,13 108,04

1,19 5,78

*4--3

12,30

885,60

42,83

1,04

848,33 19,81 -0,08 42,75

1,04

Le

Le/Q Q

Q

-958,67 39,22 968,26 9,58 Q = 0,13

Q

Q

-381,55

5,78

0,10

-65,86

-581,61 119,66

12,65 1,11

0,10 0,10

-45,86 108,14

851,12

19,91

0,06

42,81

-963,16 970,77 7,61

39,46

Q = 0,10

10 % = 192,69 II

Le/Q

SUMA = 9,58

10 % = 193,39 SUMA = 7,61

*4--3

12,30

885,60

-42,83

1,04

-848,33 19,81 0,08 -42,75

1,04

-851,12

19,91

-0,06

-42,81

3--5 4--6

10,47 10,47

753,84 753,84

-48,92 51,08

1,34 1,45

-564,58 11,54 0,21 -48,71 521,21 10,20 0,21 51,29

1,32 1,46

-569,05 517,31

11,68 10,09

0,04 0,04

-48,67 51,33

6--5

12,30

885,60

41,08

0,97

916,27 22,30 0,21

0,98

907,75

21,99

0,04

41,33

-1420,17 1425,06 4,89

63,66

41,29

-1412,91 63,86 1437,48 24,57 Q = 0,21 10 % =

Q = 0,04

285,04

SUMA = 24,57

10 % = 284,52 SUMA = 4,89

NOTA: En los tramos comunes hay dos correcciones que según la malla aparecen con signos positivo o negativo de acuerdo a la dirección del flujo, EJEMPLO +0,8 es positivo para la MALLA 1 y es -0,8 para la MALLA 2.

B.0.1.3

TABLA 9.9

B.0.1.4

CALCULO DE LOS DIAMETROS

TRAMO 1--2 2--3 1--4 4--3 3--5 4--6 6--5

Le 381,55 581,61 119,66 851,12 569,05 517,31 907,75

θ=

L 180 110 110 180 120 120 180

1170 * (L C 0.381

L/Le 0,47 0,19 0,92 0,21 0,21 0,23 0,20

Le )

0.206

( L / Le) 0.206 0,86 0,71 0,98 0,73 0,73 0,74 0,72

=

Ømm 152,48 126,31 174,94 129,25 129,17 131,73 127,55

1170 * (L (150) 0.381

Ø" 6,00 4,97 6,89 5,09 5,09 5,19 5,02

Le )

0.206

L1 0 26 37 35 23 20 39

L2 180 84 73 145 97 100 141

Ø" 6 6 8 6 6 6 6

= 173.4 * (L

Le )

0.206

Ø" 4 4 6 4 4 4 4


69

Los resultados definitivos de la tubería en la red de distribución se aprecian en la Figura 9.22


70

90LPS

20LPS

40LPS 120m - 6" 49.3LPS

120m - 6" 48.0LPS 5

3

REDUCCION6"x4" TE6"x3"

CRUZ6"x3"

2

TE6"x3"

50m - 6 REDUCCION8"x6"

D = 3"

21m-4"

D = 3"

REDUCCION 6"x4" TE6"x4"

D = 3"

D = 3"

D = 3"

CRUZ3"x3"

CRUZ6"x3" TE3"x3" TE6"x3"

CRUZ3"x3"

44.1LPS TE3"x3" TE8"x3"

CRUZ6"x3"

180m - 6" REDUCCION8"x6"

D = 3"

42.01LPS TE6"x3"

D = 3"

REDUCCION10"x8" YE10"x10" YE3"x3" REDUCCION10"x8"

D = 3"

1.57m - 6"

52.01LPS

YE6"*6" 56m - 6" 6

63.9LPS 130m - 8"

64m - 8"

110 - 1LPS 49m - 8" 4 61m - 10" 141LPS CRUZ8"x8"

10LPS

1

121m D = 10"

Tuberia de relleno va en 3" Hidrante Valvula de incendio Reduccion Cruz Te Ye

Figura 9.22

Plano definitivo de la red

9.2.3 DISCUSIÓN 9.2.3.1 El Método de Hardy Cross El método expuesto aquí, para el análisis y diseño de redes de distribución de agua, es un método muy similar al de Hardy Cross. Pero el método original de Hardy Cross y las posteriores mejoras de éste, son todas tentativas(Trial-and-error) en cuanto a la selección de los diámetros se refiere. El diseñador tiene que tratar con varias combinaciones de diámetros y chequear que sean adecuados hidráulicamente. Las correcciones sucesivas, inherentes a estos métodos expansivos son aplicadas, en el método de Hardy Cross, al chequeo hidráulico y no para el mejoramiento sucesivo de la selección de diámetros. Si la estimación original de los diámetros está errada, debe hacerse una nueva selección y repetir entonces el chequeo hidráulico completamente. Es en ocasiones muy difícil decir o saber cuáles diámetros deben cambiarse, y en qué cantidad. En contraposición a esto, el método aquí expuesto elimina la característica tentativa del método de Cross haciendo que la expansividad de los factores de corrección descanse directamente sobre las resistencias relativas de los tubos, o las longitudes equivalentes, que están directamente relacionadas al diámetro de las tuberías. Además no se necesita ningún chequeo hidráulico para verificar la selección de los diámetros. De acuerdo con esto, el método es particularmente útil en el diseño de redes de distribución completamente nuevas. También tiene gran aplicación en la


71

localización de tuberías de refuerzo de redes existentes y en la evaluación de los diámetros de estas tuberías de refuerzo. La última aplicación es efectuada por un análisis de la red como si ésta fuera completamente nueva y haciendo una comparación de los diámetros resultantes con los actuales. Aunque el método es aplicable al análisis de cualquier tipo de red, no puede suplantar en importancia al método de Hardy Cross en cuanto a la determinación de los valores de C, basado en los ensayos directos sobre la tubería existente, o chequeando el efecto hidráulico de mejoras específicas sobre sistemas existentes, especialmente si estas mejoras deben ser parciales, debido a consideraciones económicas. 9.2.3.2 Concepto del método de longitudes equivalentes La clave del método es por supuesto, el concepto de balancear resistencias relativas de los tubos, o longitudes equivalentes, en todas y cada una de las mallas de la red, como es expresado matemáticamente por la ecuación (5) Ε (Le) = 0. Los autores razonaron que las técnicas desarrolladas en este método, incluyendo el empleo de la ecuación (5), tienden a establecer una uniformidad de flujo y en el esfuerzo a que está sometida la red, y a desembocar en un sistema económico. Puede obtenerse alguna indicación de la validez de este razonamiento si se examina la ecuación (2), de la cual puede observarse que la razón L/Le, es proporcional a D4.86. Esta ecuación es vital para convertir las diferentes longitudes equivalentes (Le) de tubería de 8", en longitudes reales(L) de diferentes diámetros (D). A menos que la topografía y el uso deformen a Le hasta un valor pequeño desusual, o a menos que la geometría del sistema conduzca a un valor de L demasiado grande, el hecho es que la potencia 4,86 de D, la cual es proporcional a la razón L/Le, probablemente pueda depender de la supresión de toda deformación apreciable del diámetro de la tubería en aras de la uniformidad del flujo del esfuerzo a que está sometido el sistema, resultante al utilizar la ecuación (5). Además, esta misma proporcionalidad mantiene la uniformidad de flujo, cuando es necesario utilizar tubería de diámetros stándard en lugar de los teóricos. La experiencia de los autores indica que, bajo circunstancias prácticas, el peso total de la tubería necesaria para un sistema diseñado por este método es un mínimo. Si bien es cierto que el método nos determina diámetros mínimos también es necesario aclarar que debemos regirnos por los diámetros mínimos que para las redes de distribución nos determina el RAS 2000 y que en algunos cados resultan mayores que los mínimos establecidos por el método aquí presentado 9.2.3.3 Empleo de computadoras Para redes pequeñas es relativamente fácil computar las distribuciones de flujo manualmente. Para sistemas grandes el empleo de computadores es lo más indicado. Se han desarrollado programas para computadores bastante utilizados por ingenieros para el análisis de sistemas de distribución por el método de Hardy Cross. Estos programas bien desarrollados, pueden modificarse fácilmente para analizar redes de distribución por este método propuesto. 9.2.3.4 Adaptación de otras fórmulas


72

Debe dejarse en claro que, aunque el método ha sido desarrollado con base en la fórmula de William Hazen, nada del método en sí mismo, impide su adaptación a otras fórmulas tales como la de Darcy Weisbach que tiene un sitio fundamental en la mecánica de fluídos. Lo importante en este método de análisis no es el empleo de determinada fórmula, sino el concepto de que la suma algebraica de las resistencias relativas de la tubería de cada malla de la red debe ser igual a cero.

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