Alcantarilla Do 2g5w2z

ALCANTARILLADO

F)

gastos (columna 6,7 y 8.)

Las siguientes columnas de la tabla de calculo de aguas negras corresponde a la cuantificacion de los gastos que se haran en funcion de la poblacion servida en cada tramo. En este caso se calculara gastos minimos, medio y maximo tomando en cuenta la aportacion que es 75% de la dotacion Aportacion=0.75xdotacion….(3) Aportacion=0.75x200=150

GASTO MINIMO (columna 6) Generalmete se considera como gasto minimo la mitad del gasto medio. Sin embargo, como una cuantificacion mas rigurosa, especialmente para aquellos casos con pendientes muy pequeñas o muy grandes, se acepta en la practica como un gasto minimo probable de aguas negras por conducir a la descarga de un excusado estimada en 1.5 litros por segundo. En la inteligencia de quwe ademas se debera tomar en cuenta que el numero de descargas simultaneas al alcantarillado esta de acuerdo, según el diametro del conducto receptor Qmin=0.5 Qmed=litros por segundo…….(4) En el ejemplo que sirve de referencia CONCRETO

Qmin=0.5 Qmed

1 2

Qmin=0.5x4.1=20l.p.s

2 3

Qmin=.5x10.5=5.2l

3 4

GASTO MEDIO (columna 7)

=.5x17.6=8.8l.p.s

Se empezara a calcular el gasto medio Con la sig. Formula: Qmed=poblacionxaportacion!86400=litros popr segundo….(5) CONCRETO 1 2 3

gasto medio

2 3 4

Qmed=2370x150/86400=4.1l.p.s Qmed=6057x150/86400=10.5l.p.s Qmed=10125x150/86400=17.6l.p.s

GASTO MAXIMO (Columna 8) El gasto maximo tambien es llamado gasto maximo instantaneo y se calcula afectandolo de un coeficiente M(harmon) al gasto medio. Cuando la poblacion servida por el conducto sea menor de 182250 s, las expresiones que proporciona el valor de “M” son indistintamente de acuerdo con harmon. M=1mas 14 /4mas raiz de P………..(7)

Cuando la poblacion servida por el conducto es igual o superior a los 182250 s, el coeficiente “M” tendra un valor fijo igual a 1.80 es decir: Qmax=1.80Qmed=l.p.s….(8)

Crucero coeficiente de harmon (M) Qmed.

= 1+

2 1 2

14 !4

3 4

g) GASTO MAXIMO PREVISTO(COLUMNA 9)

en funsion de este gasto determina el diametro adecuado de los conductos y su valor debe calcularse multiplicando el gasto maximo por un coeficiente de seguridad generalmente de 1.5, es decir: Qmax.previsto=coeficiente de seguridadxQmax……. (9) Qmax.previsto=1.5xQmax=l.p.s Creucero 1 2 2 3 3 4

Qmaxprev=1.5Qmax Qmaxprev=1.5x4.5=21.7l.p.s Qmaxprev=1.5x33.2=44.8l.p.s Qmaxprev=1.5x51.9=77.8l.p.s

.

20/02/08

LA VELOCIDAD REAL A GASTO MINIMO Y GASTO MAXIMOPREVISIBLE SE OBTIENE COMO SE INDICA A CONTINUACION: Qmin=2.0l.p.s QTLL=38l.p.s VTLL=1.29l.p.s De acuerdo con la formula (11) La relación de gasto es la que se indica a continuacion: QRmin=QTpLL/QTLL=2.0/38=0.052 Con el valor asi obtenido (0.052), se busca la ultima escala del nomograma de maning que corresponde a la relación de gasto y su escala es la de velocidad, y se hace la lectura: 0.052=se busca en el nomograma 0.33

VTPLL=Rv(VTLL)=0.33x1.20=0.64m/seg. VELOCIDAD REAL A GASTO MAXIMO PREV. (Qmaxprev) LOS DATOS SON: Qmaxprev=21.7l.p.s QTLL=38l.p.s VTLL=1.20m/seg Aplicando formula (11) RQmax=QTpLL/QTLL=21.7/38=0.57 0.57=se busca en nomograma 1.03 VTPLL=Rv(VTLL) VTPLL=1.03x1.20=1.23m/seg. SIMILARMENTE PARA EL CRUCERO 2-3 Y POSTERIORES SE OBTIENE: VELOCIDAD REALA (Qmin) Qmin=5.2l.p.s QTLL=62l.p.s VTLL=1.20l.p.s RQmin=5.2/62=0.084 0.084=se busca en el nomograma 0.62 VTpLL=0.62x1.20=0.74m/seg VELOCIDAD REAL A Qmaxprev. Qmaxprev=49.8l.p.s QTLL=62l.ps. VTLL=1.20m/seg RQmax=49.8/62=0.80 0.80=se busca en nomograma 1.113 VTpLL=1.113x1.20=1.34m/seg Crucero 3-4

VELOCIDAD REAL A (Qmin) Qmin=8.8l.p.s QTLL=80l.p.s VTLL=1.15m/seg RQmin=8.8/80=0.11 0.11=se busca en nomograma=66 VTPLL=0.66x1.15=0.76m/seg VELOCIDAD REAL A GASTO MAX. PREV. Qmaxprev=77.8l.p.s QTLL=80l.p.s VTLL=1.15m/seg RQmax=77.8/80=0.97 0.97=se busca en nomograma 1.141 VTpLL=1.141x1.15=1.31m/seg

Los datos de las columnas calculadas son de gran importancia, ya que las velocidades a gasto minimo y gasto máximo previsible, no deberá sobrepasar las especificaciones de velocidad minima (0.45m/seg) para que no se formen asolbes en las tuberías y de velocidades máximas (3m/seg) para que no halla erosiones. Los cálculos hidráulicos descritos quedan plasmados en la tabla correspondiente (cuadro 10).

25/02/08

CALCULO GEOMETRICO DE COLECTORES. Para obtener el calculo geométrico de colectores, subcolectores y emisor de una red de alcantarillado, es necesario conocer las cotas de plantilla, pendientes y diámetros en cada crucero o tramo. Acontinuacion se describe los procedimientos de calculo para un colector. El calculo se inicia de aguas arriba hacia aguas abajo utilizando la formula S=H/L Donde H=SL…(14) La pendiente (s) se utilizara en milésimos y se multiplicara por la longitud existente entre foso y foso de los cruceros del colector (L), obteniéndose un coeficiente (H) que al restarlo a la cota de terreno inmediata superior, se obtendrá la cota de plantilla requerida. Cuando se observe un cambio de diámetro, se anotara la cota de plantilla obtenida antes del foso, y restara a esta la diferencia que existe entre el diámetro que se calcula y el diámetro de la tubería a conectarse. Para esto, el proyectista se auxiliara de la tabla de profundidades teoricas y recomendables mostrada en el (cuadro 7). Para el crucero 1-2 𝜑20𝑐𝑚

profundidad=1.55

S=0.013

70.60-1.55=69.05 H=SL=0.013x50=0.65 69.05-0.65=68.40 Como en el crucero 2 el diámetro es de 25cm, existirá una conexión que será de clave entre el diámetro anterior de 20cm y el de 25cm 𝜑 = 0.25 − 0.20 = 0.05 68.40-0.05=68.35 69.95-38.35=1.60 Para los demás cruceros se repite el procedimiento: Crucero 2-3 =𝜑 = 25𝑐𝑚

profundidad=1.60 S=0.010

H=SL=0.10x44=0.44 68.35-0.44=67.91

Como se observa hay cambio de diámetro y por lo tanto una conexión a claves entre 30 y 25cm. =𝜑 = 0.30 − 0.25 = 0.05𝑚 67.91-0.05=67.86 69.50-67.86=1.64m Para crucero 3-4 =𝜑=30m

profundidad=1.65

S=0.007

H=SL=0.007x104=0.73 67.89-0.73=67.13 En este caso la conexión es a claves entre el diámetro de 38cm y otro de 30cm. 0.38-0.30=0.08 67.13-0.08=67.05 68.75-67.05=1.70m Asi sucesivamente se va calculando crucero a crucero, verificando la profundidad del pozo y cuidando las conexiones en cada cambio de diámetro todos los datos calculados se incorporan al plano de la red. En este caso, en las líneas que corresponden al colector como se muestran en la figura 33

CALCULO DE ATARJEAS

26/02/08

Una ves que se a calculado geométrica e hidráulicamente el colector y en su caso los subcolectores, se procede al calculo geométrico de la atarjeas, ya que hidráulicamente y por especificación su diámetro es de 20cm. Para efectuar estos cálculos se deberá, conocer la profundidad mínima a la que debe instalarse una tubería de 20cm. Dicha profundidad es de 1.55m según la tabla de profundidades. Sin embargo, para proyectar con mas flexibilidad se recomienda que dicha profundidad sea de 1.60m. Además se debe tomar en cuenta otra especificación de proyecto que indica que la diferencia de elevaciones de plantilla entre cabeza de atarjea y media caña, debe ser como mínimo de un diámetro. Así, la cabeza de atarjea se calculara a 1.40m de profundidad también se dara una pendiente mínima de 4milesimos. Para iniciar el calculo; primero se anota la diferencia de cotas entre pozo y pozo (cotas de plantilla); esto para una profundidad de 1.60m si es media caña o 1.40m si es cabeza de atarjea.

Luego se divide las diferencias de cotas entre la longitud y se multiplican por 1000, asi se optiene la pendiente. Cuando esta pendiente no resulta en numero cerrado, se procede a compensar de la manera siguiente: Iniciando el calculo en el crucero 1 se tiene: Cota de terreno 71.80-1.60=70.20 S=70.20-60.05/100=0.0115x1000=11.5 aprox. 11 milésimos Compensamos=0.011x100=1.1 Obtenemos 69.05±1.1 = 70.15 Si restamos 71.80-70.15=1.65m de profundidad. Se observa que es correcta dicha profundidad, ya que la minima es de 1.60m. Tambien se tendrá que hacer una conexión de clave con clave entre el colector y las atarjeas, ya que se tendrá que tomar en cuenta que el diámetro de atarjeas es de 20cm y el colector tiene distintos diámetros (25,30,38,45). Esto sucede en el crucero 2, como se indica en la figura 34. El paso siguiente será volver a calcular la cota de plantilla de la media caña y la cabeza de atarjea. La cota de atarjea la cota de terreno es de 71.25-1.60=69.65 S=69.65-68.40/100=0.025x1000=12.5≅ 12 𝑚𝑖𝑙𝑒𝑠í𝑚𝑜𝑠 Compensación=0.012x100=1.20 Obtenemos 68.40±1.20 = 69.60 Verificamos profundidad 71.25-69.60=1.65m 1.65> 1.60 𝑐𝑢𝑚𝑝𝑙𝑒 𝑒𝑠𝑝𝑒𝑐𝑖𝑓𝑖𝑐𝑎𝑐𝑖𝑜𝑛 Se calcula entonces la cabeza de atarjea: Cota de terreno 71.80-1.40=70.40 S=70.40-69.60/50=0.016x1000=16 milesímos Compensación=0.016x50=0.80 69.60±0.80 = 70.40 Verificando profundidad 71.80-70.40=1.40m

1.40m=1.40 cumple especificación Los resultados de los cálculos se muestran en la fig. 35

28/02/08 Volúmenes de obra para la red de alcantarillados. Dibujo. Longitud de tuberia 20cm 30cm 100 -

Volumen(m3) tramo 112.45

pozo 6.51 6.33

Pozo altura 1.78 1.73

Rango 1.75 1.75

5/03/08

TECNICAS DE DISEÑO PARA SISTEMAS DE ALCANTARILLADO PLUVIAL. La función principal de un sistema de alcantarillado pluvial es eliminar rápida y eficazmente las aguas de lluvia que tienden a acumularse en las zonas bajas de las localidades, causando daños y molestias a la población. La ubicación de los interceptores y la determinación de sus capacidades, son los problemas esenciales a resolver en un proyecto pluvial. La ubicación de los interceptores es un problema de relativa sencillez de solución que corresponde a la planeación física del sistema, para lo cual, el ingeniero proyectista dispone de la topografía de la zona o área por drenar y un conjunto de reglas practicas, dictadas por el sentido común y la experiencia: los interceptores deben localizarse en el centro de las calles y solo en casos especiales

variarse esta ubicación. Nunca deben cruzar edificaciones o manzanas. Deben ubicarse en las calles más bajas para facilitar hacia ellos el escurrimiento de las zonas más elevadas. Debe evitarse la utilización de bombeos y aprovechar íntegramente la gravedad. Se procurara que las líneas sean lo más rectas posibles, sin inflexiones o vueltas para evitar la formación de contracorrientes y se buscara siempre el camino más corto para llegar al sitio de vertido. Todos estos factores de los que depende la capacidad de un sistema, han sido estudiados por diversos investigadores quienes desarrollaron, basados en proyectos específicos y en experiencias concretas distintos métodos para calcular la capacidad hidráulica de un sistema. En general, todos los métodos conocidos tienen fundamentos teoricos muy parecidos y difieren en la proporción en que relacionan los factores determinantes de la cantidad de agua de lluvia por desalojar: en general, estos métodos pueden clasificarse en dos grupos: Los métodos racionales, que comprenden el método racional americano y el método grafico alemán, y los métodos empíricos que comprendes los métodos de Harksleg, Adams. Mc Math. Herning, Gregory y el de Burkli Ziegler. DISTINTOS METODOS PARA EL CALCULO DE UN ALCANTARILLADO PLUVIAL. METODO 1.- métodos racionales 1.1 racional americano 1.2 grafico alemán 2.- métodos empíricos 2.1 Harksleg 2.2 Adams 2.3 MC math 2.4 Herning 2.5 Gregory 2.6 Burkli-Zegler

Donde: A= area en hectáreas C= coeficiente de escorrentía I=intensidad de lluvia en milímetros/hora S= pendiente en milímetros o cm.

FORMULA BASICA Q=CIA Q=CAI Q=CAI√S/AI Q=CAI√𝑆/(𝐴2I2) Q=CAI5√S/A Q=CAI5√S0.27/A0.15 Q=CASIo.186/A0.140 Q=A3/4CIS⅟4

06/03/08

BASES CONSEPTUALES DEL METODO RACIONAL AMERICANO Ya se menciono que unos de los métodos más aceptados y probablemente uno de los mas utilizados para calcular un alcantarillado pluvial, es el método racional americano. Este método se basa en considerar, en toda el área estudiada, una lluvia uniforme, de intensidad constante y durante un tiempo tal, que el flujo de la cuenca llegue a establecerse para que pueda escurrir el máximo gasto en la descarga. El método consiste en aplicar la formula básica. Q=CIA…..(44) Donde: Q=gasto en l.p.s C=coeficiente de escurrimiento que depende de las características de la cuenca y expresa la relación entre el caudal llovido y el escurrido. I= intensidad de lluvia en mm/hr. A=área drenada en hectáreas. El gasto queda expresado en mm/hectárea/hr para tenerlo en l.p.s, el factor de transformación es 2.778, es decir: Q=2.778CIA…….(45) El valor de la intensidad de la lluvia es el asociado a una duración tal, que toda la cuenca este contribuyendo al flujo de la descarga; esto se logra cuando la duración es igual al tiempo de concentración de la cuenca, para que el producto (I) (A) sea máximo . Para observar en qué forma se comporta el área, se supone que en una determinada área, cualquier gota de lluvia que caiga en un punto de la misma escurrirá hasta el punto de desagüe; de ahí que se puede tener una serie de gotas de lluvia que tardan el mismo tiempo en llegar al desagüe “D” (gotas isocronicas). Uniendo estos puntos de gotas isocronicas, obtenemos una curva igual en tiempo de concentración. Fig. 38 CURVAS CON IGUALES TIEMPOS DE CONCENTRACION.

En la fig. 38 se dibujan las curvas que marcan los puntos desde los cuales el agua tarda 1, 2, 3 etc minutos en llegar al desagüe. Si la lluvia dura un minuto, por ejemplo, por el punto “D” pasara primero el agua llovida entre las curvas 1 y 2, e igualmente todas las aguas llovidas en una determinada área pasan a ocupar la inmediata inferior. Como en los sig. puntos ya no llueve, los volúmenes caídos en las aéreas A2, A3, A4, irán pasando sucesivamente por el desagüe “D” y será durante los minutos 2, 3, 4 etc respectivamente. Como en este caso solo llovió un minuto, se tendrá que por “D” pasaran cada minuto sucesivamente volúmenes iguales A: A1i, A2i, A3i, etc siendo el máximo el que tenga mayor área. Suponiendo que la lluvia dura 2 min, se tendrá al principio el caso anterior pero como llueve un segundo minuto más; la primera área desalojada se volverá a cubrir de agua y al final de ese segundo minuto pasara por el desagüe “D” un volumen igual a (A1+A2)i pasando cada minuto, sucesivamente los siguientes volúmenes: Tercer minuto (A2+A3) Cuarto minuto (A3+A4) Quinto minuto (A4+A5) Sexto minuto (A5)i Como se ve, escurre agua durante seis minutos siendo el volumen máximo el debido a la suma de dos áreas parciales. Ahora supóngase que la lluvia dura 5 min siendo este el tiempo de concentración del área, se tendrán entonces en el desagüe “D” los siguientes volúmenes: Primer minuto (A1)i Segundo minuto (A1+A2)i

De lo anterior se observa que en el quinto minuto ocurre la máxima aportación, deduciéndose de aquí el principio fundamental de que, la mayor concentración en un área acontece cuando la duración de la lluvia es igual al tiempo de concentración de dicha área

02/04/08

De acuerdo con las pendientes topográficas (fig. 41) Para cada tramo del interceptor, se calculara la suma acumulativa de todas las áreas (propias y tributarias) cuyas aguas pluviales ingresaran al interceptor y se determinaran el coeficiente de escurrimiento, como el promedio de los valores correspondientes a los diferentes tipos de areas de la zona (fig 42). CALCULO HIDRAULICO DE UN INTERCEPTOR POR EL METODO RACIONAL AMERICANO. A) Datos del proyecto (ejemplo). a continuación se describen la metodología y procesos de calculo hidráulico de un interceptor por el método racional americano. Supóngase los sig. datos de proyecto: Area por drenar

hectáreas

Sistema

pluvial

Método

racional americano

Formula Gumbel I=a/t+𝑏 Babbit=

Q=2.778CIA

B) Tabla de calculo hidráulico (ejemplo de aplicación del método racional americano) Para realizar los cálculos hidráulicos involucrados en este metodose utiliza la tabla del cuadro 22 A continuación se describe el significado y forma de llenar cada una de las columnas de la tabla. Columna 1.- Identificación de cruceros como su nombre lo indica, esta columna sirve para identificar los cruceros de calle entre los tamos que se encuentran comprendidos. Para llenar esta columna se enumeran todos los pozos del interceptor, de aguas arriba hacia aguas abajo, dejando un espacio entre crucero y crucero. Columna 2 .- Area propia. Corresponde al area propia del interceptor, expresado en hectárea. El dato se toma del plano de acumulación de areas propias y tributarias (fig. 42). Columna 3.- Area tributaria. Corresponde a la suma de todas las areas que llegan a cada pozo del interceptor. El dato se toma del plano de acumulación de areas propias y tributarias (fig. 42). Columna 4.- Area acumulada. Es la suma de areas propia y tributaria a partir del segundo crucero, se agrega el area previamente acumulada . Columna 5.- Longitud. Es la longitud de cada tramo del interceptor. Se obtiene midiendo cada tramo en el correspondiente plano.

07/04/08 COLUMNA 11 PENDIENTE. S=H/L=97.10-96.15/1.03=9.2≅9 milesimos

COLUMNA 12 DIAMETRO. Con la ayuda del nomograma de manning se obtiene el diámetro S=9 Q=373 l.p.s. Φ=61 cm. COLUMNA 13 Y 14 FUNCIONAMIENTO A TUBO LLENO. Con el nomograma de manning se obtiene Q y V a tubo lleno. S=9 milesimos Φ=61cm Q=580 l.p.s. V=2.05m/seg

COLUMNA 15 VELOCIDAD REAL. También con el nomograma de manning. V=8m/seg (norma del proyecto) RQ=373 l.p.s./580 l.p.s.=0.64 0.64 se busca en el nomograma de manning=1.063 VTPLL=1.063x2.05=2.18m/seg COLUMNA 16 TIEMPO DE TRANSITO. Se obtiene como se indica: Tt=L/V=103/2.18=47.24 seg Tt=47.24/60=0.79min.

CRUCERO 2-3. El calculo hidráulico sistematizado se continua a crucero por crucero en la tabla. Los cálculos que corresponden al crucero 2-3 son los siguientes: Columna 1 a 5 corresponden a los datos incorporados previamente en los planos. Columna 6 tiempo de ingreso. Datos: L=337m. S=0.010 C=0.40 Babbit V=610 (0.40)√0.010=24.40 To=L/V=337/24.40=13.80

Columna 7 tiempo de transito. Se calcula al final Columna 8 tiempo de concentración. Tc=Te+tt=17.53+0.79=18.32min. Este tiempo se compara con el tiempo de ingreso y se calcula con el mayor en este caso Tc>Te 11.32>13.80

Columna 9 intensidad. I=4620/t+32=4629/18.32+32=91.81mm/km 09/04/08

C) Calculo geométrico del interceptor (ejemplo) el calculo geométrico de un interceptor en un proyecto de alcantarillado pluvial se realiza de la misma manera que en el proyecto de aguas negras, apartir de las cotas de plantilla en cada crucero. Este calculo se inicia de aguas arriba a aguas abajo con la formula: S=H/L por lo tanto H=SL Se proyectaran las conexiones correspondientes en donde se encuentre un cambio de diámetro asi mismo se utilazaran las profundidades necesarias para cada diámetro. En la fig. 43 se muestra el procedimiento. D) Calculo de coladeras (ejemplo). Las coladeras forman parte de las bocas de tormenta y están constituidas por una rejilla por la que se recibe o entra el agua de lluvia. Pueden ser de banqueta, de piso, de piso y banqueta y transversales. De acuerdo con su localización y diseño, las bocas de tormenta pueden tener algunas de las siguientes coladeras (véase cuadro 24). A) Coladera de banqueta con capacidad aproximada de 15 L/seg B) Coladera de piso con capacidad aprox. De 25 l/seg C) Coladera de piso y banqueta con capacidad aprox. De 40 l/seg. D) Coladera de tormenta o longitudinal de banqueta. Se construye con capacidad aprox. De 40 l/seg por tramo, siendo el numero minimo de tramos de tres y máximo de 5 y 6 tramos. E) Coladeras transversales su capacidad aproximada es de 100 l/metro de coladera. Para localizar el sitio en donde se colocaran las coladeras pluviales, es necesario conocer la topografía de la localidad, asi como el gasto pluvial efectivo en cada tramo. El numero de coladeras a instalarse se determinara con la siguiente formula: Gasto efectivo=Q subsiguiente- gasto anterior. Para el proyecto que sirve de ejemplo se seleccionaron coladeras de tormenta, y de piso y banqueta.

Crucero 1 Q=373 l.p.s Si se utiliza 2 coladeras de 4 tramos c/u y 2 de piso y banqueta se tiene: 4x40=160x2=320+2(40)=320+80=400 l.p.s>373 l.p.s. Crucero 2 Q=604 l.p.s, sin embargo el gasto del crucero es de 373 l.p.s Qefectico=604-373=231 l.p.s luego entonces: 2 coladeras de 3 tramos c/u 40x3=120x2=240 l.p.s>l.p.s Crucero 3 Q=750 l.p.s como en el crucero se tiene un gasto de 604 l.p.s Qefectivo=759-604=155l.p.s; se pueden utilizar 1 coladera de 3 tramos y una de piso y banqueta es decir; 40x3=120+40=160 l.p.s>155 l.p.s 21/04/08

Ejemplo. Calcular el tiempo de retención hidráulico de un sedimentador volumen del tanque =3000m3, gasto=o.3m33/seg (300l/seg) Vol. Tanque: 3000m3 Gasto=0.300m3/seg……. 300 lps Tanque de retención:tr=vol/Q=3000/0.300=10000/3600=2.77hrs. Tr=2hrs, 46min Carga superficial. Ejemplo. Calcular la carga superficial de un sedimentador:

El valor de este parámetro debe oscilar entre 32 y 48 m3/m2/dia Datos: Q=0.300m3/seg Carga superficial (cs)=32m3/m2/dia Q dia=0.300m3/segx86400=25920m3/dia 22/abril/08 Diseñar un tanque de cimentación para ello se debe diseñar una carga superficial (cs) cuyo valor debe asilar entre los valores recomendados(3248m3/m2/día). Datos: Q=0.300m3/seg=300 lps Cs=32 m3/m2/dia Qconocido=0.300m3/segx86400seg=25920m3/dia Area superficial=Qenm3/dia/Cs Area superficial= (25920 m3/dia)/(32m3/m2/dia)=810m2

28/04/08

Cuando el parámetro es utilizado como control de la planta es responsabilidad del operador controlar la concentración de solidos suspendidos volátiles de licor mesclado SSVLM; en otras palabras el operador debe controlar la cantidad de microorganismos de acuerdo con el alimento disponible.

si la relación fm es demasiado alta hay necesidad de disminuir la purga de lodos (y aumentar la recirculación) para que entren mas microorganismos al sistema. Si la relación fm es muy baja, entonces se requiere aumentar la purga de lodos (para que disminuya la recirculación) y entren menos microorganismos al sistema. Algunos valores típicos de fm de acuerdo con el tipo de proceso se puede observar en la tabla 5.2. los parámetros para el calculo deben obtenerse de la planta. La dbo5 del influente al tanque de aereacion y los SSVLM del tanque de aereacion para tener un valor mas preciso y real de fm. Las figuras 5-9 y 5-10 muestran las relaciones con otros parámetros de control. Edad de lodos (tiempo medio de retención celular) otro parámetro de control es el tiempo medio de retención celular (TMRC) o edad de lodo activado . es un parámetro que se debe mantener entre ciertos limites para que la operación de la planta sea eficiente. Los libros de texto define de diferentes formas este concepto; en este curso se puede definir como: TMRC=kg de SSVLM/kg SSV en el efluente de la planta la edad del lodo es una media del tiempo que los microorganismos son retenidos en el aereador. Este es un parámetro importante, ya que es el tiempo que los microorganismo disponen para degradar la materia organica; tienen un efecto significativo en la calidad del efluente. Hay que dar el tiempo necesario para que los microorganismos estén en o con los deshechos para que se realice el tratamiento. Si se da poco tiempo, el sistema biológico no podrá digerir toda la materia organica, resultando una baja eficiencia de remoción. Si se da demasiado tiempo, los microorganismos terminaran con todo el alimento disponible y empezara a morir resultando una alta fracción de material biológico no activo en los lodos activados con lo que se perderán sólidos finos en el efluente. La edad de lodos (TMRC) afecta directamente a la sedimentación; un lodo joven puede generar un crecimiento biológico disperso carterizado por sedimentación deficiente; un lodo viejo se caracteriza por la baja actividad y

de su flocs que sedimentan rápidamente con poca acción de arrastre resultando un efluente turbio. La edad de lodos se controla con la purga y la recirculacion de lodos activados. La edada de lodos (TMRC) se calcula dividiendo los SSV almacenados en el sistema (SSVLM, entre los SSV que salen del sistema). La edad se mantiene controlando la purga del sistema. Como guía de operación, la edad de lodos disminuye cuando la purga aumenta y por el contrario, aumenta cuando se disminuye la purga. La mejor edad de el lodo para una planta en particular, debe seleccionarse de acuerdo con la experiencia en la operación y observación al proceso. La tabla 5.2 da edades de lodos típicos para varias modificaciones de procesos de lodos activados 29/abril/08 Un factor necesario de considerar al seleccionar la edad de lodos, cuando se tiene una edad de lodos grande (mayor cantidad de SSVLM en el tanque de aeración) la planta soporta mayores shocks de cargas, pero abra mayor numero de microorganismos en el aereador.Las fig. 5.11 y 5.12 muestran el comportamiento de los lodos con otros parámetros. El tiempo medio de retención celular se calcula con la siguiente ecuación: TMRC=Kg SSVLM/Kg SSVR+ Kg SSVE Una vez que se ha seleccionado

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29/abril/08

30/abril/08

Gasto=50l.p.s Dvo5=180 Ss=140 So=concentración de dbo5 en mg/l Calcular la carga orgánica y la carga de sólidos: Carga=gasto x concentración Carga orgánica=Q x so Carga orgánica=50 x 86400 x 180mg/l/106 Carga orgánica=777.6 kg dbo5/día 1kg/1000000kg; 1000l/lm3 1kg/106kg Carga de sólidos=50 x 86400 x 140 mlg/106 Carga de solidos=605kg ss/dia Relación alimento-microorganismos(f-m) Ejemplo de calculo Calculen la relación fm con los sig. datos de una planta de trtramiento gasto influente=280l.p.s y carga organica en influente alrededor de 150mg/l ,ssvlm=250mg/l Vol. De tanque=6340m3

f/m=Q x DBO5/V xSSVLM f/m=[(280 x 86400 x 150mg/l)/100]/(6340 x 1000 x 2500mg/l)/106 f/m=3628.8 kg DBO5/dia)/15850kgSSVLM F/M=0.23dia Tiempo medio de retención celular(edad de lodos) Ejemplo de calculo: En una planta de tratamiento se determinaron los sig. parámetros SSVLM = 2500mg/L (en el aereador) SSVR = 8000kg/L (en la recirculación) SSVE = 6kg/L (en el efluente) Gasto efluente =280L.p.s Gasto en la purga =5L.p.s Volumen del aereador =6340m3 TMRL =Kg SSVLM/Kg SSVR + Kg SSVE TMRL = [6340 x 1000 x 2500mg/L)/106]5 x 86400 x 8000mg/L

Determinación de la purga de lodos basada en la edad de lodos TMRC. Determine el gasto de la puga de una planta de lodos activados si se supone un tmrc de 5 días. Se tienen los sig. Datos.

13mayo En especial las lagunas son útiles en comunidad des rurales con disponibilidad de terrenos con bajo costo de El tratamiento biológico de las aguas residuales tiene como por objeto estabilizar la materia orgánica que se encuentra en estado soluble y coloidal de las aguas negras. Esto se realiza con una población microbiana heterogénea (variada).la población bacteriana asimila la materia orgánica coloidal y la transforman en nuevas células (microorganismos),gases y lodo residual. Dentro de la complejidad, se con templa la eliminación del lodo residual, ya que este también es un tejido celular orgánico y representa materia contaminante que altera las mediciones de demanda bioquímica de oxigeno (DBO). En la implementación de sistemas lagunares, intervienen diferentes factores que afectan su funcionamiento. Entre estos tenemos los sig.… Aspectos físicos, radiación solar, tem. , viento, nubosidad, precipitación pluvial y evaporación, entre otros. Aspectos químicos, materia orgánica (disuelta y suspendida) oxigeno disuelto, nutrientes (fosforo, nitrógeno y potasio) y pH, entre otros. Así como la calidad de agua a tratar. Las lagunas de estabilización aerobias, son grandes sistemas que se construyen principalmente pos el movimiento de tierras y tienen una gran extensión superficial y muy poca profundidad. En estas prevalecen condiciones aerobias y las bacterias encargadas del tratamiento se encuentran en suspensión. El o del agua con el aire y las algas que se forman en la superficie, son las fuente de suministro de oxigeno a las bacterias, protozoarios y rotíferos manteniendo co y Este tipo de lagunas, pueden ser de baja y alta tasa. La fig. 1 muestra la simbiosis que prevalece entre las algas y microorganismos.

19/mayo/08

Diseñada para el tratamiento de aguas residuales por medio de la interacción de la biomasa (principalmente bacterias y algas) como se muestra en la fig.41.la función real del proceso es estabilizar la materia orgánica y remover los patógenos de las aguas residuales realizando una composición biológica natural ., normalmente se diseña el proceso para la remoción DBO, sólidos suspendidos y coliformes fecales. El termino de lagunas de estabilización incluye lagunas facultativas lagunas de maduración y lagunas anaeróbicas . 1lagunas facultativas.-se caracterizan por tener una zona aerobia en el estrato superior , donde existe la simbiosis entre algas y bacterias, y una zona anaeróbica en el fondo inferior (véase la fig.4-1).existen dos mecanismos de adicción de oxigeno al estrato superior: la fotosíntesis se lleva acabo ´por las algas y la aeración a trabes de la acción del viento de la superficie, las bacterias aérobicas realizan un tratamiento de los desechos, particularmente la materia orgánica disuelta, mediante la asimilación y la oxidación de la materia orgánica con la producción de bióxido de carbón y productos secundarios de nutrientes como amoniaco y nitrato., las algas utilizan el bióxido de carbono y los nutrientes para producir oxigeno atreves de la fotosíntesis. En los niveles mas profundas existen condiciones anaeróbicas donde la descomposición ocurre como en una laguna anaeróbica. 2las lagunas de maduración se caracterizan como lagunas aérobicas donde se mantiene un ambiente aérobico en todo su estrato. Su propósito principal de las lagunas de maduración es por un periodo de detención hidráulica adicional para le remoción de los patógenos., también el de mejorar la calidad del efluente en términos de DBO. 3El propósito de una laguna anaeróbica es remover un porcentaje de la carga orgánica (DBO) y la mayoría de los sólidos suspendidos bajo condiciones anaeróbicas por la acción de bacterias anaeróbicas y por lo tanto disminuir el

área requerida para el sistema frontal de lagunas. Como consecuencia de la elevada carga orgánica, la profundidad de la laguna con mínima área y el corto periodo de retención hidráulica, se mantiene el sistema ausente de oxigeno bajo condiciones anaeróbicas. La bacteria anaeróbica realiza un tratamiento de los desechos mediante una asimilación anaeróbica con la descomposición de materia orgánica y la producción de bióxido de carbono metano y otros productos secundarios. Se diseña un sistema de lagunas para tener bacterias de lagunas primarias (facultativas o anaeróbicas) en paralelo seguidas por dos o tres lagunas de maduración en serie como se presenta en las figuras 4-2 y 4-3. Se debe diseñar las lagunas primarias en paralelo para poder remover una de operación para remoción de los lodos mientras las demás quedan operando. Se diseñan lagunas anaeróbicas y facultativas para remover la DBO y sólidos suspendidos y controlar el proceso de tratamiento. Después se diseñan lagunas de maduración para remover patógenos aprovechando su remoción anterior en las lagunas anaeróbicas o facultativas. Calcular con el diseño con base en el uso generalizado la laguna de estabilización basándose en una carga orgánica de 55kg/DBO a 20° por hectárea por día. Datos: DBO5 influente a 20°c =300mg/l Q =150 l.p.s Profundidad =1.82m. Calcular: carga orgánica, área superficial, volumen y tiempo de retención Carga orgánica = (300mg/l x 150l.p.s x 86400seg.)/ (1000000) =3888kg/día Área superficial =(3888kg/día)/(55kg/DBO-d-h) =70.69Ha Volumen =706900m2 x 182m =1286558m3

Tiempo de retención =1286558/(0.150m3/seg. X 86400) =99.27 días 20/mayo/08 Método empírico de gloyna Gloyna propone para repulsión de DBO del 85% al 95% en lagunas facultativas la formula siguiente V =volumen de la laguna en m3 Q =caudal del agua residual afluente, m3/l =DBOVC para aguas residuales sin pre tratamiento mg/l T =temperatura promedio de agua en el mes frio °c La profundidad se puede seleccionar de acuerdo con la tabla (6.5) Ejemplo: determinación de las características de una laguna de estabilización facultativa. Para un caudal de agua residual afluente de 8640 m3/dia con DBO5 de 300mg/l. La temperatura de diseño de 20°c. la profundidad útil es de 1.5m. Se supone criterios de gloyna (formula 6.35) Calcular: volumen, agua superficial, carga organica y tiempo de retención Se calcula el DBOUC suponiendo una relación DBOUC/DBO =1.5 L =1.5 x 300mg/l =450mg/l Se calcula el volumen de la laguna por la formula (6.35) Vol. = 0.035 QL (1.085)35-T Vol. =0.035 (8640m3/dia) (450mg/l) (1.085)35-20 =462637.01m3 Se calcula el area superficial de la laguna. Area superficial =462637.01m3/1.5m =308424.67m2/10000 =30.84Ha

Se calculan las cargas organicas: Carga organica sup. Aplicada =CSA =(300mg/l x 8640m3/d)/1000 x 30.84Ha =84 kgDBO/Ha.d. Carga organica volumétrica =COV =(300mg/ x 8640m3/d)/463637.01m3 =5.6g DBO/m3.d. Tiempo de retención =(462637.01m3)/(8640m3/d) =53.54dias. 21/mayo/08

Lagunas anaeróbicas Las lagunas anaeróbicas son lagunas con cargas orgánicas tan altas que no poseen zona aerobia, excepto, posiblemente, en su superficie. Típicamente son usadas como lagunas primarias para aguas residuales domesticas y municipales asi como para tratamiento de aguas residuales industriales con DBO mayor de 1000mg/l. La profundidad de este tipo de lagunas es de 2.5 a 5m y su diseño es prácticamente empirico, básicamente, se diseña con criterios de carga organica volumétrica y/o tiempo de retención. 22/mayo/08 Ejemplo: Diseñar le laguna anaerobia con base en la formula de vincent: Se supone remoción de 50%; afluente 300mg/l DBO efluente =300mgl x 0.5 =150mg/l Datos: C1 =DBO efluente =150mg/l C0 =DBO afluente =300mg/l

K =constante de remoción de DBO; 6.0d-1 .n =exponente igual a 4.8 .θ =tiempo de retención hidráulica en días Profundidad supuesta 3.5 Gasto =150l.p.s Formula de Vincent. .θ =(c0/c1-1)[1/K(c1/c0)n] =(300/150 – 1)[1/6(150/300)4.8] =4.64 días Volumen =4.64 x 0.150m3/seg. X 86400 =60134.40m3 Área superficial =60134.40m3/3.5m =17181.25m2/10000 =1.718Ha Carga orgánica =(300mg/l x 150l.p.s x 86400seg.)/1000000 =3888kg/día Carga superficial = (3888kg/día)/1.718Ha =2.263kg/Ha/día Método para disposición final de lodos. Relleno sanitario es un método de disposición en el que un lodo es depositado en un área específica, con o sin residuos sólidos y enterrados debajo de una cubierta de suelo el relleno es primeramente un método de disposición en el que no se recupera nutrientes y solo se recupera energía. Es necesario disponer de un ara para el relleno al igual que para la aplicación del suelo; sin embargo hay una diferencia importante. Cuando el lodo es depositado en un relleno sanitario la degradación anaerobia ocurre porque el oxigeno es insuficiente para la descomposición aerobia. Las condiciones anaerobias degradan el lodo más lentamente que los procesos aerobios. Los procedimientos sanitarios apropiados de la disposición de lodos en relleno minimizan muchos de los problemas relativos a la salud y el ambiente. Sin embargo, la contaminación de aguas subterráneas por constituyentes presentes en el lodo del relleno es una preocupación constante. La contaminación de aguas subterráneas puede ser difícil de

detectar generalmente se detecta cuando el daño a ocurrido y si a sido detectada es muy difícil de eliminar. Estos problemas se pueden prevenir con la planeación y elección del sitio adecuado para la disposición. Tarea: residuos peligrosos que pueden ser dispuestos en rellenos de seguridad: Código (C.R.E.T.I) (C.R.E.T.I.B) Trabajo Principales métodos de tratamiento y disposición final de residuos Enterramiento Incineración Relleno sanitario Confinamiento controlado Composteo 26/mayo/08

Y la escases de material de recubrimiento no produce problemas siempre que el terreno para este sistema de disposición vinal se convenientemente elegido.el método de operación de el rellena sanotario tipo sanja puede resumirse en los sig. 8 puntos: a)escabacion de la sanja. La sanja o trinchera puede escavarse por completo antes de iniciar en ella el baseamiento de los desperdicios, o porgresibamente a medida que abansan los trabajos . otras veces la sanjas se

escarban diariamente con la capacidad requerida para disponer la basura al dia sig. el sistema mas apropiado lo determinan las condiciones locales características del terreno y sircunstancias operacionales. Las sanjas se hacen de 1.80 a 2.50m de altura y de un ancho de por lo menos el doble de tamaño del equipo de trabajo, para facilitar la operación del tractor. Las sanjas suelen aserce de 3.60 a 10m de ancho pero las condiciones se determinan en cada caso particular. b) Pasea miento de los desperdicios que a transportado el camión de recolección en el frente de operación de la zanja. c) Esparcimiento y compactación de la basura por tractor tipo oruga suele utilizarse draga de arrastre con cucharon excavador en forma similar ala descrita para el relleno en terrenos pantanosos(equipo para el relleno sanitario) d) Recubrimiento diario con tierra proveniente de la excavación de zanja en forma similar ala descrita para relleno de area e) Complemento de la compactación mediante el camión de racoleccion que se desplasa por sobre la sanja rellena f) Recubrimiento superior o sello de relleno sanitario en forma similar ala descrita para el relleno tipo area g) Cambio de sanja una ves alcanzado el nivel deseado en toda la longuitud de la sanja se continua el trabajo en una zanja adyacente separada por un muro de terreno natural aprox. de 0.90m h) Siembra de relleno sanitario para evitar erocion (zonas muy lluviosas) Relleno sanitario tipo rampa

Equipo para rellenos sanitarios existe en plasa para realizar el rellano sanitario o en otros términos, , esparcimiento de la basura, compactación de

la misma, remoción de la tierra de recubrimiento y transporte de esta dentro del resinto que forma el relleno sanitario. Los equipos que normalmente se utilizan son: a)Tractor de oruga con ball doser b) Tractor de oruga con pala cucharon de almeja c) Tractor de oruga equipado con pala cargadora d) Draga de arrastre con cucharon excavador. El tractor de oruga con bull dozer opera con my buena forma en