Normas.Volumen 3

PROYECTO: 4.- LAGUNAS DE ESTABILIZACION

VARIANTE: 4.1.- ANAEROBICAS – FACULTATIVAS

REFERENCIA: MEMORIA TECNICA Y DE CALCULO

1.- SISTEMA ADOPTADO

1.1.- LAGUNAS ANAEROBICAS

El proceso que se desarrolla en una laguna anaeróbica es semejante al que se produce en un digestor abierto anaeróbico de barros sin calefacción.

Por ese motivo se requiere cumplir las siguientes condiciones:

Temperatura de la laguna no inferior a 15ºC y no mayor a 40ºC para la fermentación con producción deseada de metano, a fin de no producir olores. En cambio para formación de ácidos orgánicos, la temperatura mínima es de 4,5ºC.

Oxígeno disuelto nulo (OD = 0) en la masa líquida, aplicando cargas orgánicas cuyas demandas superen la cantidad de oxígeno producido en la fotosíntesis de algas.

pH entre 6,8 y 7,2 para facilitar la producción de metano.

Deben interrelacionarse la profundidad H con la temperatura de la laguna, oxígeno disuelto y depósitos de materia orgánica.

Los procesos anaeróbicos son muy sensibles a los cambios bruscos de la temperatura. De allí la necesidad de profundizar la laguna y disminuir la superficie expuesta a la atmósfera.

Entre las ventajas de su aplicación se mencionan:

Economía de terreno, que puede llegar hasta un 39% cuando van acompañadas de lagunas facultativas.

Tratamiento de líquidos con altas concentraciones de la DBO soluble. Necesitarían mayor disponibilidad de terreno si se aplicaran lagunas facultativas únicamente.

Entre las desventajas podemos mencionar:

Posibilidad de ocasionar malos olores por la producción de ácidos, especialmente el sulfídrico y mercaptanos. De allí la necesidad de proyectar lagunas profundas, lo que permite absorber su acción antes de su salida al exterior.

Mal aspecto estético; por lo que deben estar construidas a una distancia no menor a 1 km del sitio más cercano con actividad humana, además de que los vientos predominantes alejen los eventuales malos olores.

No son efectivas en climas fríos (de temperatura media inferior a 15º C) al no producirse producción de metano.

No pueden ser simulados por ningún modelo matemático las reacciones bioquímicas con innumerables variantes. De allí que para el diseño se emplean criterios empíricos de experiencias foráneas.

1.2.- LAGUNAS DE ESTABILIZACION FACULTATIVAS

Son diseñadas para tratar la carga orgánica efluente de las lagunas de estabilización anaeróbicas en donde se tiene una eficiencia en reducción de la DBO soluble entre 30 y 50%, la cual depende básicamente de la temperatura Tº C como se mencionó anteriormente.

En lagunas facultativas las condiciones aeróbicas de las capas superiores se ocasiona por la producción de oxígeno, principalmente por las algas y en menor escala por la reareación superficial que adquiere mayor importancia de noche.

El mecanismo principal ocurre en el estrato superior en donde hay una simbiosis o comensalismo de bacterias aeróbicas y algas. Para oxidar los residuos orgánicos las bacterias utilizan el oxígeno producido principalmente por el proceso de fotosíntesis de las algas. A su vez éstas utilizan los compuestos solubles y bióxido de carbono de la descomposición de la materia orgánica por las bacterias.

En las capas inferiores hay una degradación semejante a la de las lagunas anaeróbicas.

La producción de oxígeno por las algas es función de la radiación solar o intensidad de la luz en la superficie de la laguna.

En resumen en una laguna facultativa se realizan los siguientes procesos:

Sedimentación de sólidos Digestión anaeróbica de los lodos depositados Estabilización aeróbica de la materia orgánica disuelta y suspendida, con

consumo de O2 y producción de CO2. Fotosíntesis con formación de algas, producción de O2 y consumo de CO2. Remoción bacteriológica.

Hay varios modelos matemáticos que permiten diseñar lagunas de estabilización para remoción de la DBO. Hay discrepancias debido a que están sujetos a una variedad de procesos físicos y bioquímicos. Esa situación provoca indefinición para aplicarlos con cierta seguridad en remoción orgánica.

En el cálculo de las lagunas facultativas se aplican los modelos cinéticos desarrollados por Oswald, Hermann y Gloyna, Marais y Shaw, Thirumurthy y Cepis, además de correlaciones como son las del CEPIS, Mara y Mc Garry-Pescond.

2.- PARAMETROS DE DISEÑO

P20 = 5.000 hab = población de diseño a 20 años.

P0 = 3.050 hab = población de diseño inicial (0 años)

d = 200 hab L/d*hab = aporte líquido medio a las colectoras

Sa = 240 mg/L = concentración de DBO5 total del líquido cloacal a tratar

Tai = 12ºC = temperatura media del aire en el mes más frío del año

T0 = 17ºC = temperatura media del líquido afluente en el mes más frío del año

Nm = 2 = número de módulos de una laguna anaeróbica y una facultativa en serie

1 = 1,40 = coeficiente máximo diario

2 = 1,70 = coeficiente máximo horario

1 = 0,70 = coeficiente mínimo diario

Los coeficientes 1, 2 y corresponden a los del abastecimiento de agua potable de la localidad.

En consecuencia se tiene:

QC20 = P20 * d = 5.000 * 0,200 = 1.000 m3/d = 11,57 L/s = caudal medio diario anual a 20 años.

QCO = P0 * d = 3.000 * 0,200 = 610 m3/d = caudal medio diario anual inicial (0 años)

QD20 = 1 * QC20 = 1,40 * 1.000 = 1.400 m3/d = 58,33 m3/h = 16,20 L/s = caudal máximo diario a 20 años.

QE20 = 2 * QD20 = 1,70 * 1.400 = 2.380 m3/d = 99,17 m3/h = 27,55 L/s = caudal máximo horario a 20 años.

QBO = 1 * QCO = 0,70 * 610 = 427 m3/d = caudal mínimo diario a 0 años

QLO = 2 * QBO = 1,70 * 427 = 725,9 m3/d = 30,25 m3/h = 8,40 L/s = caudal de autolimpieza inicial.

LA = Sa * QC20 = 0,240 * 1.000 = 240 KgDBO5/d = carga orgánica a tratar en el sistema.

La = LA / Nm = 240/2 = 120 KgDBO5/d = carga orgánica en cada módulo

3.- LAGUNAS ANAEROBICAS

3.1.- EFICIENCIA EN REDUCCION DE LA DBO

El volumen total depende fundamentalmente del tiempo de detención t = V/Q y del volumen destinado al depósito del lodo estabilizado y del material inerte.

La retención hidráulica será suficiente para biodegradar la materia orgánica que ingresa y además la requerida para la sedimentación de los sólidos y la floculación biológica de los coloides.

La complejidad de los procesos anaeróbicos nos indica que los modelos matemáticos no son más adecuados que los empíricos.

Hay una gran dispersión de datos y recomendaciones para el diseño de lagunas anaeróbicas.

Entre los criterios de diseño más aceptados están los del tiempo de retención, carga orgánica superficial y carga orgánica volumétrica.

En general se obtienen los siguientes parámetros deducidos de la bibliografía existente:

CV = 0,040 a 0,080 Kg DBO/d*m3 = carga orgánica volumétrica aconsejada pudiendo ser mayor en climas cálidos.

Ca = 1.000 a 2.000 Kg DBO/d*Ha = carga orgánica superficial

T = V/Q = 4 a 6 d = tiempo de detención para temperatura T del líquido entre 10º y 15ºC. Según Arceivala, se tendría una eficiencia entre 30 y 40% de remoción de la DBO


Qd = QC20/2 = 1.0000/2 = 500 m3/d = caudal de diseño de cada módulo

T = 4 d = permanencia hidráulica adoptada considerando la temperatura T = 15º estimada del líquido de la laguna.

V = T * Q = 4 * 500 = 2000 m3 volumen líquido de cada laguna

H = 3,00 m = profundidad líquida adoptada

A = V/H = 2.000/3,00 = 666,67 m2 = 0,067 Ha = área líquida media (H/2 = 1,50 m)

De allí con el valor La = 120 Kg DBO5/d = carga orgánica afluente, se tiene:

CV = La / V = 120/2.000 = 9,96 Kg DBO/d*m3 = carga orgánica volumétrica, valor aceptable.

CS = La / A = 120/0,08 = 1.500 Kg DBO/d*Ha = carga orgánica superficial, valor aceptable

Ef = 35% = eficiencia esperada en remoción de la DBO

S = (1 – Ef) Sº = (1 – 0,35) * 240 = 156 mg DBO5/L = concentración en DBO5 soluble del líquido efluente de las lagunas anaeróbicas.

3.2.- DETERMINACION DE LA TEMPERATURA EN LA LAGUNA ANAEROBICA

Se aplica el modelo de balance calórico auspiciado por Eckenfelder para pequeños estanques.

T = TW = Tº + (f * t/H) Tai / 1 + (f * t/H)

= 17 + (0,5 * 4/3) * 12 / 1 * (0,5 * 4/3) = 15º C =

= temperatura media de la laguna en el mes más frío del año, siendo:

Tai = 12º C = temperatura del aire en el mes más frío del año

Tº = 17º C = temperatura del líquido afluente en el mes más frío del año

H = 3,00 m = profundidad líquida de la laguna

t = V/Q = 4 días = permanencia hidráulica (en día) correspondiente al volumen V (en m3) de la laguna y el caudal afluente

Q = QC20 (en m3/d)

f = U / (D * Ce) = 20 / (1.000 * 1) = 0,020 m/h =

= 0,48 m/d 0,50 = coeficiente

Donde:

U = 20 Kcal( (h*m2*ºC) = coeficiente global de transferencia de calor del agua al aire

D = 1.000 Kg/m3 = densidad del agua

Ce = 1 Kcal / (Kg * ºC) = calor específico del agua

3.3.- EFICIENCIA BACTERIOLOGICA

De acuerdo a la bibliografía técnica se estiman los siguientes parámetros de diseño:

di = 0,5 = factor o número de dispersión o difusión hidráulica para lagunas de superficie rectangular de r = 2 = largo-ancho.

Kb20 = 1,0 d-1 = constante de mortalidad bacteriana para TºC. Corresponde a un valor intermedio determinado por F. Yañez de 0,841 d-1 en el CEPIS y de 1,49 d-1 en Cuenca – Ecuador.

= 1,07 = coeficiente de dependencia de la temperatura

En consecuencia:

Kbt = Kb20 * (T-20) = 1,00 * 1,07(15-20) = 0,713 d-1 = = constante de mortalidad bacteriana para T = TW = 15º C = = temperatura en el mes más frío

Aplicando el modelo de flujo disperso:

a = (1 + 4 Kbt * t * di)1/2 = = (1 + 4 * 0,713 * 4,00 * 0,50)1/2 = 2,5892 = = coeficiente de cálculo del modelo

N = concentración de coliformes fecales del efluente (en NMP/100 mL)

No = concentración de coliformes fecales del afluente (en NMP/100 mL)

Para:

No = 3,6 * 107 NMP/100 mL = concentración afluente es:

N = 0,1642 No = 0,1642 = 3,6 * 107 = 5,91 * 100 NMP/100 mL = = concentración efluente de coliformes fecales.

Este valor indica que es baja la reducción bacteriana en lagunas anaeróbicas.

3.4.- DIMENSIONES

A = 666,67 m2 = área líquida a H/2 = 1,50 m.

H = 3,00 m = tirante líquido de la laguna

I = 1:2 = pendiente del talud de los diques perimetrales

Ho = 0,80 m = revancha entre el coronamiento y la superficie líquida

r = L/B = 2 = relación entre:

L = longitud de la laguna a H/2 = 1,50 m

B = ancho de la laguna a H/2 = 1,50 m

Entonces:

B = (A/2)1/2 = (666,67/2)1/2 = 18,25 m = ancho medio

L = 2 B = 2 * 18,25 = 36,50 m = longitud media

Bf = B – 2i * H/2 = 18,25 – 2 * 2 * 1,50 = 12,25 m = = ancho en el fondo

Lf = L – 2i * H/2 = 36,50 – 2 * 2 * 1,50 = 24,25 m = = longitud en el fondo

BS = B * 2i * H/2 = 18,25 * 2 * 2 * 1,50 = 24,25 m = = ancho de la superficie líquida

LS = L + 2i * H/2 = 36,50 + 2 * 2 * 1,50 = 42,50 m = = longitud en la superficie líquida

BC = BS – 2i * Ho = 24,25 + 2 * 2 * 0,80 = 27,45 m = = ancho en el coronamiento

LC = LS + 2i * Ho = 42,50 + 2 * 2 * 0,80 = 45,70 m = = longitud en el coronamiento

V = (H/3) BS * LS + Bf * Lf + (BS * LS * Bf * Lf)1/2 =

= 2.024,80 m3 = volumen líquido valor semejante al calculado con t = 4 d (V = 2.000 m3)

3.5.- ACUMULACION DE LODO SEDIMENTADO

VL = 0,04 m3/año*hab = tasa de acumulación anual de lodo

VC = V/2 = 1.000 m3 = volumen de la laguna colmatada para ser retirado (50% del volumen líquido).

tL = VC/ (P * Vi) = 1.000 / (2.500 * 0,04) = 10 años =

= frecuencia de remoción del lodo depositado (aconsejada por varios investigadores).

4.- LAGUNAS DE ESTABILIZACION FACULTATIVA

4.1.- DIMENSIONAMIENTO

QC20 = 500 m3/d = caudal de diseño de cada laguna

t = V/Q = 15 d = permanencia hidráulica teórica, valor adoptado

V = QC20 * t = 500 * 15 = 7500 m3 = = volumen de la laguna

Se adoptan las siguientes dimensiones de las lagunas:

i = 1:2 = inclinación de los muros perimetrales.


BS = 33,15 m = ancho de la superficie líquida

LS = 4BS = 132,60 m = longitud de la superficie líquida para X = L/B = 4 = relación largo-ancho superficial.

AS = BS * LS = 33,15 * 132,60 m = 4395,69 m2 = área líquida

Bf = BS – 2 H/i = 33,15 – 2 * 2 * 2,00 = 25,15 m = = ancho de la solera

Lf = LS – 2 H/i = 132,60 – 2 * 2 * 2,00 = 124,60 m = = longitud de la solera

Af = Bf * Lf = 25,15 * 124,60 = 3.133,69 m2 = = superficie de la solera

= volumen semejante al teórico V = QC20 * t = 500 * 15 =

= 7.500 m3

BC = 36,35 m = ancho en el coronamiento y LC = 135,80 m = longitud del coronamiento para una huelo ho = 0,80 m (sin considerar el desnivel entre lagunas).

4.2.- EFICIENCIA EN REDUCCION ORGANICA (DBO5)

4.2.1.- Modelo de Flujo Disperso

Se adopta el modelo de flujo disperso simplificado de Thirumurthy, expuesto por Saenz Forero, CEPIS.

R = 2/3 t = 2 * 15/3 = 10 días = residencia hidráulica real, considerando que es 2/3 de la teórica t = 15 días.

KT = K20 * (T-20) = 0,30 * 1,05 (15-20) = 0,235 d-1 = = constante de degradación orgánica sugerida por Mara – Brasil, siendo:

T = 15º C = temperatura media del mes más frío (valor adoptado)

df = X / (-0,26118 + 0,25392 X + 1,01368 X2) = 0,2356 =

= coeficiente de dispersión obtenido de la correlación de Yañez (CEPIS) para X = L/B = 4 = relación longitud-ancho de la laguna facultativa.

Entonces:

a = (1 + 4 KT * R * di)1/2 = = (1 + 4 * 0,235 * 10 * 0,256)1/2 = 1,84564 = = coeficiente del modelo

En consecuencia:

= 23,64 mg/L = concentración de DBO5 soluble del efluente, donde:

SCF = 1,00 = factor de las características de sedimentación (por tener previa decantación en la laguna anaeróbica).

Sa = 156 mg/L = concentración de DBO5 afluente = efluente de la laguna anaeróbica.

Entonces:

Ef = (156 – 23,4) * 100/156 = 85% = eficiencia en reducción orgánica de la laguna facultativa.

Ef = (240 – 23,4) * 100/240 = 90,3% = = ídem para el sistema de lagunas

4.2.2.- Modelo del CEPIS basado en investigaciones sobre el tema

Se adopta como permanencia hidráulica real R = 2/3 * t = 2/3 * 15 = 10 d, considerando cortocircuitos y eventuales zonas muertas (según R. Saenz Forero).

K20 = R / (A + B * R) = 19/(-5,277 + 2,318 * 10) = 0,5586 d-1 = constante de degradación de la DBO para 20º C. Donde:

A = 5,217 y B = 2,318: constantes determinadas en lagunas primarias.

KT = K20 * (T-20) = 0,5586 * 1,07(15-20) = 0,3983 d-1 = = constante de degradación orgánica para 15º C

Csr/Csa = KT*R/(1 + KT * R) = 0.3983 * 10/ (1 + 0,3983 * 10) == 0,80 = relación entre la carga superficial orgánica reducida, Csr y la correspondiente al afluente, Csa

Ef = 100 * Csr/Csa = 80% = eficiencia en reducción orgánica en la laguna facultativa

O sea S = (1 – Ef) * So = (1 – 0,80) * 156 =

= 31,2 mg DBO5 sol/L = concentración de la DBO5 soluble efluente de la laguna facultativa

Ef = (240 – 31,2) * 100 / 240 = 87% = = eficiencia total del sistema de la serie

Modelo de equilibrio continuo basado en Cinemática de Primer Orden

S = Sa/(1 + KT * t) = concentración de la DBO efluente, según Maris y Shaw.

KT = K20 * (T-20) = 1,2 * 1,085(15-35) = 0,235 d-1 = = constante de degradación orgánica DBO5. Donde:

K20 = 1,2 d-1 = ídem para T = 20º C


T = 15º C = temperatura media del líquido en el mes más frío.

Entonces para t = V/Q = 15 d = retención hidráulica teórica y Sa = 156 mg/L = concentración de DBO5 del afluente a la laguna facultativa efluente de la anaeróbica:

S = 156 / (1 + 0,235 * 15) = 34,5 mg/L = = concentración de la DBO5 soluble efluente

En consecuencia:

Ef = (240 – 34,5) * 100/240 = 85,6% = = eficiencia total del sistema de la serie

4.2.3.- Modelo basado en el tiempo de reacción y su dependencia en la temperatura

Según Gloyna, el dimensionamiento es para una eficiencia promedio del 90% de reducción de la DBO soluble, lo que generalmente no ocurre (se estima 80% ese promedio de acuerdo a experiencias).

El modelo de Gloyna y Hermann, establece:

V = 0,035 Q * Sa * (35-T) = volumen de la laguna, en m3

QC20 = 500 m3/d = caudal afluente

SA = Sa / (1 – 10-K´*t) = 156 / 1 – 10(-0,23*5) =

= 167,7 mdDBO5/L = concentración de la DBO última afluente a la laguna facultativa para Sa = 156 mg DBO5/L =

= concentración de la DBO5, afluente de la laguna anaeróbica, siendo:

K´ = 0,23 d-1 = constante de degradación de la DBO, base 10, determinada a 20º C.


Entonces: V = 0,035 * 500 * 167,7 * 1,085(35-15) = = 15.003 m3 = volumen líquido de cada laguna

Para H = 2,00 m, es A = V/H = 7500 m2 = 0,7500 Ha = = área superficial

Csa = 285,7 * H * 1.085(T-35) = 111,8 Kg DBOu/d*Ha = = carga superficial hidráulica máxima para T = 15ºC y H = 2,00 m

Este valor es aún inferior si se considera que se puede admitir la DBO5 en lugar de la DBO última para líquidos sedimentados.

4.2.4.- Evaluación de los resultados aplicando distintos modelos

La eficiencia en reducción de la DBO soluble oscila entre el 85 y 90% en degradación de la DBO soluble, o sea cumple con las exigencias del curso receptor que acepta una concentración máxima del 35 mg/L de la DBO soluble.

El modelo de Gloyna y Hermann es muy conservador teniendo en cuenta los valores encontrados para el volumen V y la carga orgánica superficial Csa.

El efluente final de la serie tiene como destino un curso superficial con un caudal suficiente para aceptar algas que escapan con aquél. No se aconsejan lagunas facultativas para cursos receptores secos en la mayor parte del año.

4.3.- EFICIENCIA BACTERIOLOGICA DE LA LAGUNA FACULTATIVA

Se aplica el mismo método de flujo disperso aplicado en la laguna aneróbica.

R = 2/3 t = 10 días = permanencia hidráulica real (igual que para reducción orgánica).

di = 0,2356 = coeficiente de difusión para X = 4 = = relación longitud-ancho (igual que para reducción orgánica)

T = 2,20 + 1,20 Tai = 16,6º = temperatura media del mes más frío del año, para Tai = 12º C = ídem del aire, correlación de temperatura aplicada en Melipilla – Chile para condiciones climáticas y de latitud semejante a la del diseño.

Se adopta:

T = 16º C = temperatura de diseño

Kbt = Kb20 * (T-20) = 1,00 * 1,07(16-20) = 0,763 d-1 == constante de mortalidad bacteriológica para T = 16º C, = 1,07 y Kb20 = 1,00 d-1

Entonces:

a = (1 + 4Kb * R * di)1/2 = = (1 + 4 * 0,763 * 10 * * 0,2356)1/2 = 2,861907 = = coeficiente del modelo

En consecuencia:

No = 5,91 * 106 NMP/100 mL = concentración de coliformes fecales en el líquido afluente de la laguna facultativa.

N = No * 0,01476 = 87.221,3 = 8,72 * 104 NMP/100 mL== concentración de coliformes fecales en el efluente de la laguna facultativa y del sistema de lagunas, valor que puede aceptarse en el curso receptor. Para reducir ese valor en un ciclo logarítmico aproximadamente se requiere una laguna de maduración.

5.- SISTEMA DE INGRESO

5.1.- EMISARIO

Qd = QE20 = 2380 m3/d = 0,0276 m3/S

D = 0,200 m = diámetro del caño de asbesto cemento (n = 0,011)

Z1 = 0,75 = h1/D = coeficiente de las tablas de Woodward y Posey

Zz = 0,284 = Qd * n / D8/3 + i1/2) para Z1 = 0,75

Entonces:

i = 0,0276 * 0,011 / (0,2008/3 * 2,0284) 2 = 0,006 = 6./.. == pendiente del emisario

h1 = Z1 * D = 0,75 * 0,200 = 0,150 m = = tirante líquido para Qd

El emisario llega a la Planta de Tratamiento con una tapada mínima, conformado por un terraplén de protección.

5.2.- MEDICION DE CAUDALES

Se adopta un medidor proporcional para medir caudales, tipo simétrico (doble Sutro).

Q = C * b * (2 * g * a)1/2 * (h – a/3) = = caudal de pasaje (m3/s)

Donde:

C = 0,615 = coeficiente de gasto

a = 0,051 m = altura del sector rectangular (valor adoptado)

b = 0,20 m = ancho del sector rectangular ancho del umbral (valor adoptado)

h = tirante líquido (en m)

En consecuencia:

Q = 0,615 * 0,20 (19,62 * 0,051)1/2 (h – 0,017) = = 0,123038 (h – 0,017)

h = 8,1276 Q + 0,017 = tirante líquido (en m)

Entonces:

hmáx = 0,241 m para: QE20 = 0,0276 m3/s = = caudal máximo horario a 20 años

hmed = 0,111 m par: QC20 = 0,0116 m3/s = = caudal medio diario a 20 años

hmín = 0,057 m = tirante líquido para: QBO = 0,0049 m3/s =

= caudal mínimo a 0 años

hL = 0,085 m = tirante líquido para: QLO = 0,0084 m3/s = caudal de autolimpieza a 0 años

H = 0,15 m = caída libre mínima al canal de salida

5.3.- CANAL DE ACCESO AL MEDIDOR

Para:

QLO = 0,0084 m3/s = caudal mínimo de autolimpieza, se tiene;

bc = 0,24 m = ancho del canal

Up = QLO / (bc * hL) = 0,0084 / (0,24 * 0,085) = 0,412 m/s = = velocidad de autolimpieza

R = bc * hL / (2 hL + bc) = = 0,24 * 0,085 / (2 * 0,085 + 0,24) = 0,05 m = = radio hidráulico para bc = 0,24 m y h = hL = 0,084 m

i = (U * n / R2/3)2 = (0,412 * 0,013 / 0,05 2/3)2 = = 0,00156 = 0,156% = pendiente del canal de acceso

5.4.- REJAS METALICAS DE LIMPIEZA MANUAL

n = 2 = número de rejas, una de reserva (se calcula con los caudales totales).

s = 25 mm = separación libre entre barrotes

e = 3/8” = 9,53 mm = espesor de cada barrote de ancho 1 = 50 mm

E = s / (e + s) = 25 / (9,53 + 25,00) = 0,724 = = relación entre espacios libres y el de la reja o canal

hL = 0,085 m = tirante líquido aguas debajo de las rejas para QLO = 0,0084 m3/s, establecido por el vertedero proporcional.

Se adopta un valor de UsL = velocidad de aproximación de la reja limpia, igual o mayor a Uamín, = 0,40 m/s, que corresponde al caudal mínimo de autolimpieza QLO, necesario para evitar depósitos. Si el tirante líquido aguas abajo resulta igual al establecido por el vertedero proporcional, se adopta ese valor de UsL. De lo contrario, se deberá considerar otro valor de UaL hasta que el tirante líquido aguas abajo calculado con la velocidad de pasaje por reja limpia UpL, sea igual al dado por el vertedero.

Se adopta UaL = 0,43 m/s = velocidad de aproximación para QLO

En consecuencia:

UpL = UaL / E = 0,43 / 0,724 = 0,594 m/s = = velocidad de pasaje por reja limpia para QLO

UaL = 0,43 m/s = velocidad de aproximación para evitar sedimentación con QLO

JL = 1,43 * (Up2 – Ua2) / 2 g = = 1,43 * (0,5942 – 0,432) / 19,62 = 0,012= = pérdida de energía en el pasaje a reja limpia

O sea:

ha = hL + JL = 0,085 + 0,012 = 0,097 m = = tirante líquido de aproximación para QLO

b = QLO / (UaL * ha) = 0,0084 / (0,43 * 0,097) = 0,20 m = = ancho del canal de rejas (se acepta este valor por tener caudales pequeños)

Haciendo cálculos se tiene para QE20 = 0,0276 m3/s:

Hmáx = 0,241 = tirante líquido aguas abajo, dado por el vertedero proporcional

Hpmáx = 0,73 = velocidad máxima de pasaje adoptada para QE20

Uamáx = Upmáx * E = 0,73 * 0,724 = 0,528 m/s = = velocidad máxima de aproximación para QE20

Jmáx = 1,43 (Upmáx2 – Uamáx

2) / 2 g = = 1,43 (0,732 – 0,5282) / 19,62 = 0,019 m = = pérdida de energía máxima en el pasaje a reja limpia

hmáx = QE20 / Jmáx = 0,261 – 0,019 = 0,242 m == tirante líquido aguas debajo de las rejas para QE20, valor semejante a hL = 0,241 m del vertedero proporcional. O sea es correcto el valor adoptado para Uamáx o Upmáx.

h = 0,20 m = sobrelevación máxima aguas arriba de la reja cuando la reja está atascada

hR = 0,60 m = altura de las rejas

LR = 1,20 m = longitud del sector inclinado de las rejas

= 30º = ángulo de inclinación de las rejas respecto a la horizontal

L1 = 5 hamáx = 5 * 0,261 = 1,305 m. Se adopta L1 = 1,30 m = = longitud del tramo anterior a las rejas de solera horizontal

L2 = 2,70 m = longitud aguas debajo de las rejas de solera horizontal

5.5.- CANAL DE ACCESO A LAS REJAS

B = 2B + e1 = 2 * 0,20+ 0,10 = 0,50 m = ancho del canal de acceso

= 12,5º = ángulo de los muros laterales

L = (B – D) / (2 * tg ) = (0,50 – 0,20) / ( 2* tg 12,5º) = = 0,676 m. Se adopta 0,70 m = longitud del canal de acceso a transición

h1 = hamáx * h = 0,261 + 0,20 = 0,461 m == tirante líquido máximo de aproximación en reja atascada, para h = 0,20 m = pérdida de energía máxima a reja atascada.

H = h1 – hc = 0,461 – 0,150 = 0,311 m == desnivel mínimo entre la cota del invertido del caño y la solera del canal de rejas.

Lt = H / tg 1 = 0,31 / 0,17633 = 1,76 = longitud del canal de transición, de ángulo 1

= 10º para la solera.

5.6.- CANAL DE SALIDA DE LAS REJAS

LC = (B – bc) / (2 tg) = (0,50 – 0,24) / (2 * tg 12,5º) = = 0,586 m

Se adopta LC = 0,60 m = longitud del canal de transición entre el canal de rejas de solera horizontal y el de salida.

5.7.- EQUIREPARTICION DE CAUDALES

Se adoptan:

b = 0,20 m = ancho del canal derivado a cada módulo

a = 0,35 m = altura de la grada de bajada

Qmín = QLO = 0,0084 m3/s == caudal mínimo de pasaje por uno de los canales derivados mientras el restante no opera (primera etapa).

Qmáx = QE20/2 = 0,0276/2 = 90,0138 m3/s = = caudal máximo que pasa por ambos canales derivados en la segunda etapa.

Para la eventualidad (limpieza de un módulo de lagunas) se considera que todo el caudal pasa por el canal en operación.

Entonces para Qmáx = 0,0138 m3/s, se tiene:

q1 = Qmáx / b = 0,0138 / 0,20 = 0,069 m3/s * m = caudal unitario

hc = (q12 / g)1/3 = 0,0692 / 9,81)1/3 = 0,079 m =

= tirante líquido crítico

K = a/hc = 0,35/0,079 = 4,43 = altura relativa de la grada

X1 = h1 / hc = 0,56 K-1/6 = 0,56 * 4,43-1/6 = 0,437 = = altura inicial relativa del resalto

h1 = X1 * hc = 0,437 * 0,069 = 0,030 m = = altura inicial del resalto

U1 = q1 / h1 = 0,069/0,03 = 2,30 m/s = velocidad inicial

F1 = U1 / (g * h1)1/2 = 2,30 / (9,81 * 0,03)1/2 = 4,240 = = número conjugado del resalto

U2 = q1/h2 = 0,069/0,166 = 0,416 m/s = velocidad en h2 = = tirante líquido en el canal derivado

Para QLO = 0,0084 m3/s = caudal mínimo de autolimpieza

q2 = 0,042 m3/s * m = caudal unitario

Hc2 = 0,056 m = tirante crítico

A = 0,35 m

K = 6,25

X1 = 0,413

H1 = 0,023 m

U1 = 1,826 m/s

F1 = 3,844

H2 = 0,114 m

U2 = 0,368 m/s

En consecuencia, para QE20, es:

L = 3 KO,3 + 20 X1 = 3 * 4,430,3 + 20 * 0,437 = 13,43 = = longitud relativa desde el pie de la grada hasta el final del resalto.

l = L * hc = 13,43 * 0,079 = 1,06 m == longitud mínima desde el pie de la grada hasta el final del resalto en el canal derivado

6.- SISTEMA DE INGRESO Y SALIDA DE LAS LAGUNAS

6.1.- CAÑERIA DE INTERCOMUNICACION DE CADA CANAL DERIVADO CON LA CAMARA DE CARGA A LA LAGUNA ANAEROBICA

QE20 = 0,0276 m3/s = caudal máximo horario a 20 años (eventual por limpieza del módulo restante).

D = 200 mm = diámetro de la cañería de asbesto cemento (n = 0,011 = coeficiente de fricción).

Aplicando las tablas de Woodward y Posey:

Z1 = 0,75 = h1/D h1 = 0,75 * 0,200 = 0,150 m = = tirante líquido dentro de la cañería

Z2 = Q * n / (D8/3 * i1/2) = 0,284 = = coeficiente para Z1 = 0,75

En consecuencia:

I = 0,061 = 0,61% = pendiente de la cañería de intercomunicación de cada canal derivado y la cámara de carga a la laguna anaeróbica.

6.2.- CAÑERIA DE INGRESO

Qd = QE20/2 = 0,0276/2 = 0,0138 m3/s = = caudal de diseño de cada módulo

D = 150 mm = 0,150 m = diámetro de la cañería de Aº Cº

L = 12,00 m = longitud del tramo

C = 130 = coeficiente de rugosidad

Entonces:

U = 4 Qd/( * D2) = 4 * 0,0138 / (3,14 * 0,152) = 0,781 m = = velocidad de pasaje en la cañería de ingreso para QE20/2

Jf = L * j = L * U / (0,353 * C * D0,63) 1/0,54 == 12,00 0,781/ (0,355 * 130 * 0,150,63) 1/0,54 = 0,057 m == pérdida de energía por fricción

JK = 1,9 * 0,7812/19,62 = 0,059 m = pérdida de energía en 1 ingreso, 1 salida y 1 ramal (curva 90º).

J = 0,057 + 0,059 = 0,116 m 0,12 m = = pérdida de energía en el tramo

H = 0,05 m = desnivel entre el invertido del caño de acceso (extremo) y el nivel líquido de la cámara.

En la primera etapa operará una sola serie, de allí que para:

QLO = 0,0084 m3/s = caudal de autolimpieza en el año 0 = = caudal mínimo de diseño, se tiene:

U = 4 * 0,0084 / (3,14 * 0,152) = 0,475 m/s = = velocidad mínima de pasaje

Cuando se tenga limpieza o reparación de un módulo, todo el caudal pasará por el restante. Entonces como una alternativa, se tiene:

Q = Qd = 0,0138 m3/s = caudal adicional o excedente

D = 0,150 m = diámetro de la cañería que conducirá el caudal adicional o excedente, que trabajará por gravedad y descargará sobre la superficie líquida de la laguna.

Z1 = 0,90 = h1/D = relación entre el tirante líquido h1 = = 0,135 m y el diámetro D = 0,150 m

Z2 = 0,3325 = Qd * n (D8/3 * i1/2) = coeficiente para Z1 = = 0,90, deducido de la Tabla de Woodward y Posey.

L = 10,00 m = longitud del tramo de Aº Cº (n = 0,011)

Entonces:

h = 10,00 0,0138 * 0,011 / (0,1508/3 * 0,3325) 2 = 0,052 m = = desnivel del tramo

Para:


h = i * L = 0,0061 * 14,60 = 0,089 0,09 = = desnivel del tramo

Para el caudal normal de diseño Q = QE20/2 = 0,0138 m3/s, se tiene aplicando las Tablas.

Z2 = 0,0138 * 0,011 / (0,2008/3 * 0,00611/2) = 0,142

Z1 = 0,474 = h/D

h = 0,200 * 0,474 = 0,095 m = tirante líquido dentro del caño para QE20/2

U = 0,0138 / (0,3176 * 0,2002) = 1,086 m/s = = velocidad del flujo para QE20/2

Je = 1,4 * 1,0862 / 19,62 = 0,084 m = pérdida de energía en un ingreso al caño y en un giro de 90º.

6.3.- SISTEMA DE SALIDA DE LA LAGUNA ANAEROBICA E INGRESO A LA FACULTATIVA

En el eje longitudinal de cada laguna anaeróbica y cercano al muro frontal opuesto al de ingreso, se proyecta una cámara colectora que a su vez se conecta con la facultativa mediante una cañería sumergida. En todo el coronamiento de la cámara de planta cuadrada se diseñan vertederos de umbral horizontal, constituidos por listones desmontables de madera dura, de 5 a 10 cm de espesor, que pueden provocar la variación del nivel líquido en la laguna anaeróbica.

Lc = 0,70 m = lado de cada cámara

Lv = 0,60 m = longitud o ancho de cada uno de los cuatro vertederos.

L = 15,00 m = longitud de la cañería

D = 0,150 m = diámetro de la cañería sumergida de Aº Cº (C = 130).

QD = QD20/2 = 0,0162/2 = 0,0081 m3/s = caudal de diseño = = caudal máximo de pasaje en operación normal, considerando el efecto embalse.

Qmáx = QD20 = 0,0162 m3/s = caudal máximo en operación eventual (limpieza de lagunas)

Entonces:

Up = 4 * 0,0081 / (3,14 * 0,1502) = 0,458 m/s = = velocidad de pasaje normal

Umáx = 4 * 0,0162 / (3,14 * 0,1502) = 0,917 m/s = = velocidad máxima de pasaje en operación eventual

J = L U / (0,355 * C * D0,63) 1/0,54 + K * U2/2g == pérdida de energía en el tramo de longitud L, velocidad U, diámetro D, 1 entrada, 1 salida y 1 curva a 90º, siendo K = 1,9

O sea:

J = 0,027 + 0,020 = 0,047 m 0,05 m = = pérdida de energía normal

Jmáx = 0,097 * 0,081 = 0,178 m 0,18 = = pérdida de energía eventual

hv = Q / (1,838 LTV)2/3 = = tirante líquido sobre el vertedero

LTV = nv * Lv = 4 * 0,60 = 2,40 m = longitud total de vertederos. Donde:

Nv = 4 = número de vertederosLv = 0,60 m = longitud de cada vertedero

O sea:

hv = 0,015 m 0,02 m = tirante líquido de operación normal

Hmín = 0,48 m = caída libre mínima desde el vertedero, para operación eventual

h = hv + Hmín + Jmáx = 0,020 + 0,48 + 0,18 = = 0,68 m = desnivel líquido entre lagunas

Hmáx = h – (hv + J) = 0,68 – (0,020 + 0,05) = 0,61 m = = caída libre máxima, para operación normal

6.4.- SALIDA DE LAGUNA FACULTATIVA A CAMARA EXTERIOR

Es similar a la salida de la laguna anaeróbica.

Entonces:

D = 0,150 m = diámetro de la cañería de Aº Cº

Lc = 10,00 m = longitud de la cañería

L = 0,70 m = lado de la cámara colectora

Lv = 0,60 m = longitud o ancho del vertedero desmontable

Je = 0,065 + 0,064 = 0,129 m 0,13 == pérdida de energía en operación eventual

J = 0,018 + 0,016 = 0,034 m 0,03 m = pérdida de energía en operación normal (en ambos casos no se considera el coeficiente K = 0,40 de la curva a 90º, eliminada en la cámara exterior).

Hmín = 0,40 m = caída libre mínima (eventual)

h = 0,02 + 0,40 + 0,13 = 0,55 m = desnivel entre niveles líquidos de la laguna facultativa y la cámara exterior.

Hmáx = 0,55 – (0,02 + 0,03) = 0,50 m = caída libre máxima en operación normal.

6.5.- INTERCONEXION ENTRE CAMARAS COLECTORAS DE CADA MODULO Y LA CAMARA GENERAL

D = 0,150 m = diámetro de Aº Cº (C = 130)

Qd = 0,0081 m3/s = caudal de diseño normal

QD20 = 0,0162 m3/s = caudal de diseño eventual

Up = 0,458 m/s = velocidad normal

Umáx = 0,916 m/s = velocidad eventual


J = 15 0,458 / (0,355 * 130 * 0,1500,63) 1/054 ++ 1,5 * 0,4582 / 19,62 = 0,027 + 0,016 == 0,043 m 0,05 m = pérdida de energía para caudal normal

Jmáx = 15 0,916/(0,355 * 130 * 0,1500,63) 1/054 + + 1,5 * 0,9162/19,62 = 0,097 + 0,064 = 0,161 m 0,16 = = pérdida de energía para caudal eventual = desnivel líquido entre ambas cámaras

7.- CAMARA GENERAL DE SALIDA

Lc = 1,00 m = lado de la cámara

Lv = 0,80 m = ancho o longitud del vertedero de salida

H = 0,20 m = caída libre mínima

Hv = 0,0162 / (1,838 * 0,80) 2/3 = 0,05 m = tirante líquido sobre el umbral del vertedero para QD20 = 0,0162 m3/s

Para QC20 = 0,016 m3/s es hv = 0,040 m

Para QLO = 0,0084 m3/s es hv = 0,032 m


VARIANTE: 4.2.- LAGUNAS AERADAS DE MEZCLA COMPLETA


1.- INTRODUCCION

El presente proyecto comprende un sistema de tratamiento integrado por lagunas aeradas de mezcla completa seguidas por lagunas de sedimentación.

El sistema adoptado satisface los requerimientos de calidad de un curso receptor para los siguientes parámetros:

DBO5 Soluble = 30 mg/L

Sólidos suspendidos = 80%

Sólidos decantables = 100%

Las lagunas aeradas de mezcla completa tienen baja eficiencia en reducción bacteriológica (aproximadamente el 80% de eliminación de los coliformes fecales) y particularmente no garantizan la descarga sin huevos y quistes de parásitos intestinales, (debido a tener baja permanencia hidráulica).

2.- PARAMETROS BASICOS DE DISEÑO

P20 = 10.000 hab = población equivalente a 20 años = = población de diseño

QC20 = 2500 m3/d = caudal medio diario a 20 años

La = 562,50 KgDBO5/d = carga orgánica diaria. Corresponde a una concentración orgánica media, Sa = 225 mgDBO5/L

Xva = 180 mgSSV/L = concentración de sólidos suspendidos volátiles del líquido cloacal (75% de los sólidos suspendidos totales).

Tai = 10ºC = temperatura media del aire en el mes más frío del año (aire quieto medido bajo abrigo)

Tav = 30º C = ídem en el mes más caliente del año

Toi = 14,5º C = temperatura media del líquido afluente a la laguna en el mes más frío del año.

Tov = 27º C = ídem en el mes más caliente del año.

3.- DISEÑO DE LAS LAGUNAS AERADAS DE MEZCLA COMPLETA

3.1.- MODELO ADOPTADO

Se adopta el modelo matemático de O´Connor y Eckenfelder, basado en la determinación de los niveles del sustrato (DBO) soluble en el efluente de la laguna y en la biomasa (sólidos suspendidos volátiles), respectivamente deducidos de los balances de masa.

La energía suministrada por los aeradores se utiliza fundamentalmente para mantener la mezcla completa en toda la masa líquida de la laguna y para suministrar el oxígeno requerido por el proceso (síntesis de nuevas células y respiración endógena o autodestrucción de las células viejas).

Las fórmulas de diseño del modelo son las siguientes:

Se = Sa / (1 + K1 * t) = concentración de DBO5 soluble del efluente (en mg/L)

Kv = Xva + a (Sa – Se) / (1 + b * t) = concentración de la biomasa (en mg/L de sólidos suspendidos volátiles, SSV)

En donde:

T = V/Q = tiempo de retención hidráulica (en día) para:

V = volumen de la laguna (en m3) y Q = QC20 = = caudal medio diario a 20 años

KT = K20 * (T-20) = velocidad global de asimilación de la materia orgánica, a la temperatura Tº C de diseño (del mes más frío o más caliente del año), siendo K20

= ídem a 20º C y = 1.035 = coeficiente de dependencia de la temperatura.

a = 0,50 KgSSV/kgDBO reducida = constante de producción de sólidos suspendidos volátiles en relación a la materia orgánica reducida. Según Yáñez, puede variar entre 0,35 y 0,65 Kg SSV/KgDBor en desechos domésticos.

b = 0,12 d-1 = constante de respiración endógena a autodestrucción celular. Según Yañez puede variar entre 0,05 y 0,14 d-1.

3.2.- DIMENSIONES EN LAGUNAS AERADAS

Se adopta t = 3,5 día = tiempo de residencia hidráulica para el caudal medio de diseño QC20 = 2500 m3/d.

NL = 2 = número de lagunas en paralelo = número de módulos

Q = QC20 / NL = 2500 / 2 = 1250 m3/d = = caudal de diseño de cada módulo

Entonces:

V = Q * t = 1250 * 3,5 = 4375 m3 =

= volumen líquido de cada laguna aerada

Se adopta H = 4,00 m = profundidad líquida de la laguna

De allí:

A = V / H = 4375 / 4,00 = 1093,75 m2 = = superficie media de la laguna

X = L/B = 2 = relación entre la longitud media L y el ancho medio B de cada laguna

Entonces:

B = (A/2)1/2 = (1093,75/2)1/2 = 23,39 23,40 = ancho medio

L = 2 * B = 2 * 23,40 = 46,80 m = longitud media

i = 1:2 (1 en vertical por 2 en horizontal) = pendiente del talud interno de los muros perimetrales que la conforman

O sea:

L1 = L + 2 * H / (2 * i) = L + 2H = 46,80 + 8,00 = 54,80 m = longitud superficial

L2 = L – 2 * H / (2 * i) = L – 2H = 46,80 – 8,00 = 38,80 m = = longitud de solera

B1 = B + 2 * H / (2 * i) = B = 2H = 23,40 + 8,00 = 31,40 m = = ancho superficial

B2 = B –2 * H / (2 * i) = B – 2H = 23,40 – 8,00 = 15,40 m = = ancho de la solera

A1 = L1 * B1 = 54,80 * 31,40 = 1.720,72 m2 = área líquida

A2 = L2 * B2 = 38,80 * 15,40 = 597,52 m2 = área de solera

= 4.442,935 m3 = volumen real líquido de cada laguna

Entonces:

T = V/Q = 4.442,935 / 1.250 = 3.554 día = = tiempo definitivo de residencia hidráulica

ho = 0,70 m = revancha mínima del coronamiento respecto al nivel líquido.

Lc = L1 + 2 * ho / i = 54,80 + 4 * 0,70 = 57,60 m = = longitud del coronamiento para ho mínimo (sin considerar el desnivel del coro namiento)

Bc = B1 * 2 ho/i = 31,40 + 4 * 0,70 = 34,20 m = = ancho del coronamiento para ho mínimo

Se adopta =

Bo = 3,00 m = ancho del coronamiento de los diques de tierra

3.3.- DETERMINACION DE LAS TEMPERATURAS DE DISEÑO

= temperatura media del líquido en la laguna (en ºC)

t = 3,554 d = permanencia media hidráulica

To = 14,5 ºC = temperatura media del líquido afluente en el mes más frío del año.

Tai = 10 ºC = temperatura media del aire en el mes más frío del año


f = U / (D * CR) = 20 / (1000 * 1) = 0,020 m/h = 0,48 m/d 0,50 m/d = coeficiente. Donde:

U = 20 Kcal / (h*m2*ºC) = coeficiente global de transferencia de calor del agua al aire

D = 1000 Kg/m3 = peso específico del agua

CR = 1 Kcal / (Kg*ºC) = calor específico del agua

Efectuando cálculos:

Se adopta T = 13 ºC = temperatura media del mes más frío del año.

En el verano se tiene:

Se adopta Tv = 28ºC = temperatura del líquido en el mes más caliente del año. Donde:

Tav = 30ºC = temperatura media del aire en el mes más caliente del año

Tov = 27ºC = temperatura media del líquido afluente en el mes más caliente del año

T = 3,554 d = permanencia hidráulica

H = 4,00 m = tirante líquido

3.4.- VELOCIDAD GLOBAL DE ASIMILACION ORGANICA

Se adopta K20 = 3,5 d-1 = coeficiente global de asimilación orgánica para T = 20ºC. Entonces:

Ki = K20 * (Ti-20) = 3,50 * 1,035(13-20) = 2,75 d-1 = = velocidad global de asimilación para Ti = 13ºC = = temperatura media del mes más frío

Kv = K20 * (Tv-20) = 3,50 * 1,035 (28-20) = 4.601 d-1 = = velocidad global de asimilación para Tv = 28ºC = = temperatura media del mes más caliente

3.5.- DETERMINACION DE LA DBO5 SOLUBLE DEL EFLUENTE

Sei = Sa / (1 + Ki * t) = 225/(1 + 2,75 * 3,585) = = 20,7 mgDBO5(L (soluble) = concentración orgánica efluente en invierno

Sev = Sa / (1 + Ki * t) = 225/(1 + 4,60 * 2,585) = = 12,9 mgDBO5/L (soluble) = concentración orgánica efluente en verano

3.6.- DETERMINACION DEL NIVEL DE LOS SOLIDOS SUSPENDIDOS VOLATILES EN LAS LAGUNAS

Kvi = 200 + 0,5 * (225-20,7) / (1 + 0,12 * 2,585) = = 211,3 mgSV/K == concentración de la biomasa en la laguna en invierno

Kw = 200 + 0,5 * (225 – 12,9) / (1 + 0,12 * 3,585) == 214,0 mgSSV/L == concentración de la biomasa en la laguna en verano

3.7.- NIVEL DE LA DBO5 TOTAL DEL EFLUENTE (NO FILTRADO)

SE = Se + g * Xv = concentración de la DBO5 total del efluente, siendo:

g = 0,3 mgDBO5/mgSSV = DBO producida por unidad de sólidos suspendidos volátiles. Valor aconsejado por Yañez (CEPIS).

Entonces:

Sei = 20,7 + 0,3 * 211,3 = 84,1 mg/L = concentración de la DBO5 total en invierno

Xev = 12,9 + 0,3 * 214,0 = 771 mg/L = concentración de la DBO5 total en verano

3.8.- EFICIENCIAS EN REMOCION ORGANICA

E1i = 100 * (225 – 20,7) / 225 = 90,8% = eficiencia en reducción de la DBO soluble en invierno.

E1v = 100 * (225 – 12,9) / 225 = 94,3% = eficiencia en reducción de la DBO soluble en verano

E2i = 100 * (225 – 12,9) / 225 = 94,3% = eficiencia en reducción de la DBO total en invierno.

E2v = 100 * (225 – 77,1) / 225 = 65,7% = eficiencia en reducción de la DBO total en verano.

4.- REQUISITOS DE OXIGENO DEL PROCESO DE ASIMILACION ORGANICA

Según O´Connor y Eckenfelder:

DO = a´* MS + b´ * MXv = demanda de oxígeno del proceso (en KgO2/d)

Siendo:

MS = Q * (Sa – Se) / 1000 = masa de DBO removida diariamente (en KgDBO5/d)

MXv = V * Xv/1000 = masa de sólidos suspendidos volátiles (en KgSSv/d) contenida en el volumen V (en m3) de la laguna.

a´= coeficiente de requisitos de oxígeno para síntesis de nuevas células. Se adopta a´= 0,5 KgO2/KgDBO removida en líquidos domésticos (según Yáñez).

b´= coeficiente de requisitos de oxígeno ara respiración endógena. Se adopta b´= 0,12 kgO2/d*KgSSV para líquidos domésticos (según Yáñez).

Entonces:

Doi = a´ * Q * (Sa – Se) / 1.000 + b´* Xv * V / 1.000 =

Doi = 0,5* 1250*(225-20,7)/1.000 + 0,12*211,3*4375/1.000 =

= 238,62 KgO2/d = 9,94 KgO2/h = demanda de oxígeno por cada laguna en el mes más frío (invierno). Donde:

Q = QC20/2 = 2.500 / 2 = 1.250 m3/d = = caudal medio diario final para cada laguna

Xv = 213,3 mg/L = concentración de sólidos suspendidos volátiles en la laguna durante el invierno

V = 4.375 m3 = volumen de cada laguna

Sa = 225,0 mg/L = concentración de DBO5 total del afluente

Se = 20,7 mg/L = concentración de DBO5 soluble del efluente en invierno

Dov = 0,5 * 1.250 * (225 – 12,9)/1.000 ++ 0,12 * 4.375 * 214,0 / 1.000 = 244.91 Kg/d == 10,20 KgO2/h = demanda de oxígeno por laguna en el mes más caliente (verano). Donde:

Xv = 214,0 mg/L = concentración de sólidos suspendidos volátiles en la laguna durante el verano.

Se = 12,9 mg/L = concentración de DBO5 soluble del efluente en verano

En consecuencia la demanda de verano es la que gobierna el cálculo:

Otra forma de cálculo es aplicando la expresión:

DO = C´* Q * (Sa – Se) / 1.000 == 1,3 * 1250 * (225,0 – 12,9) / 1.000 = 344,66 KgO2/d == 14,36 KgO2/h = demanda de oxígeno por laguna para:C´= 1,3 KgO2/KgDBO reducida para ambas fases (síntesis y respiración endógena).

De los valores calculados se adopta DO = 332,0 KgO2/d = 13,83 KgO2/h

5.- REQUISITO DE ENERGIA PARA MEZCLA COMPLETA

La densidad de energía P = P/V (en w/m3), es el parámetro que normalmente gobierna la elección de los equipos aeradores. Aplicando la fórmula sugerida por Yáñez (CEPIS), se tiene:

p = 450 / V0,5 = 450 / 4.375 0,5 = 6,8 w/m3

Alem y Muñoz (CETESB) aconsejan p = 3 a 6 w/m3, al igual que Eckenfelder.

Se adopta p = 6 w/m3 = densidad de energía adoptada

P = p * V = 6 * 4.375 = 26.250 w = 26,25 Kw = 34,42 HP = = potencia total requerida en el eje de los aeradores de cada laguna

6.- EQUIPOS AERADORES

Sea adoptan equipos aeradores superficiales lentos, compuestos de moto-reductor, eje, paletas giratorias y elementos de unión montados en flotantes.

Cada aerador debe cubrir como máximo un volumen líquido V = 6.000 m3 y una superficie líquida A = 1.600 m2 (según Alem y Muñoz).

NA = 4 = número de aeradores en cada laguna, valor adoptado teniendo en cuenta la geometría de la laguna, con L/B=2.

Cumple con la condición de volumen ya que V1 = V/4 = 4375/4 = 1094 m3, valor menor a 600 m3 y como consecuencia también de la superficie. También se puede adoptar NA = 2 = número de aeradores por laguna con V1 = 2187,5 m3.

Cada equipo aerador adoptado tiene una capacidad de oxigenación Cos = 1,75 KgO2/HP*h, dado por fabricantes para condiciones stándard: agua limpia, sin oxígeno disuelto OD=O, con temperatura T = 20ºC y a nivel del mar H = 0,00 m = 760 mgHg.

Para condiciones de campo: líquido cloacal, con OD = 1 mg/L, T = 13ºC (condición más desfavorable en invierno) y H = 800,00 m, es:

F = * (T-20) * (CSC – OD) / Css = factor de corrección,

siendo:

= 0,85 = relación entre las constantes de transferencia de O2 del desecho cloacal y del agua limpia, respectivamente a una misma temperatura.

= 0,95 = relación entre las concentraciones de saturación de O2 del líquido cloacal y del agua limpia.

CSC = 9,49 mg/L = concentración de oxígeno disuelto a T = 13ºC y H = 800,00 m.

CSS = 9,02 mg/L = concentración de oxígeno disuelto a T = 20ºC y H = 0,00 m

OD = 1 mg/L = concentración media de oxígeno en la laguna


Entonces:

F = 0,85 * 1,024(13-20) * (0,95 * 9m49 – 1,00) / 9,02 = 0,64 =

= factor de corrección

De allí:

COC = F * COs = 0,64 * 1,75 = 1,12 KgO2/HP*h == 1,468 KgO2/Kw*h = capacidad de oxigenación de los aeradores en condiciones de campo

En consecuencia:

P = DO/COC = 14,36 / 1,468 = 9,782 KW = 9782 W = energía necesaria para satisfacer la demanda de oxígeno en condiciones de campo. Donde:

DO = 14,36 KgO2/h = demanda de oxígeno en condiciones stándard.

COC = 1,468 KgO2/KWH = capacidad de oxigenación de los aeradores en condiciones de campo

Entonces:

P = P / V = 9782 / 4375 = 2,24 w/m3 == densidad de energía para requerimientos de O2, valor menor al necesario para mezcla, p = 6W/m3, que es el que gobierna el diseño de los aeradores.

En consecuencia:

P1 = p * V/NA = 6 * 4375/4 = 6562,5 W = 6.563 kW == potencia consumida en el eje de cada aerador

PN = K1 * P1 = 6,563 * 1,15 = 7,547 kW 10 HP = potencia nominal del equipo para un huelgo K1 = 1,15 del motor.

7.- EFICIENCIA BACTERIOLOGICA

7.1.- MODELO DE CALCULO

Se adopta el modelo de flujo disperso (expuesto por Wehner y Wilhelm –Chemical Engineering Science):

N/No = 4 * a * e1/(2di) / (1+a2)*ea/(2di)-(1-a)2*e-a/(2di) =

Siendo:

No = concentración de coliformes fecales del líquido afluente (en NMP/100 mL)

N = concentración de coliformes fecales del líquido efluente (en NMP/100 mL)

di = factor de dispersión (parámetro adimensional)

a = (1 + 4 KbT * t * di)1/2 = constante de cálculo

t = V/Q = permanencia hidráulica (en día)

KbT = Kb20 *(T-20) = constante de mortalidad bacteriana (en día –1)

Se adoptan:

= 1,07 = coeficiente de dependencia de la temperatura (sugerido por Yáñez).

Kb20 = 1,15 d-1, valor promedio entre 0,841 d-1 para Lima-Perú y 1,495 d-1 para Cuenca, determinados por Yáñez.

di = 2.881 t/L2 = 2.881 * 84/54,802 = 80,586 == factor de dispersión deducido de la fórmula de Murphy y Wilson (A.S.C.E.) para lagunas aeradas.

Donde:

t = 3,5 d = 84 h = permanencia hidráulica teórica (deducida anteriormente)

L = 54,80 m = longitud superficial de la laguna

Entonces:

KbT = 1,15 * 1,07(13-20) = 0,716 = constante de mortalidad bacteriana para T = 13ºC = temperatura media del mes más frío del año

a = (1 + 4 * 0,716 * 3,5 * 80,586)1/2 = 28,44 = coeficiente de cálculo

Reemplazando valores:

* e28,44/(2*80,586) – (1-28,44)2 * e-2,844/(2*80,586) = 0,284

En consecuencia:

N = 0,284 * 2,17 * 107 = 6,16 * 106 = = concentración de coliformes fecales efluente, para:

No = 2,17 * 107 = ídem del afluente a la laguna aerada (valor adoptado)

8.- LAGUNAS DE SEDIMENTACION

N = 2 = número de lagunas de sedimentación

Q1 = QC20/2 = 2500/2 = 1250 m3/d = caudal de diseño de cada laguna correspondiente a QC20 = 2500 m3/d = caudal medio diario a 20 años

T = 1,8 días = permanencia hidráulica para QC20

V = Qd * t = 1.250 * 1,8 = 2.250 m3 = volumen de cada laguna

H = 3,80 m = tirante líquido

i = 1:2 = inclinación de los taludes

Se adoptan:

Bs = 27,20 m = ancho superficial

Ls = 37,00 m = longitud superficial

Entonces:

Bf = Bs – 2 * H/i = 27,20 – 2 * 2 * 3,80 = 27,20 – 15,20 = = 12,00 m = ancho del fondo

Lf = Ls – 2 * H/i = 37,00 – 15,20 = 21,80 m

V = H/3 (Bs * Ls) + (Bf * Lf) + (Bs * Ls * Bf * Lf)2 = = 2.256,06 m3 = volumen real, semejante al calculado

Lc = 39,40 m = longitud en el coronamiento (sin considerar el desnivel del mismo)

Bc = 29,60 m = ancho en el coronamiento

Bo = 3,00 m = ancho del coronamiento

9.- SISTEMA DEL LIQUIDO CLOACAL AFLUENTE

9.1.- CAUDALES DE INGRESO

QC20 = 2.500 m3/d = 104,17 m3/h = 28,94 L/s = = caudal medio diario anual a 20 años

QD20 = 1 * QC20 = 1,40 * 2.500 = 3.500 m3/d = 145,83 m3/h == 40,50 L/s = caudal máximo diario a 20 años, para 1 = 1,70 = coeficiente máximo diario

QE20 = 1 * QD20 = 1,70 * 3.500 = 5.950 m3/d = 247,92 m3/h = = 68,87 L/s = caudal máximo horario a 20 años, para1 = 1,70 = coeficiente máximo horario

QCO = PO * d = 6.100 * 0,250 = 1.525 m3/d = 63,54 m3/h = = 17,65 L/s = caudal medio diario a 0 años, siendo:

PO = 6.100 hab.= población inicial para K = 0025 =Coeficiente anual de crecimiento (deducido de los censos)

Entonces:

QBO = 1 * QCO = 0,70 * 1.525 = 1.067,5 m3/d = 44,48 m3/h == 12,36 L/s = caudal mínimo diario a 0 años, para 1 = 0,70 = coeficiente mínimo diario

QLO = 2 * QBO = 1,70 * 1.067,5 = 1.814,75 m3/d = 75,61 m3/h = = 21,00 L/s = caudal mínimo de autolimpieza

P10 = 7.810 hab = población a 10 años

QC10 = 7.810 * 0.250 = 1.952,50 m3/d = = caudal medio diario a 10 años

QE20 = * PC10 = 2,38 * 1.952,50 = 4.646,95 m3/d == 3,23 m3/min = 53,70 L/s == caudal máximo horario a 10 años

9.2.- EMISARIO

QE20 = 0,06887 m3/s = caudal máximo horario a 20 años

Z2 = Q * n/ (D8/3 * i1/2) =

= 0,06887 * 0,011 / (0,3508/3 * 0,00251/2) = 0,249 = coeficiente de las Tablas de Woodward y Possey, para:

n = 0,011 = coeficiente de fricción para caño de AºCº

i = 0,25% = pendiente de la cañería

D = 350 mm = diámetro del caño de AºCº

Entonces:

Z1 = 0,676 = h1/D = relación entre h1 dentro del caño de diámetro D

h1 = 0,676 * 0,350 = 0,237 m = = tirante líquido dentro del caño

9.3.- IMPULSION DEL LIQUIDO AFLUENTE

Nb = 3 = número de bombas arquimédicas, una de reserva

Qb = QE20/(Nb-1) = 0,06887/(3-1) = 0,03444 m3/s = 34,5 L/S = = caudal máximo de elevación. Se adopta qb = 35 L/S

Una bomba arquimédica comprende básicamente:

Tornillo o hélice

Consiste en un eje tubular en donde se sueldan espiras de acero con terminación de su radio exterior para permitir que se ajuste perfectamente la

respectiva canaleta de hormigón en la cual se aloja. El eje de la bomba es construido con un tubo de acero y terminado en las extremidades con dos bridas también de acero. Contra esas bridas es centrado el tornillo.

Apoyo de ejes

El apoyo inferior sumergido consiste en una carcaza que contiene un buje de bronce intercambiable y lubricado por medio de una bomba. Dicha carcaza es fijada a una placa base de tornillos a fin de que la punta del eje y el buje de bronce puedan ser retirados para la inspección o reparación sin desmontar el conjunto.

El apoyo superior está formado por un sistema auto-alineante de uno o dos rodamientos con capacidad de carga axial y radial, alojados en una carcaza de acero y lubricados con grasa.

Unidad de accionamiento

La hélice es accionada por un motor eléctrico montado sobre una base con corredoras.

La reducción es proporcionada por un reductor de velocidad acoplado a la bomba por una junta elástica.

El tornillo es accionado a través del moto-reductor con velocidad fija o variable. El acoplamiento elástico transmite la potencia del reductor al eje de la bomba.

Cámaras y canales

Cámara de aspiración: se tienen dos niveles líquidos:

Nmáx = nivel líquido máximo para impulsar el caudal máximo Qmáx. Ese nivel máximo es igual al de la intersección de la generatriz superior del eje con la brida de la extremidad inferior.

Nmín = corresponde al caudal Q = 0 y está situado en la intersección de la generatriz inferior de las hélices y la referida brida

Nsoi = Nmín – h = nivel de la solera de la cámara de aspiración, siendo:

h = 0,05 a 0,10 m = altura líquida que permite la ubicación del pedestal de apoyo inferior.

Canal de alojamiento de los tornillos:

Es de sección semicircular en su sector inferior, dejando un espacio mínimo (según fabricante) para impedir el rozamiento. La conformación es efectuada por el accionamiento del mismo equipo, mediante una espátula agregada al filo de las aletas (luego se retira), sobre una capa de mortero cementicio especial, aplicada en la etapa constructiva.

El sector superior libre de sección rectangular tiene las siguientes dimensiones:

b = D + 2b1 = ancho del canal, siendo:

D = diámetro de giro de las aletas

b1 = espacio libre (incluye espesor de la capa de mortero), generalmente entre 0,15 y 0,20 m de ancho

Canal Colector del líquido elevado

L = BT = n * b + (n-1)e1 = longitud del canal = ancho de la batería de bombas, para n = número de equipos y e1 = espesor de los muros divisorios.

B1 = ancho en la cota correspondiente a la solera del canal en el final superior

B2 = B1 – hc * tg = ancho en la solera

Donde:

= ángulo de inclinación del eje de la hélice

hc = altura del canal

9.4.- EQUIPO ADOPTADO

= 38º = ángulo de inclinación

D = 0,580 m = diámetro de giro del sector de aletas helicoidales (3 aletas o entradas a verificar por el fabricante)

d = 0,304 m = diámetro del eje tubular (a suministrar por el fabricante en función del cálculo estructural del tubo)

Qb = 35 L/S = 2,10 m3/mín = caudal nominal (máximo) de elevación

H = 3,00 m = Nc – Nmáx = altura geométrica mínima de elevación para Qb = Qmáx, siendo:

Nc = nivel del punto más elevado de la solera del canal de alojamiento de los tornillos

Nmáx = nivel máximo en la cámara de aspiración, especificado anteriormente

Nmín = Nmáx – (D – d) / 2 + d cos == Nmáx – (0,58 – 0,304) / 2 + 0,304 * 0,788 == Nmáx – 0,348 m = nivel mínimo para Qb = 0

HT = H + (Nmáx – Nmín) = 3,000 + 0,348 = 3,348 m = = desnivel total del canal de las hélices

Lh = HT/Sen = 3,348/0,615 = 5,438 m = = longitud del tramo de aletas de la hélice

L´1 = 0,44 m = prolongación inferior del eje tubular (hasta pedestal de apoyo)

L´2 = 0,60 m = prolongación superior del eje (hasta muro de apoyo)

L2 = Lh + L1 + L2 = 5,438 + 0,44 + 0,60 = 6.478 m = = longitud del eje tubular (incluido apoyo inferior)

La = 0,80 = espacio libre entre el muro frontal (donde están las compuertas de acceso a las cámaras de aspiración) y el extremo del eje tubular.

h = 0,102 m = altura adicional en la cámara de aspiración para alojar el apoyo inferior

Ha = Nmáx – Nmín + h = 0,348 – 0,000 + 0,102 = 0,45 m = altura líquida máxima en cámara de aspiración

P = Qb * H/(4,5 * b) = 2,10 * 3,00 / (4,5*0,60) = 2,33 CV = = potencia suministrada al eje de cada equipo

Donde:

Qb = 35 L/S = 2,10 m3/mín = caudal nominal o máximo de bombeo

H = 3,00 m = altura nominal de elevación para qb = Qmáx

b = 0,60 = eficiencia mecánica del moto-reductor

PN = K * P = 1,5 * 2,33 = 3,5 CV == potencial nominal del motor, para K = 1,5 = huelgo del motor para absorber sobrecargas

Se adopta PN = 5 CV = potencia comercial del motor

R20 mín = (3 * Qb – QE20) /QE20 = (3 * 35,00 – 68,9)/68,9 == 0,524 = 53,4% = reserva mínima en etapa final con QE20 = 68,9 L/s y 3 equipos instalados de Qb = 35 L/s cada uno

R20med = (3Qb – 28,94) / 28,94 = 2,63 263% = reserva media en etapa final con QC20 = 28,94 L/S y 3 equipos instalados de Qb = 35 L/s

R10mín = (2Qb – QE10) / QE10 = (2 * 35,00 – 53,70) / 53,70 == 0,304 = 30,4% = reserva mínima en etapa inicial (10 años) con QE10 = 53,70 L/s y 2 equipos instalados de Qb = 35 L/s cada uno

R10máx = (2Qb – QC10) / QC10 = (2 * 35,00 – 22,60) / 22,60 == 2,10 = 210% = reserva media en etapa inicial con QC10 = 1952,5 m3/d = 22,60 L/s y 2 equipos instalados de Qb = 35 L/S

Los valores deducidos indican que es correcta la instalación de bombas arquimédicas proyectadas.

En la primera etapa (10 años), se construyen los tres canales y se instalan dos equipos, dejando el canal restante para agregar el otro equipo en la etapa final (20 años).

b = D + 2b1 = 0,58 + 2 * 0,16 = 0,90 m = ancho de cada cámara de aspiración, para: b1 = 0,16 m = espacio libre entre las hélices y los muros divisorios.

Canal de Acceso a las Cámaras de Aspiración

b1 = 3b * 2e1 = 3 * 0,90 + 2 * 0,20 = 3,10 m == ancho del canal para e1 = 0,20 m = espesor de los muros divisorios de los canales correspondientes a las hélices de las bombas arquimédicas

L1 = 1,30 m = longitud del canal

h1 = hc + h = 0,237 + 0,083 = 0,32 m = = tirante líquido máximo. Donde:

hc = 0,237 m = tirante líquido en el emisario para caudal máximo QE20 = 0,0689 m3/d

h = 0,083 m = desnivel entre el invertido y la solera del canal

bc = 0,30 m = ancho del orificio libre, regulado con compuerta, correspondiente al ingreso a cada cámara de aspiración.

Up = Qb / (bc * h1) = 0,035 / (0,30 * 0,32) = 0,364 m/s = = velocidad máxima de pasaje para Qb = 0,035 m3/s en cada orificio

J = 1,4 UP2/2g = 1,4 * 0,3462 / 19,62 = 0,0094 m 0,01 m =

= pérdida de energía en el pasaje por compuerta y un giro de 90º.

h = Ha * J – h1 = 0,45 + 0,01 – 0,32 = 0,14 M == grada de bajada desde la solera del canal de acceso y la de la cámara de aspiración

10.- MEDICION Y REGULACION DE CAUDALES

10.1.- DIMENSIONES

Se adopta un aforador Parshall stándard con las siguientes dimensiones:

W = 0,305 m = ancho constante de la garganta en pendiente = = módulo del aforador

F = 0,610 m = longitud constante de la garganta en pendiente

N = 0,229 m = desnivel constante de la garganta en pendiente

A = 1,372 m = longitud de cada muro lateral del sector convergente

B = 1,343 m = longitud del sector convergente de solera horizontal

D = 0,845 m = ancho mayor del sector convergente de solera horizontal

C = 0,610 m = ancho mayor del sector divergente de solera en rampa

G = 0,914 m = longitud del sector divergente de solera en rampa

K = 0,076 m = desnivel entre umbrales de salida de ambos sectores

La fórmula de aplicación de un aforador de W = 0,152 m, es:

Q = 0,692 ho1,522 = caudal de pasaje (en m3/s). También es:

Ho = 1,27365 * Q0,657 = tirante líquido medido a 2/3 A == 0,914 m desde la garganta en uno de los muros laterales del sector convergente horizontal

Haciendo cálculos se tienen los siguientes valores:

Hmáx = 0,222 m, para Qmáx = 2 Qb = 2 * 0,035 = 0,070 m3/s = = caudal máximo impulsado por las bombas arquimédicas

hm = 0,220 m, para QE20 = 0,0689 m3/s = caudal máximo afluente a 20 años

h = 0,124 m, para QC20 = 0,0289 m3/s = caudal medio afluente a 20 años

hL = 0,100 m para QLO = 0,0210 m3/s = caudal de autolimpieza a 0 años

Se adopta a = 0,020 m = altura de la grada de subida al sector horizontal de ingreso a la canaleta Parshall y 1´= 4a = 0,08 m = longitud de la grada.

11.- REJAS METALICAS DE LIMPIEZA MANUAL

11.1.- DIMENSIONES

s = 25 m = separación libre entre barrotes paralelos

e = 3/8” = 9,53 mm = espesor de los barrotes de sección rectangular de ancho b = 50 mm

E = S / (s + e) = 25 / (25 + 9,53) = 0,724 = relación entre espacios libres y espacio total de la reja y del canal

= 30º = ángulo de inclinación de los barrotes respecto a la solera horizontal

LR = 1,00 m = longitud del tramo inclinado

hR = 0,50 m = altura de la reja

b = 0,40 m = ancho del canal y de cada reja

NR = 2 = número de rejas, una de reserva, o sea son diseñadas para el caudal total de pasaje

Qmáx = 2 Qb = 2 * 0,035 = 0,070 m3/s = caudal máximo de pasaje para ambas bombas arquimédicas funcionando con el caudal máximo Qb = 35 L/S

Qmín = QLO = 0,021 m3/s = caudal mínimo de autolimpieza para año 0

QE20 = 0,0689 m3/s = caudal máximo horario a 20 años

QC20 = 0,0289 m3/s = caudal medio diario anual a 20 años

11.2.- VELOCIDADES ANTES, A TRAVES Y AGUAS DEBAJO DE LAS REJAS

Hsmáx = homáx + a = 0,222 + 0,020 = 0,242 m = tirante líquido máximo aguas abajo para Qmáx = 70 L/s, siendo:

a = 0,020 m = grada de subida del canal al medidor Parshall

H/SL: = hoL + a = 0,100 + 0,020 = 0,120 m = tirante líquido de autolimpieza aguas abajo para QLO = 0,0210 m3/s

Hsm = hom * a = 0,220 + 0,020 = 0,240 m = tirante líquido máximo aguas abajo para QE20 = 68,9 L/s

Hsm = ho + a = 0,124 + 0,020 = 0,144 m = tirante líquido medio aguas abajo para Q C20

= 28,9 L/s

Se comienza el diseño con el caudal QLO = 0,021 m3/s de autolimpieza, que en algunas horas del día permite el arrastre del material depositado con caudales bajos (ocurre en la primera etapa).

Se asume UaL = 0,400 m/s = velocidad de aproximación para QLO, velocidad mínima de aproximación según normas.

HsL = QLO / (UaL * b) = 0,021 / (0,40 * 0,40) = 0,131 m = = tirante líquido antes de la reja limpia para QLO = 0,021 m3/s

UpL = UaL / E = 0,400 / 0,724 = 0,552 m/s = = velocidad de pasaje por reja limpia

JL = 1,43 * (UPL2 – UaL

2) / 2g == 1,43 * (0,5222 – 0,4002) / 19,62 = 0,011 == pérdida de energía en reja limpia para QLO

hsL = haL – JL = 0,131 – 0,011 = 0,120 m = = tirante líquido aguas abajo = HSL = ídem a la determinada por el medidor

Parshall

Para el valor máximo de pasaje, Qmáx = 0,070 m3/s, se asume:

Uamáx = 0,648 m3/s = velocidad máxima de aproximación para reja limpia

Entonces se tiene para:

Hamáx = Qmáx / (Uamáx * b) = 0,070 / (0,648 * 0,40) = 0,270 m = tirante líquido máximo para Uamáx

Upmáx = Uamáx / E = 0,648 / 0,724 = 0,895 m/s = velocidad de pasaje por la reja limpia para Qmáx

Jmáx = 1,43 * (Upmáx2 – Uamáx

2) / 2 g = = 1,43 * (0,8952 – 0,6482) / 19,62 = 0,028 m = = pérdida de energía máxima en reja limpia para Qmáx

Hsmáx = hamáx – Jmáx = 0,270 – 0,028 = 0,242 m == tirante líquido máximo aguas debajo de reja limpia =Hsmáx = 0,242 m = ídem a la determinada por el medidor Parshall

También para: Q = QC20 = 0,0289 m3/s = caudal medio diario final se tiene:

Ua = 0,459 m/s = velocidad media de aproximación para reja limpia (valor adoptado)

ha = QC20 / (b * Ua) = 0,0289 / (0,40 * 0,459) = 0,157 m = = tirante líquido aguas arriba de la reja limpia para QC20

Up = Ua / E = 0,459 / 0,724 = 0,634 m/s = velocidad media de pasaje por reja limpia para QC20

J = 1,43 * (Up2 – Ua

2) /2g = 1,43 * (0,6432 – 0,4592)/19,62 = = 0,014 m = pérdida de energía en el pasaje por reja limpia del caudal QC20

hs = ha – J = 0,157 – 0,014 = 0,143 m = tirante líquido aguas debajo de la reja Hs = 0,144 m = ídem al determinado por el medidor

En cuanto al QE20 = 0,0689 m3/s, por ser casi igual al máximo Qmáx = 0,070 m3/s, no se efectúan las determinaciones realizadas para este caudal.

En consecuencia, es aceptable el diseño de las rejas para los distintos caudales de pasaje, por lo siguiente:

Valores de la velocidad de aproximación mayores a Uamín = = 0,40 m/s = velocidad mínima de aproximación para evitar depósitos

Valores de la velocidad de pasaje inferior a Uamín == 0,40 m/s = velocidad máxima de pasaje para reja limpia, según norma.

Son iguales los tirantes líquidos aguas abajo de la reja, respectivamente para los correspondientes al pasaje por la misma, hs y con los determinados por el medidor Parshall, Hs = ho + a, siendo ho = tirante líquido medido y a = 0,02 m = grada de subida al medidor.

Para reja atascada se estima (según norma) una pérdida de energía máxima JC = 0,206 = en el pasaje por la misma.

HC = hsmáx + JC = 0,242 + 0,206 = 0,448 m = = tirante líquido máximo aguas arriba de la reja atascada

H = 0,10 m = desnivel de la solera del sector con pendiente del canal de acceso a los canales de rejas.

11.3.- CANALES DE ACCESO

Se adopta:

hc = 0,348 m 0,35 m = altura líquida del canal colector de líquido impulsado por las bombas de ancho menor b2 = 0,60 m y ancho mayor b1 = 0,60 + 0,348 * tg38º = 0,87 m.

Lr = 8 * hamáx = 8 * 0,27 = 2,16 m 2,20 m = longitud del sector horizontal anterior a cada reja (b = 0,40 m)

Lr2 = 2,20 m = longitud de tramo de solera horizontal aguas abajo de la reja.

O sea:

Lr = Lr1 + Lr2 = 2 * 2,20 = 4,40 m = longitud del canal donde se aloja cada una de las rejas.

En ambos extremos del canal se proyectan sendas compuertas de madera dura para el bloqueo de cada canal.

B = 2b + e2 = 2 * 0,40 + 0,10 = 0,90 m = ancho del canal de acceso a los canales de ambas rejas. Donde:

b = 0,40 m = ancho de cada canal de reja

e2 = 0,10 m = espesor de cada muro divisorio

L = h / tg = 0,10 / 0,1763 = 0,57 m == longitud del canal de transición de solera inclinada = 10º, que sale del canal colector de agua impulsada

11.4.- CANAL DE TRANSICION ENTRE REJAS Y CANALETA PARSHALL

B = 0,90 m = ancho del canal posterior a la batería de rejas = canal de acceso a la canaleta Parshall

e = (B-D) /2 = (0,90 – 0,845)/2 = 0,028 m = = ancho adicional a cada lado del ancho D = 0,845 m de la canaleta

Upmín = QLO/(B * Hsmín) = 0,021/(0,90 * 0,120) = 0,194 m/s = = velocidad mínima de aproximación a la canaleta para QLO = 0,021 m3/s

Upmáx = Qmáx/(B * Hsmáx) = 0,070 / (0,90 * 0,242) = = 0,321 m3/s = velocidad máxima para Qmáx = 0,070 m3/s

La = 7 * Hsmáx = 7 * 0,242 = 1,694 1,70 m = longitud mínima del canal de acceso de ancho B = 0,90 m y solera horizontal

11.5.- REGIMEN HIDRAULICO EN EL MEDIDOR PARSHALL

Para Qmáx = 0,070 m3/s = caudal máximo, se tiene:

= 0,665 m = ancho a 2/3 de la garganta

Uo = Qmáx/(D´* hmáx) = 0,070/(0,665 * 0,222) = 0,474 m/s = = velocidad de pasaje para Qmáx y homáx = 0,222 m

Eo = E1 = Uo2/2g + homáx + N =

= 0,4742/19,62 + 0,222 + 0,229 = 0,4625 m == energía propia en la sección anterior al resalto

q = Qmáx / w = 0,070/0,305 = 0,2295 m3/s*m = = caudal unitario en la garganta

= (-0,2295 *9,81) / ((19,62/3) * 0,4625)1.5 = -0,4280

= 115,34º = ángulo para el cálculo de la ecuación de 3er. grado.

Cos( /3) = 0,78319

= 2,724 m/s = velocidad en el inicio del resalto

h1 = q / U1 = 0,2295/2,724 = 9,084 m = tirante líquido en el inicio del resalto

F1 = U1/(g * h1)1/2 = 2,724/ (9,81 * 0,084)1/2 = 3,00 = = número de Froude para h1

h2 = H1/2 * -1 + (1 + 8F12)1/2 =

= 0,084/2 -1 + (1 + 8 * 3,002)1/2 = 0,317 m == tirante líquido conjugado

U2 = q / h2 = 0,724 m/s = velocidad en el punto conjugado

h3 = h2- (N – K) = 0,317 – (0,229 – 0,076) = 0,164 m = = tirante líquido sobre el umbral de salida

u3 = Qmáx/(C * h3) = 0,070/(0,610 * 0,164) = 0,700 m/s == velocidad sobre el umbral, siendo:

C = bs = 0,610 m = ancho mayor del sector divergente de la laguna = ancho del canal de salida

s = (h3 – K)/homáx = (0,164 – 0,076) / 0,222 = 0,396 40% = = sumergencia, valor aceptable, ya que es inferior a Smáx = 70%

Para QLO = 0,021 m3/s es:

Uo = 0,316 m/s

Eo = E1 = 0,334 m

q = 0,069 m3/s*m

cos = -0,20967 -------- = 102,1º

cos(/3) = 0,82870

U1 = 2,450 m/s

h1 = 0,028 m

F1 = 4,675

h2 = 0,172 m

U2 = 0,401 m/s

h3 = 0,019 m

U3 = 1,812 m/s

Por ser h2 = 0,172 m < N = 0,229 m, se tiene un resalto libre.

11.6.- CANAL DE SALIDA DEL MEDIDOR PARSHALL

Se adopta:

Up = 0,50 m/s = velocidad media, para Qmáx = 0,070 m3/s

b = C = 0,61 m = ancho del canal = ancho mayor del medidor

O sea:

h = Qmáx / (Up * b) = 0,230 = tirante líquido para Qmáx = = 0,070 m3/s

a = h – h3 = 0,230 – 0,164 = 0,066 m = altura de grada de bajada

Para QLO = 0,021 m3/s es:

h = h3 + a = 0,019 m + 0,066 = 0,085 m/s = = tirante líquido

Up = QL/(b * h) = =,021/(0,61 * 0,085) = 0,405 m/s = = velocidad mínima de pasaje (valor aceptable para evitar depósitos)

12.- REPARTICION EQUITATIVA DE CAUDALES

Se realiza mediante dos canales del mismo ancho b, separados por un muro divisorio de espesor e1. Para lograr la equirepartición de caudales se proyecta en cada canal una grada de bajada, con la finalidad de evitar la interferencia entre los sectores aguas arriba y aguas debajo de la grada.

El resalto formado aguas abajo es calculado mediante las fórmulas de Domínguez (Chile).

En la segunda etapa (a 20 años), el caudal de pasaje se divide en caudales iguales para cada módulo de lagunas. En cambio en la primera etapa (a 10 años), todo el caudal pasa en los primeros años por uno de los canales.

Para Q1 = Qmáx/2 = 0,070/2 = 0,035 m3/s = caudal derivado a cada canal en la segunda etapa, se tiene:

b = 0,60 m = ancho de cada canal derivado (valor adoptado)

q1 = Q1/b = 0,035/0,60 = 0,0583 m3/s*m = caudal unitario

hc = (q12/g)1/3 = (0,05832/9,81)1/3 = 0,070 m =

= tirante crítico para Q1

a = 0,30 m = altura de la grada de bajada (valor adoptado)

K = a/hc = 0,30/0,70 = 4,286 = altura relativa de la grada

X1 = 0,56 K-1/6 = 0,56 * 4,286 –1/6 = 0,439 m = = altura relativa del comienzo del resalto. O sea:

h1 = X1 * hc = 0,439 * 0,07 = 0,031 m = tirante líquido en el comienzo del resalto

U1 = q1 / Hq = 0,0583 / 0,031 = 1,881 m/s = velocidad en el comienzo del resalto

F1 = U1 / (h1 * g)1/2 = 1,881 / (0,031 * 9,81)1/2 = 3,411 = = número de Froude en h1

h2 = h1 / 2 –1 + (1 + 8F12)1/2 =

= (0,031/2) * -1 + (1 + 8 * 3,4112)1/2 = 0,135 m == tirante líquido conjugado = tirante líquido en el canal derivado

U2 = q1 / h2 = 0,0583 / 0,135 = 0,432 m/s = velocidad en el canal derivado

L = 3 K0,3 + 20 X1 = 3 * 4,2860,3 * 20 * 0,439 = 13,422 =

= distancia relativa desde el pie de la grada de bajada hasta el final del resalto producido (en h2) =lR/hc

Entonces:

lR = L * hc = 13,422 * 0,07 = 0,940 m = = distancia desde el pie de la grada hasta h2 = longitud mínima del canal derivado

Para Q2 = QLO = 0,021 m3/s = caudal derivado a un canal en la primera etapa, se tiene para b = 0,60 m y a = 0,30 m:

q2 = 0,035 m3/s*m

hc = 0,050 m

K = 6,000

X1 = 0,4154

h1 = 0,021 m

U1 = 1,667 m/s

F1 = 3,673

h2 = 0,099 m

U2 = 0,354 m

L = 10,613

lR = 0,.531 m 0,54 m

En el caso que en la segunda etapa todo el caudal vaya a un módulo (por limpieza del restante) y haciendo cálculos se tiene ho = 0,204 m, U2 = 0,572 m/s y LR

= 1,34 m (valor mínimo adoptado en el diseño)

13.- CAÑERIA QUE VINCULA EL CANAL DERIVADO CON LA CORRESPONDIENTE CAMARA DE CARGA A CADA BATERIA

Se la diseña para el caudal máximo impulsado correspondiente a cada una de las series de lagunas y luego se la verifica para cuando ese caudal máximo pase para una sola serie, debido a limpiezas o reparaciones de la restante serie (situación eventual). Entonces:

Qd = Qmáx / 2 = 0,070 / 2 = 0,035 m3/s = = caudal de pasaje por cada tramo

D = 0,300 m = diámetro de la cañería de asbesto cemento (n = 0,011 = coeficiente de fricción)

Z1 = hc / D = 0,80 = coeficiente adoptado de las tablas de Woodward y Posey

Z2 = Qd * n / (D8/3 * i1/2) = 0,305 = coeficiente para Z1 = 0,80

Z3 = A / D2 = 0,6736 = coeficiente para Z1 = 0,80

En consecuencia:

Hc = Z1 * D = 0,80 * 0,300 = 0,24 m = tirante líquido en la cañería de diámetro D = 0,300 m.

I = Qd * n / (D8/3 * Z2)2== 0,035 * 0,011 / (0,3008/3 * 0,305) 2 = 0,00098 = 0,098%= pendiente del tramo de longitud L = 17,00

h = L * i = 17,00 * 0,00098 = 0,017 m = desnivel del tramo de longitud L = 17,00 m

Up = Qd * A = Qp / (Z3 * D2) = 0,035 / (0,6736 * 0,3002) = = 0,577 m/s = velocidad de pasaje para Qd = 0,038 m3/s

Je = (K1 + K2) * Up2 / 2 g = (1,00 + 0,40) * 0,5772 / 19,62 =

= 0,024 m = pérdida de energía en un ingreso a la cañería (K1 = 1,00) y un giro a 90º del flujo (K2 = 0,4)

Entonces:

ac = Je + hc – h2 = 0,024 + 0,240 – 0,135 = 0,129 0,13 m = = altura de la grada de bajada desde el canal derivado al invertido del caño de diámetro D = 0,300 m, siendo:

h2 = 0,135 m = altura líquida en el canal derivado para Qp = 0,035 m3/s

Cuando Qmáx = 0,070 m3/s pasa totalmente por el tramo (situación eventual), la cañería trabaja a presión.

Entonces:

Up = 4 * Qmáx / * D2 = 4 * 0,075 / (3,14 * 0,3002) == 0,991 m/s = velocidad de pasaje

JF = L * Up / (0,335 * C * D0,63)1/0,54 == 17,00 * 0,991 / (0,335 * 130 * 0,3000,63)1/0,54 == 0,056 m = pérdida de energía en el tramo de: longitud L = 17,00 m, de asbesto cemento (C = 130 = coeficiente de fricción).

JK = K * U2 / 2 g = 1,5 * 0,9912 / 19,62 = 0,075 m = pérdida de energía en un ingreso ahogado (K1 = 0,5) y una salida a cámara de carga (K2 = 1,00).

J = JF + JK = 0,056 + 0,075 = 0,131 m 0,13 m = pérdida de energía en el escurrimiento del caudal Qmáx = 0,070 m3/s por el tramo = diferencia mínima de niveles entre el canal derivado y la cámara de carga

El nivel líquido máximo para operación normal (Qd = 0,035 m3/s) en la cámara de carga, estará a hc = 0,02 m sobre el correspondiente al invertido en el final del tramo.

Entonces;

Ho = a + ac + h + hc = 0,30 + 0,13 + 0,02 – 0m02 == 0,43 m = desnivel mínimo entre cota superior de la grada de bajada de repartición de caudales. Donde:

a = 0,30 m = altura de la grada de bajada de repartición de caudales

ac = 0,13 m = altura de la grada de bajada desde el canal derivado a la cañería

hc = 0,017 m 0,02 m = desnivel del tramo de cañería

Para QLO = 0,021 m3/s = caudal de autolimpieza inicial, se tiene:

Z2 = n * QLO /(D8/3 * i1/2) == 0,011 * 0,021 / (0,3008/3 * 0,000981/2) = 0,1380 == coeficiente de las tablas de Woodward y Posey

Z3 = A / D2 = 0,4443 = coeficiente para Z2 = 0,1830

Up = QLO / A = QLO / (Z3 * D2) = 0,021 / (0,4443 * 0,3002) == 0,525 m/s = velocidad de pasaje, valor aceptable

14.- SISTEMA DE INGRESO A CADA LAGUNA AERADA

Se diseñan dos ramales a cada laguna aerada para la distribución uniforme del caudal en todo el ancho de las mismas.

Dichos ramales conducirán el caudal normal a cada laguna. Para la situación eventual en donde todo el caudal pasa por un módulo, se proyecta otra cañería para conducir el caudal excedente, la que se ubicará a un nivel superior.

Qd = Qmáx / 4 = 0,070 / 4 = 0,0175 m3/s = caudal máximo de pasaje en cada ramal para operación normal

D = 0,150 m = diámetro de cañería de asbesto cemento

U = 4 * 0,0175 / (3,14 * 0,1502) = 0,990 m/s == velocidad de pasaje

L = 14,00 m = longitud de cada tramo

JF = L U/(0,355 C * D0,63) 1/0,54 == 14,00 0,99 / (0,355 * 130 * 0,150,63)1/0,54 = 0,104 m == pérdida de energía por fricción para C = 130

JK = K * U2/2g = 1,9 * 0,992/19,62 = 0,095 m == pérdida de energía en 1 entrada, 1 salida y un ramal a 90º

J = JF + JK = 0,104 + 0,095 = 0,199 0,20 m == pérdida de energía en el tramo

Para el caudal de autolimpieza QLO = 0,021 m3/s, de la primera etapa, se tiene:

QL = QLO/2 = 0,021/2 = 0,0105 m3/s == caudal de autolimpieza en cada ramal de una serie (la restante no está en operación).

Up = 4 QL / ( * D2) = 4 * 0,0105 / (3,14 * 0,1502) == 0,594 m/s = velocidad de autolimpieza, valor aceptable

También:

Q = 0,070 – 0,035 = 0,035 m3/s = caudal adicional que puede recibir eventualmente cada módulo

D = 0,200 m = diámetro del caño por donde puede fluir el caudal eventual Q = 0,035 m3/s

Z1 = 0,90 = h/D = coeficiente de las Tablas de Woodward (valor adoptado)

Z2 = 0,3325 = Q * n/(D8/3 * i1/2)

i = 0,035 * 0,011 / (0,2008/3 * 0,3325)2 = 0,0072= pendiente del tramo

h = L * i = 10,00 * 0,0072 = 0,072 m = = desnivel del tramo de L = 10,00 m

El ramal de 90º en el extremo del conducto normal inferior, obliga al flujo a dirigirse hacia el fondo de la laguna (una rama sumergida y la restante conectada a la atmósfera para limpiezas).

Para retener el material depositado, especialmente las arenas se diseña una excavación en la solera, de 0,50 m de profundidad, 10 a 20 m de longitud y 5 a 10 m de ancho.

15.- SISTEMA DE SALIDA DE LAS LAGUNAS AERADAS E INGRESO A LAS DE SEDIMENTACION

Próximas al muro opuesto, se diseñan dos cámaras colectoras, cada una en la misma dirección que el ingreso a la laguna.

En todo el coronamiento de cada cámara de planta cuadrada se diseñan vertederos de evacuación.

A fin de permitir la variación del nivel líquido que puede ocurrir en el transcurso de la vida útil, se proyectan umbrales desmontables, constituidos por listones de madera dura de altura entre 5 y 10 cm.

El ingreso a cada cámara se efectuará por los cuatro lados. A fin de evitar el pasaje de elementos flotantes se proyectan chicanas en todo su contorno, sumergidas 0,70 m dentro de la masa líquida.

La variación de niveles de la laguna aerada no afectará la sumergencia prevista de los aeradores por ser flotantes.

Para:

Qp = QD20/4 = 0,0405/4 = 0,010 m3/s = caudal de pasaje por los vertederos de cada cámara. El efecto de embalse permite calcular las salidas con QD20 en lugar de Qmáx (como se realizó en el ingreso)

Lc = 0,70 m = lado de cada cámara cuadrada

Lv = 0,60 m = longitud de cada uno de los 4 vertederos de umbral horizontal de la cámara.

hv = 0,010 /(1,838 * 4 * 0,60)2/3 = 0,017 m 0,02 = tirante líquido sobre el umbral de los vertederos para QD20

D = 0,150 m = diámetro de la cañería que vincula cada cámara con la laguna de sedimentación

Se la calcula considerando que eventualmente puede pasar todo el caudal QD20/2 = 0,020 m3/s, cuando se anule un módulo o serie de lagunas.

L = 15,00 m = longitud de cada tramo sumergido de Aº Cº (C = 130)

Qp = 0,20 m3/s = caudal de pasaje eventual por cada tramo

Up = 4 Qp/(* D2) = 4 * 0,020 / (3,14 * 0,1502) == 1,132 m/s = velocidad de pasaje eventual

JF = 15,00 1,132 / (0,355 * 130 * 0,1500,63) 1/0,54 == pérdida de energía por fricción

JK = 1,9 * 1,1322/19,62 = 0,124 m = pérdida de energía en el ingreso, 1 salida y 1 curva a 90º (se reemplaza el ramal por la curva)

J = 0,143 + 0,124 = 0,267 m 0,27 m = pérdida de energía eventual en el pasaje de caudal Qp = 0,020 m3/s

Para Hmín = 0,37 = caída libre a la cámara se tiene:

h = hv + Hmín + J = 0,02 + 0,37 + 0,37 = 0,66 m == desnivel líquido entre ambas lagunas, valor aceptable debido a la pendiente del terreno y por evitar mayores terraplenes

En situación normal se tiene:

Qp = QD20 / 2 = 0,020 / 2 = 0,010 m3/s, o sea:

Up = 4 * Qp / ( + D2) = 4 * 0,010 / (3,14 * 0,1502) == 0,566 m/s = velocidad de pasaje

JF = 15,00 0,566 / (0,355 * 130 * 0,1500,63) 1/0,54 == 0,040 m = pérdida de energía por fricción

JK = 1,9 * 0,5662 / 19,62 = 0,031 m = pérdida de energía en 1 ingreso, 1 salida y 1 curva de 901.

J = 0,040 * 0,031 = 0,071 m 0,07 m = pérdida de energía normal en el tramo

H = h – (hv + J) = 0,66 – (0,02 + 0,07) = 0,57 m = = caída libre para situación normal

16.- SISTEMA DE RECOLECCION DEL EFLUENTE DE CADA MODULO

La salida desde la laguna de sedimentación hasta la cámara colectora es semejante a la de la laguna aerada hasta la de sedimentación, salvo la longitud de la cañería.

Entonces se tiene:

Hv = 0,017 m 0,02 m = tirante líquido sobre vertederos para situación normal (QD20)

Lc = 0,70 m = lado de la cámara

Lv = 0,60 m = longitud de cada uno de los 4 vertederos

L = 10,00 m = longitud de tramo

JF = 0,143 * 10,00/15,00 = 0,095 m = pérdida de energía por fricción para Q D20/2 = 0,040 / 2 = 0,020 m3/s

JK = 0,124 m = pérdida de carga en singularidades para QD20/2

Je = 0,095 + 0,124 = 0,219 m 0,220 m = = pérdida de energía eventual

Se adopta Hmín = 0,31 m = caída libre mínima (eventual).

O sea:

h = hv * Hmín * Je = 0,02 + 0,31 + 0,22 = 0,55 m = = desnivel líquido entre laguna de sedimentación y cámara colectora más alejada

J = 0,04 * 10 / 15 * 0,031 = 0,058 m 0,06 m = = pérdida de energía en situación normal

Entonces:

H = 0,55 – (0,02 + 0,06) = 0,47 m = = caída libre en situación normal

17.- SISTEMA DE SALIDA GENERAL DE LA BATERIA

Qe = 0,020 m3/s = caudal eventual entre ambas cámaras

Q = 0,010 m3/s = caudal normal entre ambas cámaras

D = 0,150 m = diámetro de intercomunicación entre cámaras

L = 13,60 m = longitud de cada tramo

U = 1,131 m/s = velocidad en el primer tramo (eventual)

U´= 0,566 m/s = velocidad en el primer tramo (normal)

JF = 0,129 m = pérdida de energía por fricción (eventual)

JK = 0,098 m = pérdida de energía en 1 entrada y 1 salida (eventual)

J = 0,129 + 0,098 = 0,227 m 0,23 = pérdida de energía en el primer tramo = desnivel líquido entre ambas cámaras exteriores (eventual)

J = 0,036 + 0,024 = 0,060 m = ídem para operación normal

D = 0,200 m = diámetro de la cañería que vincula la cámara exterior más cercana y la general del sistema

Qe = 0,040 m3/s = caudal máximo (eventual)

Qe = 0,020 m3/s = caudal máximo (normal)

L = 11,50 m = longitud del tramo de Aº Cº (C = 130)

U = 1,273 m/s = velocidad eventual

U´= 0,637 m/s = velocidad normal

Je = 0,097 + 0,124 = 0,221 m 0,22 m = = pérdida de energía eventual

J = 0,027 + 0,031 = 0,058 0,06 m = = pérdida de energía máxima (normal)

h = 0,227 + 0,221 = 0,448 m 0,45 m = = desnivel máximo eventual entre cámara más alejada y cámara general

h´= 0,060 + 0,058 = 0,118 m 0,12 m = = ídem para operación normal

hv = Qmáx / (1,838 Lv) 2/3 = 0,040/(1,838 * 0,80) 2/3 == 0,090 m = tirante líquido sobre el umbral de la cámara general de salida, en

donde se efectúa la medición de caudales, siendo Lv = 0,80 m = ancho del umbral

Lc = 1,00 m = lado de la cámara general

H = 0,25 m = caída libre a la salida


ALTERNATIVA: 4.3.- LAGUNAS EN SERIE PARA REUSO AGRICOLA


1.- REUSO AGRICOLA DE LOS EFLUENTES DE LAGUNAS DE ESTABILIZACION

Las guías de la Organización Mundial de la Salud, OMS, en 1985, establecen las condiciones estrictas que deben cumplir los efluentes cloacales para ser utilizados en irrigación de productos que normalmente se pueden consumir crudos.

Calidad del Efluente

Número geométrico medio de los coliformes fecales, no superior a 1.000 NMP/100 mL.

Número geométrico medio de huevos viables por litro de nematodos intestinales, igual o menor a uno.

Estas directivas tentativas de calidad microbiológica para reuso de aguas residuales en la agricultura, corresponden a riego de cultivos comestibles, campos deportivos y parques públicos.

En el caso de las aguas residuales, se pueden alcanzar los valores límites, arriba mencionados, por la eficiencia resultante de un sistema de 4 o 5 lagunas en serie, con una retención hidráulica total no menor de 20 días.

2.- EFICIENCIA MICROBIOLOGICA

2.1.- MODELO APLICADO PARA DISEÑO DE LAGUNAS FACULTATIVAS

Para la predicción de la calidad del efluente de lagunas facultativas se utilizan las siguientes formulaciones:

N/NO = 4 a*e1/2(2di) / (1 + a)2*ea/(2di) – (1-a)2*e-a/(2di)

A = (1 + 4 Kb * t * d1)1/2 = constante adimensional

En donde:

N0 = número más probable de coliformes fecales del líquido afluente a una laguna facultativa, en NMP/100 mL

N = ídem en el efluente de la laguna, en NMP/100 mL

t = V/Q = periodo (días) de retención promedio en la laguna, de volumen V (m 3), con un caudal efluente Q (m3/d)

d1 = constante de difusión o factor de dispersión hidráulica, valor adimensional

Kb = constante de mortalidad bacteriana, en 1/d, correspondiente a la temperatura T (ºC) dentro de la masa líquida.

Recientes investigaciones, señalan a los colifagos como indicador de los virus fecales para conocer la eficiencia microbiana, siendo su coeficiente de mortalidad Kb inferior al de los coliformes fecales.

2.2.- PARAMETROS DEL MODELO

Los parámetros enunciados anteriormente, son para determinar la eficiencia en reducción microbiana del sistema de lagunas, siendo de difícil cuantificación ya que en general no se dispone de muestras del líquido cloacal, por ser proyectos integrales en localidades que aún no cuentan con servicio cloacal.

Por ese motivo se asumen valores obtenidos en lagunas con características semejantes.

Constante de Mortalidad Microbiana

Kb = Kb20 * (T-20) = constante de mortalidad microbiana para T = temperatura media de la laguna en el mes más frío del año

Kb20 = constante de mortalidad microbiana para T = 20ºC. Este parámetro varía según sea el investigador. Se adopta Kb20 1,00 d-1 como valor medio.

= coeficiente de dependencia de la temperatura. Se adopta: = 1,07.

Temperatura de la masa líquida

Se aplica la correlación determinada en las lagunas de Melipilla – Chile, que tienen características semejantes a las del diseño (clima, ubicación geográfica, vientos, tamaño, etc.).

T = 1,137 Tai + 3,685 = temperatura media prevista en las lagunas para Tai = temperatura media del aire (en ºC)

Se asume que la temperatura “T” es constante en todas las lagunas de la serie, considerando que la ganancia de calor debido a la radiación solar se compensa con la pérdida de calor causada por los vientos.

Submodelo hidráulico

La caracterización del tipo de flujo que se producirá en cada laguna se puede efectuar en pruebas de campo mediante trazador. En general los ensayos determinan flujo disperso con tendencia a flujo de pistón, con periodos de retención R (d), menores al teórico t = V/Q.

Según R. Saénz Forero (CEPIS – 1987) las capas superiores del agua de la laguna se mueven a una velocidad igual a 3/2 de la velocidad promedio del flujo regido por las leyes del flujo laminar, o sea que R = 2/3 (V/Q) es un valor más acertado.

Los valores obtenidos en las pruebas de trazadores están influidos por varios factores: vientos, estratificación terminal, ubicación del ingreso y salida y forma de las lagunas.

F. Yáñez indica que los valores del factor de dispersión tienden al flujo pistón (di = 0) y que en lagunas bien diseñadas el valor del factor d i, no supera 1,7. Otros trabajos indican que para valores inferiores a 4, el flujo es disperso con tendencia a pistón y para los superiores se tiende a mezcla completa.

Es conveniente tener valores inferiores a 1, de allí la necesidad de proyectar lagunas con relaciones longitud-ancho 2 y 6 (preferentemente cercano al mayor valor) para tener altas eficiencias.

El mismo autor establece la siguiente correlación en base a X = L/B = relación longitud L y ancho B, para el factor de dispersión di (valor adimensional).

di = X / (-0,26118 + 0,25392 X + 1,01368 X2)

R. Saénz Forero (CEPIS) aplica el modelo desarrollado para paralelepípedos rectángulos de Polprasert y Bhattarai para calcular d i, pero resultan valores muy bajos.

Donde:

R = permanencia hidráulica real (d) = 2/3 t = 2/3 * V/Q

T = temperatura de la laguna (ºC)

H = tirante líquido de la laguna (m)

B = ancho líquido de la laguna (m)

L = Longitud líquida de la laguna (m)

En general, se tiene que di = 1,00 para lagunas cuadradas, d i = 0,5 para lagunas rectangulares con relaciones X = 2 y di = 0,25 para X = 4.

3.- EFICIENCIA EN REDUCCION ORGANICA

Para el criterio de diseño de lagunas de estabilización en serie, se debe considerar la reducción de la DBO, sólidos, parásitos y coliformes fecales

Según Yáñez, los modelos más conocidos para predecir la eficiencia orgánica de las lagunas facultativas no presentan concordancia con la realidad. Los modelos para describir la reducción de la DBO no se adecuan a lo que realmente sucede en

lagunas a escala de campo, en donde el líquido y los sólidos tienen diferentes submodelos hidráulicos.

Esos modelos tienen en cuenta el submodelo del líquido, mientras que la biomasa (sólidos en suspensión) al sedimentar en la laguna no se considera.

La reducción de la DBO ocurre en la primera laguna de la serie por existir biomasa activa. En cambio es difícil predecir la eficiencia en las restantes lagunas de la serie, pues la biomasa va disminuyendo hasta casi desaparecer en las últimas.

Todos los modelos conocidos establecen fórmulas para determinar la eficiencia orgánica en la laguna primaria. En las investigaciones del CEPIS en lagunas de San Juan, Lima, Perú, se establecieron correlaciones de diseño para lagunas primarias y secundarias, dando consideraciones prácticas de diseño.

En las pruebas del CEPIS, en 1985, aplicando el modelo del flujo disperso N/No, las observaciones de campo reales y los valores del modelo fueron semejantes para los coliformes fecales. En cambio, la aplicación del modelo para la DBO no concordó con los datos de campo, debido al efecto de la mortalidad de las algas.

4.- PARAMETROS BASICOS DE DISEÑO

P20 = 20.00 hab = población a 20 años = = población de diseño

P0 = 12.205 hab = población a 0 años (inicial), para i = 2,5% = índice de crecimiento vegetativo anual

P10 = 15.624 hab = población a 10 años, (para i = 2,5%) = 0,781 P20

d = 240 L/d * hab = aporte medio per cápita de líquido cloacal

Sa = 200 mg DOB5/L = concentración orgánica media del líquido afluente

Xa = 250 mg SSV/L = concentración de sólidos suspendidos totales del afluente

Tai = 11ºC = temperatura media del aire en el mes más frío del año = temperatura de invierno

Tav = 28ºC = temperatura media del aire en el mes más caliente del año = temperatura de verano

En consecuencia:

T = 1,137 Tai + 3,685 = 1,137 * 11 + 3,685 = 16,2ºC.

Se adopta:

T = 16ºC = temperatura media del líquido de la laguna en el mes más frío del año, aplicando la correlación de Melipilla (Chile) con características semejantes a los del proyecto.

5.- BATERIA DE LAGUNAS

5.1.- DISPOSICION DE LAS LAGUNAS

De acuerdo a la población P10 = 0,781 P20, se construirá en una primera etapa, dos series de lagunas y en la segunda etapa la serie restante.

Además cada serie estará constituida por cuatro lagunas, número aconsejado por la Organización Mundial de la Salud para obtener la eficiencia microbiológica.

NS = 3 = número de series de la batería

NL = 4 = número de lagunas facultativas de cada serie

Q1 = Pd * d / Ns = 20.000 * 0,240/3 = 1.600 m3/d = = 66,67 m3/h = 18,5 L/s = caudal de diseño de cada serie (caudal medio diario a

20 años)

La1 = Q1 * Sa = 1.600 * 0,200 = 320 Kg DBO5/D = = carga orgánica diaria de diseño en cada serie

5.2.- LAGUNA PRIMARIA DE LA SERIE

Dimensiones

Debe cumplir una condición fundamental:

Csm = 357,4 * 1,085(T-20) = 357,4 * 1,085(16-20) == 257,9 Kg DBO5/d*Ha = carga orgánica superficial máxima para T = 16ºC, deducida aplicando la correlación del CEPIS

Csm = 20 * Tai – 60 = 22 * 11 – 60 = 160 Kg DBO5/d*Ha = = ídem para Tai = 11ºC = aplicando el criterio de MARA en zonas templadas

Dado la diferencia de valores entre ambas correlaciones, se adopta un valor medio Csm = 180 Kg DBO5/d*Ha, considerando que el momento más desfavorable de la laguna es cuando comienza el crecimiento algáceo (en primavera) y no en el mes más frío del año.

Entonces:

As = La1 / Csm = 320 / 180 = 1,78 Ha = 17.800 m2 == área superficial de cada laguna primaria

Se adoptan los siguientes parámetros:

H = 2,00 m = tirante líquido máximo considerando H1 = 0,20 m = altura destinada a retener el material depositado

X = 6 = Ls / Bs = relación entre la longitud Ls y el ancho Bs de la superficie líquida As

i = 1:2 = inclinación de los taludes internos de los diques perimetrales

Entonces:

Bs = (As/6)1/2 = (17.800/6)1/2 = 54,467 m

Se adopta:


Ls = X * Bs = 6 * 54,50 = 327,00 m = longitud superficial

Bf = Bs – 2 * H / i = 54,50 – 2 * 2 _ 2,00 = 46,50 m == ancho de la solera

Lf = Ls – 2 * H / i = 327,00 – 2 * 2 * 2,00 = 319,00 m == longitud de la solera

Af = Bf * Lf = 46,50 * 319,00 = 14.833,50 m2 == área de la solera

V1 = (H/3) As + Af + (As * Af)1/2 == (2/3) 17.800 + 14.833,50 + (17.800 * 14.833,50)1/2 == 32.588,463 m3 = volumen líquido de cada laguna primaria

t1 = V1 / Q1 = 32.588,463 / 1.600 = 20,37 d == permanencia hidráulica de diseño de cada laguna primaria

bo = 3,00 m = ancho del coronamiento de los diques

Lc = 330,20 m = longitud en el coronamiento para Ho = 0,80 m = revancha constante (si se considera horizontal)

Bc = 57,70 m = ancho en el coronamiento para Ho = 0,80 m

Eficiencia Bacteriológica

Se aplica el modelo de flujo disperso:

N/No = 4 a*e1/(2di) / (1 + a)2*ea/(2d

i)-(1 –a)2*e-a/(2di)

En donde:

Kbt = Kb = Kb20 * (T-20) = constante de decaimiento bacteriano (en d -1) para T = Ti = temperatura del líquido (en invierno)

Kb20 = ídem para T = 20ºC

Se adopta:

Kb20 = 0,934 d-1 = constante de decaimiento bacteriano a 20ºC (valor promedio de varios investigadores)

= 1,07 = coeficiente de dependencia de la temperatura (sugerido por Yáñez)

Entonces:

Kb = 0,934 * 1,07(16-20) = 0,713 d-1 == constante de decaimiento bacteriano a Ti = 16ºC

d1 = 6 / (-0,26118 + 6 * 0,25392 + 62 * 1,01368) = 0,159 == coeficiente de difusividad o factor de dispersión hidráulica, aplicando la correlación de Yáñez (CEPIS) para X = 6

R1 = (2/3) * t1 = 2 * 20,37/3 = 13,6 d == permanencia hidráulica real en las lagunas primarias, considerando cortocircuitos y zonas muertas

En consecuencia:

a1 = (1 + 4 * 0,713 * 13,6 * 0,159)1/2 = 2,6771 == coeficiente de cálculo

Aplicando el modelo de flujo disperso =

N1/No = 0,00406 = relación para:

No = 2,5 * 107 NMP/100 mL = concentración de coliformes fecales en el líquido afluente a la serie de lagunas

N1 = 0,00406 * 2,5 * 107 = 101.500 NMP/100 mL == 1,015 * 105 NMP/100 mL = concentración de coliformes fecales del líquido efluente de las lagunas primarias

Eficiencia Orgánica

Modelo de flujo disperso

K20 = 0,30 d-1 = constante de remoción de la DBO5, valor conservador de los estudiados por varios investigadores

Esta constante está influenciada por varios parámetros, especialmente el relacionado por la demanda de oxígeno en las algas.

Entonces:

KT = K20 * (T-20) = 0,30 * 1,085(16-20) = 0,216 d-1 == constante de remoción de DBO5 a 16ºC y para = 1,085= constante de dependencia de la temperatura para cargas orgánicas

Además, de acuerdo a la determinación de la eficiencia bacteriológica, se tiene:

R1 = 13,6 d = tiempo de resistencia real

di = 0,159 = coeficiente de dispersión

Entonces:

a1 = (1 + 4 * 0,216 * 13,6 * 0,159)1/2 = 1,6936 == coeficiente de cálculo

S1/Sa = 0,1054 = relación entre:

Sa = 200 mg DBO5/L = concentración orgánica del líquido afluente a la serie de lagunas

S1 = 0,1054 * Sa = 0,1054 * 200 = 21,08 mg/L == concentración en DBO5 del líquido efluente de las lagunas primarias

Modelo del CEPIS

K20 = t/ (A + B * R) = 20,37/(-5,277 + 2,318 * 20,37) == 0,486 d-1 = velocidad global de degradación orgánica para T = 20ºC y t1 = 20,37 d

Donde:

A = -5,277 y B = 2,318, coeficientes de la correlación para lagunas primarias

KT = 0,486 * 1,07(16-20) = 0,371 d-1 = velocidad global de degradación orgánica para T = 16ºC y = 1,07.

Csr/Csa = KT * t / (1 + KT * t) == 0,371 * 20,37/(1 + 0,371 * 20,37) = 0,883 =relación para:

Csa = 180 Kg DOB5/d * Ha = carga orgánica superficial, afluente a las lagunas primarias

Csr = 0,883 * 180 = 158,94 Kg DBO5/d * Ha = carga orgánica superficial, reducida en las lagunas primarias

Ef = 100 Csr/Csa = 100 * 0,883 = 88,3% == eficiencia en reducción de la DBO soluble

O sea:

S1 = (1 – 0,883) * 200 = 23,4 mg DBO5/L == concentración en DOB5 soluble del efluente de cada laguna primaria

Modelo de Marais y Shaw

Se asume mezcle completa:

S1/Sa = 1/(1 + KT * t), relación para:

KT = K20 * (T-20) = constante de asimilación orgánica (DBO) para T = 16ºC

K20 = 0,30 d-1 y = 1,05, parámetros aconsejados por Mara. Yáñez sugiere K20 = 0,353 y = 10,085.

Entonces:

KT = 0,229 d-1, según Mara y KT = 0,255 d-1 según Yáñez.

Se adopta el primer valor más conservador. También:

T = 20,37 d = permanencia teórica

En consecuencia:

S1 = 200 / (1 + 0,255 * 20,37) = 32,3 mg DBO5/L == concentración en DBO5 soluble del líquido efluente de la laguna primaria, para Sa = 200 mg DBO5/L del afluente

DBO5 total efluente de las lagunas primarias

El efluente de una laguna facultativa no solamente contiene el residuo del sustrato orgánico soluble (DBO5 o DQO solubles), sino además una importante biomasa que tiene demanda de oxígeno, representada en su mayor parte por especies vegetales (especialmente algas).

La relación = DBO total/DBO soluble, difiere bastante entre diversos investigadores (valores entre 1,7 y 8,0). Yáñez da valores inversamente proporcional a las cargas orgánicas superficiales.

Para el efluente de lagunas primarias se adopta 1 = 1,8.

5.3.- LAGUNAS SECUNDARIAS

Dimensiones

De cada laguna primaria se derivan dos subseries, o sea dos secundarias, terciarias y cuaternarias, que serán facultativas por serlo las primarias.

Q2 = Q1/2 = 1600/2 = 800 m3/d = 33,34 m3/h = 0,26 L/s = = caudal de diseño

Sa2 = S1 * 1 = concentración de DBO5 total del afluente a las lagunas secundarias, siendo:

S1 = concentración de DBO5 soluble del efluente de las lagunas primarias

Se adopta:

i = 1:2 = inclinación de los taludes

H2 = 1,80 m = tirante líquido en cada laguna

Ls = 116,40 m = longitud superficial


As = 116,40 * 19,40

En consecuencia:

X = LS / BS = 6 = relación longitud-ancho superficiales

Lf = LS = 2 * H / i = 116,40 – 2 * 2 * 1,80 = 109,20 m == longitud del fondo

Bf = Bf – 2 * H / i = 19,40 – 2 * 2 * 1,80 = 12,20 m == ancho del fondo

Af = 109,20 * 12,20 = 1.332,24 m2 = área del fondo o solera

V2 = (1,80/3) 2258,16 * 1332,24 + (2258,16 * 1332,24)1/2 == 3.194,93 m3 = volumen tronco-piramidal líquido

t2 = V2 / Q2 = 3.194,93 / 800 = 3,99 d 4,00 d = = permanencia hidráulica teórica

R2 = (2/3) t2 = 2*4/3 = 2,67 d = permanencia hidráulica real

Lc = 119,20 m = longitud en el coronamiento para Ho = 0,70 m constante, considerando horizontal el coronamiento

Bc = 22,20 m = ancho en el coronamiento para Ho = 0,70 m constante

Eficiencia bacteriológica de las lagunas secundarias

KbT = 0,713 d-1 = constante de decaimiento bacteriano, considerando la hipótesis que es el mismo valor para todas las lagunas de la serie. Además se mantiene T = 16ºC en todas las lagunas (las experiencias indican variaciones).

Entonces:

a2 = (1 + 4 Kb * R2 * di2)1/2 == (1 * 4 * 0,713 * 2,67 * 0,159)1/2 == 1,48686 = coeficiente de cálculo. Donde:

di2 = 0,159 = coeficientes de dispersión para r = L/B = 6 (igual que di de las lagunas primarias)

Entonces N1/N2 = 0,208

O sea:

N2 = 1,015 * 105 * 0,208 = 21.112 = 2,11 * 104 NMP/100 mL == concentración en coliformes fecales de las lagunas secundarias para:

N1 = 1,015 * 105 NMP/100 mL = ídem del afluente =

= efluente de las primarias

Eficiencia en remoción orgánica de las lagunas secundarias

Modelo de flujo disperso

KT = 0,216 d-1 = constante de remoción de DBO5, para K20 = 0,300 d-1, T = 16ºC y = 1,085, valores similares al de la laguna primaria

d1 = 0,159 d-1 para X = 6 (similar a las primarias)

R2 = 2,67 d = permanencia hidráulica real de las lagunas secundarias

Entonces:

a2 = (1+ 4 * 0,216 * 2,67 * 0,159)1/2 = 1,1691 == coeficiente de cálculo

O sea:

S2 / S1 =

O sea:

S2 / S1 = 0,584

Donde:

e = 2,71828 = base de los logaritmos neperianos

S1 = Sa2 = 21,08 * 1,8 = 38,00 mg/L = concentración de DBO5 total del afluente a las lagunas secundarias

Se1 = 21,08 mg/L = concentración de DBO5 soluble del efluente de las primarias (deducida con el modelo de flujo disperso)

1 = 1,8 = relación entre DBO5 total y soluble del efluente de las lagunas primarias

Entonces:

S2 = Se2 = 0,584 * 38,00 = 22,2 mg DBO5/L = concentración de DBO5 soluble del efluente de las lagunas secundarias

Modelo del CEPIS para lagunas secundarias

Es el único que calcula racionalmente las lagunas secundarias.

K20 = t2 / (A + B * ta) = 4,00 / (-31,488 + 4 _ 7,787) == -11,764 d-1 = velocidad global de degradación orgánica para T = 20ºC. Por ser un

valor negativo no se puede aplicar el modelo para lagunas secundarias con t = 4 días.

En consecuencia: no se logran mayores eficiencias orgánicas en lagunas secundarias, de acuerdo a las deducidas en ambos modelos.

5.4.- LAGUNAS TERCIARIAS

Dimensiones

Son similares a las de las lagunas secundarias

Eficiencia bacteriológica

N2/N3 = 0,208 = relación similar a las de las lagunas secundarias aplicando el modelo de flujo disperso.

Entonces:

N3 = 0,208 * 2,11 * 104 = 4.390 NMP/100 mL == 4,39 * 103 NMP/100 mL = concentración de coliformes fecales en el efluente para:

N2 = 2,11 * 104 NMP/100 mL = ídem para el afluente a las terciarias y efluente de las secundarias

Eficiencia orgánica

No se determina por lo indicado anteriormente

5.5.- LAGUNAS CUATERNARIAS

Dimensiones

Similares a las secundarias y terciarias

Eficiencia bacteriológica

N4/N3 = 0,208

N4 = Nf = 0,208 * 4,39 * 103 = 913 NMP/100 mL == concentración de coliformes fecales del efluente == ídem del final de la serie

5.6.- CONCLUSIONES

El líquido efluente de la serie cumple las condiciones para riego irrestricto por lo siguiente:

Concentración de coliformes fecales 913 NMP/100 mL, valor inferior a 1.000 NMP/100 mL que se requiere para riego irrestricto.

Permanencia hidráulica total teórica, mayor a 20 días.

La permanencia real estimada, Rt = 13,6 + 3 * 2,67 = 21,6 d también es mayor a 20 días.

La DBO5 soluble efluente es menor a 25 mg/L y la total está entre 40 y 100 mg/L.

6.- SISTEMA DE INGRESO

6.1.- CAUDALES PREVISTOS

QC20 = 5.000 m3/d = 208,33 m3/h = 57,87 L/s == caudal medio diario a 20 años

QD20 = 1,3 QC20 = 270,83 m3/h = 75,23 L/s == caudal máximo diario a 20 años

QE20 = 1,95 QC20 = 406,25 m3/h = 112,85 L/s == caudal máximo horario a 20 años

QC10 = 3.906 m3/d = 162,75 m3/h = 45,21 L/s == caudal medio diario a 10 años para: P10 = 15.624 hab = población a 10 años (i = 0,025)

QCO = 3.051,25 m3/d = 127,14 m3/h = 35,32 L/s == caudal medio diario a 0 años para: P0 = 12.205 hab = población a 0 años (i = 0,025)

QBO = 0,7 QCO = 89,00 m3/h = 24,72 L/s == caudal mínimo diario a 0 años

QLO = 2 * QBO = 133,50 m3/h = 37,08 L/s == caudal mínimo de autolimpieza

El valor de 2 ha sido obtenido de los registros del sistema de agua potable existente.

6.2.- MEDICION DE CAUDALES

Se efectúa mediante un medidor Parshall de módulo W = 0,305 m, cuyas dimensiones son:

W = 0,305 m = ancho constante de la garganta de solera en pendiente

F = 0,610 m = longitud de la garganta de solera en pendiente

N = 0,229 m = desnivel de la garganta de solera en pendiente

B = 1,343 m = longitud del sector convergente de solera horizontal

D = 0,844 m = ancho mayor del sector convergente de solera horizontal

C = 0,610 m = ancho mayor del sector divergente de la solera en rampa

G = 0,915 m = longitud del sector divergente de solera en rampa

K = 0,076 m = desnivel entre los umbrales de ambos sectores

La fórmula de cálculo

Q = 0,690 * ho1,522 = caudal de pasaje (en m3/s), correspondiente al tirante líquido h0

(en m), medido a 2/3 B = 0,895 m desde la garganta en el sector convergente horizontal (o a 2/3 A = 0,914 m en uno de sus muros)

Entonces se tiene para:

QE20 = 0,11285 m3/s, es hmáx = hM = 0,304 m == tirante líquido máximo

QC20 = 0,05787 m3/s, es hmed = h = 0,196 m == tirante líquido medio

QLO = 0,03708 m3/s, es hmín = hL = 0,146 m == tirante líquido mínimo de autolimpieza

Régimen hidráulico

Q = Q/W = caudal de diseño unitario, (m3/s*m)

D´= 2 / 3 * (D – W) + W == ancho del sector convergente a 2/3 * B = 0,895 m

hO = tirante líquido en D´ (en m)

UO = Q/(hO * D´) = velocidad de escurrimiento en D´(en m/s)

EO = E1 = U2O/2 g + hO + N = energía propia en ho y h1 (en m)

Cos = -q * g / (2/3g * E1)3/2 = coseno del ángulo , auxiliar para resolver ecuación de tercer grado

U1 = 2 * (2/3 g * E1)1/2 * cos /3 == velocidad en el sector inicial del resalto, h1 (m/s)

h1 = q / U1 = tirante líquido en el sector subcrítico del resalto (en m)

h2 = (h1/2) –1 + (1 + 8 F12)1/2 = tirante líquido conjugado de, h1 = tirante en el final del

resalto que se produce en el sector divergente del medidor (en m)

h3 = h2 – (N – K) = tirante líquido sobre el umbral del sector divergente (en m)

s = (h2 – N)/ho = sumergencia en la salida, debe ser menor a 0,7

Haciendo cálculos se tiene para:

QE20 = 0,11285 m3/s = caudal máximo de pasaje

hO = 0,304 m

h1 = 0,129 m

h2 = 0,405 m

h3 = 0,252 m

s = 0,579 = 57,9%, valor inferior a 0,70 = 70%

F1 = 2,55 (significa un resalto relativamente estable)

QLO = 0,03708 m/s = caudal mínimo de pasaje o de autolimpieza

hO = 0,146 m

h1 = 0,048 m

h2 = 0,230 m

h3 = 0,077 m

s = 0,7%

F1 = 3,75 (significa un resalto más estable)

Canal de salida del vertedero

Se adopta:

hmáx = hmáx = 0,252 m = tirante líquido = = tirante líquido sobre el umbral

b = C = 0,61 m = ancho del canal = ancho mayor del sector divergente Q E20 = 0,11285 m3/s = caudal de diseño = caudal máximo horario a 20 años

En consecuencia:

U1 = QE20/(hmáx * b) = 0,11285 / (0,252 * 0,61) = 0,734 m/s == velocidad de pasaje para QE20

Rmáx = hmáx * b / (2hmáx + b) == 0,252 * 0,61 / (2 * 0,252 + 0,61) = 0,138 m == radio hidráulico máximo

i = U1 + n / (Rmáx2/3)2 = 0,734 * 0,011 / 0,1382/32=

= 0,09% = pendiente del canal. En consecuencia se considera horizontal

Para hmín = h3mín = 0,077 m = tirante líquido para QLO = 0,03708 m3/s, se tiene:

U2 = QLO / (hmín * b) = 0,03708 / (0,077 * 0,61) == 0,789 m/s = velocidad de pasaje para QLO

O sea que para los caudales límites se tendrá siempre una velocidad U mayor a 0,40 m/s (de autolimpieza).

Canal de acceso al medidor

b = D = 0,844 m = ancho del canal

hmín = hL = 0,146 m = tirante líquido para QLO == 0,03708 m3/s

Umín = QLO/(b * hL) = 0,03708 / (0,844 * 0,146) = 0,30 m/s == velocidad mínima de pasaje (cualquier sedimento debe ser removido manualmente en una longitud de 5,00 m)

i 0 = pendiente del canal

Para QE20 = 0,11285 m3/s y hmáx = 0,304 m, es:

Umáx = QE20 / (b * hmáx) = 0,11285 / (0,844 * 0,304) == 0,440 m/s = velocidad máxima de pasaje, valor aceptable

6.3.- REJAS METALICAS DE LIMPIEZA MANUAL

Características de las rejas

NR = 2 = número de rejas, una de reserva

S = 25 mm = separación libre entre planchuelas metálicas

e = 3/8” = 9,525 mm = espesor de cada planchuela de ancho 1 = 50 mm

E = s / (s + e) = 25,00/(25,00 + 9,525) = 0,724 == relación entre los espacios libres de pasaje y el total ocupado por la reja

= 45º = ángulo de inclinación de la reja respecto de la horizontal

hR = 0,80 m = altura de la reja

e1 = 0,10 m = espesor de los muros de los canales

L1 = 3,00 m = longitud de cada canal anterior a la reja

L2 = 3,00 m = longitud de cada canal posterior a la reja

Regimen hidráulico

hsmín = 0,146 m = tirante líquido mínimo de autolimpieza (a verificar)

QLO = 0,03708 m3/s = caudal mínimo de autolimpieza

Uamín = 0,415 m/s = velocidad mínima de aproximación a la reja (valor mayor al mínimo de 0,40 m/s, según norma)

b = 0,56 m = ancho del canal (valor adoptado)

Hamín = QLO / (b * Uamín) = 0,03708 / (0,56 * 0,418) == 0,158 m = tirante mínimo de aproximación

Upmín = Uamín / E = 0,418 / 0,724 = 0,577 m/s == velocidad mínima de pasaje por la reja limpia

Jmín = 1,43 (U2pmín – U2

amín) / 2g == 1,43 (0,5772 – 0,4182) / 19,62 = 0,012 m == pérdida de energía mínima a reja limpia

hsmín = hamín – Jmín = 0,158 – 0,012 = 0,146 m == tirante líquido mínimo de autolimpieza. Valor igual al determinado por el medidor Parshall, o sea son correctos los valores adoptados

Para:

QE20 = 0,11285 m3/s y hsmáx = 0,304 m == tirante líquido aguas debajo de las rejas, determinado por el medidor

b = 0,56 m = ancho del canal

hamáx = 0,329 m = tirante líquido máximo de aproximación (valor adoptado)

Uamáx = QE20 / (b * hamáx) = 0,11285 / (0,56 * 0,329) == 0,613 m/s = velocidad máxima de aproximación en reja limpia, valor menor al máximo Up = 1,20 m/s recomendado por la norma

Upmáx = Uamáx / E = 0,613 / 0,724 = 0,847 m/s = = velocidad máxima de pasaje en reja limpia

Jmáx = 1,43 (0,8472 – 0,6132) / 19,62 = 0,025 m == pérdida de energía máxima en reja limpia

hsmáx = hamáx – Jmáx = 0,329 – 0,025 = 0,304 m == tirante líquido aguas abajo, valor igual al determinado por el medidor, o sea son correctos los valores adoptados

H = 0,325 m = pérdida de energía máxima en reja atascada

Hmáx = hsmáx + H = 0,304 + 0,325 = 0,629 m 0,63 m == tirante líquido máximo en reja atascada, aguas arriba de las rejas

6.4.- EMISARIO DE ACCESO A LAS LAGUNAS

No se requiere impulsión por llegar a nivel del terreno natural.

QE20 = 0,11285 m3/s = caudal de diseño

D = 400 mm = 0,400 m = diámetro de la cañería de asbesto-cemento (n = 0,011 = coeficiente de fricción)

Z1 = 0,80 = h1/D = relación de las Tablas Woodward y Posey

h1 = Z1 * D = 0,8 * 0,400 = 0,320 m == tirante líquido dentro del caño para QE20

Z2 = 0,305 = Qd * n/(D8/3 * i1/2) = relación para Z1 = 0,80

Entonces:

i = 0,11285 * 0,011/(0,4008/3 * 0,305)2 = 0,002 = 0,2% == pendiente de la cañería

6.5.- CANAL DE TRANSICION ENTRE EL EMISARIO Y LOS CANALES DE REJAS

b1 = D = 0,40 m = ancho menor del canal

b2 = B = 2b + e1 = 2 * 0,56 + 0,10 = 1,22 m = ancho mayor del canal = ancho anterior y posterior de las rejas

h = Hmáx – h1 = 0,63 – 0,32 m = desnivel del canal

B = 12,5º = ángulo de inclinación de los muros respecto al eje longitudinal

Lc = (B – b1) / (2 tgB) = (1,22 – 0,40) / (2 * 0,2217) = 1,85 m = = longitud del canal

6.6.- REPARTICION EQUITATIVA DE CAUDALES A CADA SERIE DE LAGUNAS

Nc = 3 = número de canales derivados a cada serie. Cada uno en la segunda etapa conducirá la mitad del caudal total. En la primera etapa operarán dos canales derivados.

Para producir una correcta equirepartición se proyecta una grada de bajada en todos los canales a fin de tener un resalto hidráulico. Este dispositivo separa los regímenes hidráulicos que se producen aguas arriba y debajo de la grada.

Para el cálculo se aplica el modelo de Domínguez, Chile:

q = Q / b = caudal unitario de pasaje por cada grada (en m3/s*m)

b = ancho de la grada (en m)

hc = (q2 / g)1/3 = tirante crítico en el canal (en m)

a = altura de la grada de bajada (m)

K = a/hc = altura relativa de la grada

X1 = h1 / hc = 0,56 * K-1/6 == altura relativa en el comienzo del resalto

h1 = hc * X1 = altura real en el comienzo del resalto (en m)

U1 = q/h1 = velocidad en el comienzo del resalto (en m/s)

F1 = U1 / (g * h1)1/2 == número de Froude en el comienzo del resalto

h2 = (H1 / 2) * -1 + (1+8 F2)1/2 == altura en el final del resalto (en m)

U2 = q/h2 = velocidad en el final del resalto (en m/s)

L = 3 K0,3 + 0,20 X1 == distancia relativa desde el pie de la grada y h2

Lc = hc * L = distancia real desde el pie de la grada y h2

Haciendo cálculos:

Para QL = QLO = 0,03708/2 = 0,01854 m3/s = caudal de autolimpieza que pasa por cada canal en la primera etapa, se tiene:

b = 0,40 m = ancho del canal (valor adoptado)

q = QL/b = 0,046 m3/s * m

a = 0,15 m = altura de la grada de bajada (valor adoptado)

hc = 0,060 m

K = 2,500

X1 = 0,481

h1 = 0,029 m

U1 = 1,586

F1 = 2,974 (resalto relativamente estable)

h2 = 0,108

U2 = 0,426 (valor aceptable)

L = 13,569

lc = 0,814 m

Para QE20/3 = 0,11285/3 = 0,0376 m3/s = caudal máximo de pasaje por cada canal en la segunda etapa.

b = 0,40 m y a = 0,15 m

q = 0,0376/0,40 = 0,094 m3/s * m

hc = 0,097 m

K = 1,546

X1 = 0,521

h1 = 0,051 m

U1 = 1,843 m/s

F1 = 2,605 (resalto relativamente estable)

h2 = 0,164 m = tirante del canal derivado

L = 13,778

lc = 1,336 m = longitud mínima del canal derivado hasta la salida de la cañería que lo vincula con la cámara de carga

Para QE20/2 = 0,05643 m3/s = caudal de pasaje por cada grada de bajada, que ocurre en situaciones eventuales (limpiezas, arreglos, etc.):

q = 0,05643 / 0,40 = 0,141 m3/s*m

hc = 0,127 m

K = 0,15 / 0,127 = 1,181

X1 = 0,545

h1 = 0,545 * 0,127 = 0,069 m

U1 = 0,141 / 0,069 = 2,043 m/s

F1 = 2,043 / (0,069 * 9,81)1/2 = 2,483

h2 = (0,069/2) * (-1 + (1 + 8 * 2,4832)) = 0,210 m

L = 14,054 m

lc = 1,785 m

6.7.- CAÑERIA QUE VINCULA A CADA CANAL DERIVADO CON LA RESPECTIVA CAMARA DE CARGA DE LA SERIE

Se aplican las Tablas de Woodward y Posey en donde:

Z1 = h1/D = relación entre el tirante líquido h1, dentro del caño de diámetro D

Z2 = Q * n /(D8/3 * i1/2) = coeficiente función de Z, siendo:

n = coeficiente de fricción

i = pendiente de la cañería

Q = caudal de pasaje

Z3 = A/D2 = relación función de Z1, para A = sección mojada

Se tiene:

D = 0,250 m = diámetro de la cañería de asbesto-cemento (n = 0,011)


Para Qe = QE20/2 = 0,1129/2 = 0,0565 m3/s = caudal eventual, (limpiezas, arreglos, etc.)

Z1 = 0,94 = relación adoptada

Z2 = 0,3352 para Z1

Z3 = 0,7662 para Z1

En consecuencia:

i = 0,0056 * 0,011/(0,258/3 * 0,3352) 2 = 0,0056 = 0,56% == pendiente del tramo

h = i * L = 0,0056 * 60,00 = 0,336 m 0,34 m = = desnivel del tramo

h = 0,94 * 0,250 = 0,235 m = tirante líquido eventual dentro del caño

Para Qd = QE20/3 = 0,1129/3 = 0,0376 m3/s = caudal normal de diseño, es:

Z2 = 0,0376 * 0,011 / (0,258/3 * 0,00561/2) = 0,223

Z1 = 0,623 para Z2

Z3 = 0,5212 para Z2

H = 0,623 * 0,25 = 0,156 m

U = 0,0376/(0,5212 * 0,252) = 1,154 m/s == velocidad de pasaje

Je = 1,40 * 1,1542/19,62 = 0,095 m = pérdida de energía en un ingreso a la cañería y en un giro a 90º del flujo desde el canal derivado

He = h + Je – h2 = 0,156 + 0,095 – 0,164 = 0,087 m 0,09 m == desnivel entre la solera del canal derivado y el invertido del caño al comienzo del tramo

7.- SISTEMA DE INGRESO Y EGRESO A LAS LAGUNAS EN SERIE

7,1,. CAÑERIA DE INGRESO A CADA LAGUNA PRIMARIA

Se la diseña con el caudal eventual QE20/2 y se la verifica para el caudal normal QE20/3.

NR = 2 = número de ramales que salen de cada cámara de carga a la laguna primaria correspondiente

Qmáx = QE20/(2 * 2) = 0,1129/4 = 0,0282 m3/s == caudal eventual de pasaje por cada cañería de ingreso

Q = QE20/(2 * 3) = 0,1129/6 = 0,0188 m3/s == caudal normal de pasaje

Qmín = QLO/(2 * 2) = 0,0371/4 = 0,0093 m3/s == caudal mínimo de autolimpieza

D = 0,175 m = diámetro de la cañería de acero revestido con epoxi (C = 120 = coeficiente de fricción)



Umáx = 4 * 0,0282 / (3,14 * 0,1752) = 1,172 m/s = = velocidad máxima (eventual)

U = 4 * 0,0188 / (3,14 * 0,1752) = 0,782 m/s = = velocidad normal

Umín = 4 * 0,0093 / (3,14 * 0,1752) = 0,387 m/s = = velocidad mínima (autolimpieza)

K = 1,9 = coeficiente de pérdida de energía en 1 ingreso, 1 salida y 1 ramal (curva 90º).

JF = L * U / (0,355 * C * D0,63) 1/0,54 = = pérdida de energía por fricción (Williams – Hazen) (m)

JK = K * U2 / 2 g = pérdida de energía en puntos singulares (m)

Entonces se tiene:

Jmáx = 0,197 + 0,133 = 0,330 m = = pérdida de energía para Q eventual = 0,0282 m3/s

J = 0,093 + 0,059 = 0,152 m 0,15 m = = pérdida de energía para Q normal = 0,0188 m3/s

Jmín = 0,025 + 0,015 = 0,040 m = = pérdida de energía para Q mínimo = 0,0093 m3/s

7.2.- CAMARA DE CARGA DE CADA SERIE

hs = 0,210 m = tirante líquido adoptado en la salida del caño de acceso a la cámara, valor inferior al tirante líquido máximo (eventual)

Nmáx = No – he – h + hs = No – 0,09 – 0,34 + 0,21 == No – 0,22 = nivel líquido máximo (eventual) en cámara de carga, siendo:

No = nivel de la solera del canal derivado

he = 0,09 m = = pérdida de energía en el ingreso al caño de intercomunicación

h = 0,34 m = = desnivel del tramo al caño de intercomunicación

Entonces:

N1 = Nmáx – Jmáx = No – 0,22 – 0,33 = No – 0,55 = = nivel líquido en las lagunas primarias

N = N1 + J = No – 0,55 + 0,15 = No – 0,40 == nivel líquido normal en cámara de carga

Nmín = N1 + Jmín = No – 0,55 + 0,04 = No – 0,51 = = nivel líquido mínimo en cámara de carga (autolavado)

7.3.- CAMARAS COLECTORAS DEL EFLUENTE DE CADA LAGUNA PRIMARIA

Nc = 2 = número de cámaras colectoras por laguna, ubicadas en el mismo eje longitudinal de la cañería de ingreso y cercano al dique frontal de salida

Hv = Q / (1,838 Lv)2/3 = = tirante líquido sobre los vertederos, siendo:

Lv = 4 Lv = 4 * 0,60 = 2,40 m = longitud total de vertederos de umbral horizontal, ubicados en el coronamiento de la cámara en sus 4 lados de longitud Lv = 0,60 m

En consecuencia:

Hv = 0,026 m = tirante líquido de diseño calculado con QD20 / 4 = 0,07523 / 4 = 0,0188 m3/s

7.4.- CAÑERIA DE INTERCOMUNICACION ENTRE LAGUNAS

D = 175 mm = diámetro de la cañería de acero que vincula la laguna primaria con la secundaria de la subserie correspondiente. Igual cañería vincula a la secundaria con la terciaria, y a ésta con la cuaternaria.

L = 16,00 m = longitud de la cañería en donde C = 120 = coeficiente de rugosidad para cañerías de acero revestidas con epoxi

Up = 4 * Q / ( * D2) = velocidad de pasaje (m/s)

Entonces:

Umáx = 0,782 m/s = velocidad de pasaje para Qmáx = 0,0188 m3/s (eventual)

U = 0,519 m/s = velocidad de pasaje para Q = 0,0125 m3/s (normal)

Umín = 0,387 m/s = velocidad de pasaje para Qmín = 0,0093 m3/s (autolimpieza)

JF = 0,074 m = pérdida de energía por fricción para Q = 0,0188 m3/s

JF = 0,034 m = pérdida de energía por fricción para Q = 0,0125 m3/s

JK = 0,059 m = pérdida de energía por singularidades para Q = 0,0188 m3/s

JK = 0,026 m = pérdida de energía por singularidades para Q = 0,0125 m3/s

Jmáx = 0,074 + 0,059 = 0,133 m == pérdida de energía para el caudal eventual

J = 0,034 + 0,026 = 0,06 m = = pérdida de energía para el caudal normal

Hmín = h – (hv + Jmáx) = 0,400 – (0,02 + 0,133) = 0,247 m == caída libre mínima para el caudal eventual

H = h – (hv – J) = 0,400 – (0,02 + 0,06) = 0,32 m == caída libre para el caudal normal

Siendo:

h = 0,40 m = diferencia de niveles líquidos entre lagunas

8.- SISTEMA DE SALIDA

8.1.- SALIDA DE LAGUNA CUATERNARIA A CAMARA EXTERIOR

El diseño de la cañería de salida de las lagunas cuaternarias a la cámara más alejada es similar a la cañería de vinculación entre lagunas, salvo la longitud de la misma, que es L = 12,00 m

D = 0,175 m = diámetro de la cañería de acero

L = 12,00 m = longitud de la cañería

Efectuando cálculos para L = 12,00 m y K = 1,5 (1 entrada y 1 salida), se tiene:

JF = (12/16) * 0,074 = 0,056 m == pérdida de energía por fricción (eventual)

JK = (1,5/1,9) * 0,059 = 0,047 m = pérdida de energía por singularidades (K = 1,5) (eventual)

Jmáx = JF + JK = 0,056 + 0,047 = 0,103 m = pérdida de energía total en el tramo (eventual)

JF = (12 / 16) * 0,034 – 0,026 m == pérdida de energía por fricción (normal)

JK = (1,5 / 1,9) * 0,026 = 0,020 == pérdida de energía por singularidades (normal)

J = JF + JK = 0,026 + 0,020 = 0,046 == pérdida de energía total en el tramo (normal)

h = hv + Hmín + Jmáx = 0,02 + 0,247 + 0,10 == 0,367 m 0,37 m = desnivel líquido entre la laguna cuaternaria y la cámara exterior más alejada en operación eventual

8.2.- ENTRE ULTIMA CAMARA Y LA PENULTIMA CAMARA

L1 = 25,20 m = longitud del tramo

Q = QD20 / 4 = 0,0188 m3/s = caudal máximo (eventual) para 1 subserie

D1 = 0,200 m = diámetro del tramo de Aº Cº ( C = 130=

U1 = 0,898 m/s = velocidad de pasaje máxima (eventual)

J1 = 0,052 + 0,027 = 0,079 m 0,08 m == pérdida de energía máxima (eventual)

8.3.- ENTRE LA PENULTIMA Y LA MAS CERCANA


Q2 = 2 Qmáx = 0,0376 m3/s = caudal máximo de pasaje para 2 subseries (eventual)

D2 = 0,250 m = diámetro de cañería de Aº Cº (C = 130)

U2 = 0,0376 * 4 / (3,14 * 0,252) = 0,766 m/s == velocidad de pasaje máximo

JF = 25,20 * 0,766 / (0,355 * 130 * 0,250,63)1/0,54 == 0,064 m = pérdida de energía por fricción para caudal eventual y C = 130 coeficiente de caños de Aº Cº

JK = 1,5 * 0,7662/19,62 = 0,045 m = pérdida de energía en 1 entrada y 1 salida para el caudal eventual

J2 = JF + JK = 0,064 + 0,045 = 0,109 m 0,11 m == pérdida de energía en el tramo para caudal eventual Q2 = 0,0376 m3/s

8.4.- TRAMO DE LLEGADA A LA CAMARA GENERAL

L3 = 12,60 m = longitud del tramo

Q3 = 3 Qmáx = 0,0564 m3/s = caudal máximo para 3 subseries (eventual)

D3 = 0,300 m = diámetro de cañería de Aº Cº (C = 130)

U3 = 0,0564 * 4 / (3,14 * 0.3002) = 0,797 m/s == velocidad de pasaje máxima

JF = 12,60 * 0,797 / (0,355 * 130 * 0,300,63)1/0,54 == 0,028 m = pérdida de energía por fricción para caudal eventual y C = 130 coeficiente de caños de Aº Cº

JK = 1,5 * 0,7972/19,62 = 0,048 m = pérdida de energía en 1 entrada y 1 salida para el caudal eventual

J3 = JF + JK = 0,028 + 0,048 = 0,076 m 0,08 m == pérdida de energía en el tramo para caudal eventual Q3 = 0,0564 m3/s

9.- CAMARA GENERAL COLECTORA

QE20 = 0,1129 m3/s = caudal de diseño normal

Lv = 1,00 m = ancho del umbral del vertedero general

Hv = 0,156 m 0,16 m = tirante líquido para QE20

Lc = 1,20 m = lado de la cámara de planta cuadrada

H = 0,20 m = caída libre mínima

D = 300 mm = diámetro de la cañería de descarga al cuerpo receptor

PROYECTO: 5.- AERACION EXTENDIDA

ALTERNATIVA: 5.1.- PROYECTO DE UN TANQUE DE AERACION EXTENDIDA CON AERADORES SUPERFICIALES DE EJE VERTICAL (QC = 896,4 m3/d – P = 3.320 hab)

REFERENCIA: TECNICA Y DE CALCULO

1.- SISTEMA DE TRATAMIENTO

Se basa en un proceso de reducción de la materia orgánica mediante la aplicación de oxígeno, introduciendo a las bacterias en una fase de respiración endógena, en donde se produce remoción de materia orgánica y estabilización de barro que luego es retirado del sistema, sin necesidad de realizarle un tratamiento posterior, salvo su espesamiento y deshidratación en playas de secado.

El crecimiento y edad de las bacterias, será controlado con la recirculación del lodo decantado en los sedimentadores, retornándolo a la estación de bombeo. El

afluente será clorado en la cámara de contacto para producir una efectiva desinfección del mismo.

Los elementos componentes de la Planta de Tratamiento son: estación elevado de líquido crudo y recirculado, cámara de aforo y receptora del barro recirculado, dos cámaras de aeración, dos sedimentadores rectangulares, cámara de contacto de cloro, espesador de barro, playas de secado y accesorios (bombas, canales, orificios, etc.).

2.- PARAMETROS DE DISEÑO

2.1.- POBLACION DE DISEÑO

Se considera una población:

P0 = 2.026 hab = población inicial (año 0)

P20 = 3.3.20 hab = población de diseño (año 20)

2.2.- CAUDALES DE DISEÑO

Para determinar el caudal medio se adopta:

D = 270 L/d * hab == aporte hidráulico unitario de líquido cloacal

QC20 = P20 * d = 3.320 * 0,270 = 896,4 m3/d == 37,35 m3/h = 0,623 m3/min = 10,4 L/s == caudal medio diario a 20 años

QD20 = 1 * QC = 1,5 * 896,4 = 1.244,6 m3/d == 56,03 m3/h = 15,6 L/ s == caudal máximo diario a 20 años

QE20 = * QC20 = 2,1 * 896,4 = 1.882,44 m3/d == 78,43 m3/h = 1,31 m/mín = 22,0 L/s == caudal máximo horario a 20 años

QCO = PO = d = 2026 * 0,270 = 547,02 m3/d == 22,79 m3/h = 6,33 L/s == caudal medio diario inicial (año 0)

QBO = 1 * QCO = 0,7 * 547,02 = 382,914 m3/d == 15,95 m3/h = 4,43 L/s == caudal mínimo diario inicial (año 0)

QLO = 2 * QBO = 1,4 * QBO = 1,4 * 382,914 == 536,080 m3/d = 22,34 m3/h = 6,20 L/s == caudal mínimo de autolimpieza

Donde:

= 2,1 = coeficiente total máximo

1 = 1,5 = coeficiente máximo diario

2 = 1,4 = coeficiente máximo horario

1 = 0,7 = coeficiente mínimo diario

Los coeficientes , 1, 2 y 1 se han obtenido en base a los antecedentes sobre consumos del sistema de agua potable de la localidad.

2.3.- CARGA ORGANICA DE DISEÑO

So = 54 grs DBO/hab*d = carga orgánica unitaria adoptada

La = So * P = 0,054 * 3,320 180 Kg DBO/d == carga orgánica media diario de diseño

Sa = La/QC20 = 180/896,4 = 200 mg DBO/L = 200 Kg DBO/m3 == concentración orgánica media del líquido afluente

3.- TANQUE DE AERACION (TA)

3.1.- CALCULO DEL VOLUMEN DEL TANQUE DE AERACION

Para la determinación del volumen del tanque de aeración, se adoptan los siguientes parámetros:

Cv = 0,3 Kg DBO/m3*día = f * X = carga orgánica volumétrica

C = 20 días = edad del barro

f = relación alimento/microorganismos == 0,066 Kg DBO5/d * Kg SSTA

X = 4,5 Kg SSTA/m3 = = concentración de sólidos suspendidos totales en el TA

Xr = 9,0 Kg SS/m3 == concentración máxima de sólidos suspendidos totales en la línea de retorno para c = 2 = Xr/X = relación de compactación (valor máximo aceptable)

V = 180 KgDBO/d / 0,3 KgDBO/d*m3 = 600 m3 = = volumen total líquido del TA

N = 2 = número de unidades operando en paralelo

V1 = V/2 = 600/2 = 300 m3 = = volumen de cada tanque de aeración

L = 10,00 m = lado de la planta cuadrada

H = V1/L2 = 300 / 102 = 3,00 m =

= profundidad líquida del tanque

3.2.- PERMANENCIA EN TANQUE DE AERACION

t = V / QC20 = 600 / 896,4 = 0,67 d = 16,00 h = permanencia hidráulica media. Valor que se encuentra dentro del rango aceptable en aeración prolongada.

3.3.- CALCULO DEL CAUDAL DE RECIRCULACION

Efectuando un balance de masas, se tiene:

(QC20 + QR) * X = QR * Xr

(QC20 + QR) / QR = Xr / X = 2

(QC20/QR) + 1 = 2

r = QC20 / Qr = 2 – 1 = 1 = 100% de QC20 = = caudal de recirculación de diseño

Para absorber valores pico de carga se adopta un coeficiente K = 1,5 para la capacidad de recirculación del sistema. O sea:

QR = 1,5 * 896,4 = 1.344,6 m3/d = 56,03 m3/h = 15,6 L/s == caudal de recirculación instalado para absorber sobrecargas

3.4.- CALCULO DE LA POTENCIA A INSTALAR EN EL TANQUE DE AERACION

3.4.1.- Cantidad de oxígeno necesaria

3.4.1.a.- Oxígeno necesario para la síntesis

La respiración o síntesis se refiere a la transformación de materia orgánica en materia celular.

a´ = Kg oxígeno requerido por día/Kg DBO5 removida por día (a´ varía entre 0,45 a 0,55 para líquido cloacal)

Se adopta:

a´ = 0,55 valor más conservativo

DO1 = a´ * E1 * La = demanda de oxígeno necesario para la síntesis

E1 = 0,95 = eficiencia de remoción de la carga orgánica, valor adoptado para aeración prolongada.

Entonces:

DO1 = 0,95 * 0,55 * 180 = 94,05 Kg O2/d= demanda de oxígeno necesario para la síntesis

3.4.1.b.- Oxígeno necesario para respiración endógena

La respiración endógena comprende la etapa de descomposición de células viejas.

b´ = Kg oxígeno requerido/Kg SSTA * d

b´ varía entre 0,05 y 0,10 dependiendo de la naturaleza del desagüe.

Se adopta:

B´ = 0,07 Kg O2/KgSSTA*d

DO2 = b´* X * V = 0,07 x 4,5 x 600 = 189 Kg O2/d == demanda de oxígeno necesaria para la respiración endógena

3.4.1.c.- Oxígeno necesario para la nitrificación

El proceso de nitrificación ocurre cuando hay oxígeno disuelto

NK = 8 g * N / d*hab = aporte de nitrógeno nitrificable por habitante

E2 = 0,90n = 90% = rendimiento de la nitrificación

P20 = 3320 hab = población de diseño

c´ = 4,57 KgO2/KgNK = relación entre el oxígeno y el nitrógeno para producir nitrificación

Entonces:

DO3 = c´ * NK * P20 * E2 = 4,57 * 0,008 * 3320 * 0,9 == 109,24 KgO2/d = demanda de oxígeno necesaria para la nitrificación

3.4.1.d.- Demanda total de oxígeno

La suma de las tres demandas de oxígeno anteriores, es la demanda total de oxígeno en condiciones estándar. No se considera el efecto favorable de la denitrificación.

Se tiene que:

DOmedio = (94,05 + 189 + 109,24) Kg O2/d = 392,29 Kg O2/d == demanda de oxígeno media

DOpico = Z * DOmedio = 1,50 * 392,36 KgO2/d = 588,48 Kg O2/d == 24,52 Kg O2/h = demanda de oxígeno máxima

Z = 1,50 = coeficiente de pico para la demanda de oxígeno con E > 20 d = edad del lodo

3.4.2.- Cálculo de la potencia a instalar

Se adopta un equipo probado en condiciones estándar agua limpia sin oxígeno disuelto, OD = 0, temperatura T = 20ºC y altitud H = 0 (nivel del mar).

Las condiciones de campo son: líquido cloacal a 14º C, con oxígeno disuelto OD = 2 mg/l y a una altitud H = 600 m sobre el nivel del mar.

K = Z1 * (T-20) * (Z2 * Csc – OD) / Css == 0,85 * 1,024(14-20) * (0,95 * 9,51 – 2,00) / 9,02 == 0,575 = coeficiente de corrección por condiciones de campo, siendo:

Z1 = 0,85 = relación entre tasas de transferencia de O2 respectivamente del líquido cloacal y agua pura

Z2 = 0,95 = relación entre las concentraciones de saturación del O2 respectivamente del líquido cloacal y agua pura


Csc = 9,51 mg/l = concentración de O2 a T = 14º C yH = 600,00 m (condiciones estándar)

Cas = 9,02 mg/l = concentración de O2 a T = 20ºC y H = 0,00 m (condiciones estándar)

OD = 2 mg/l = concentración promedio de O2 en la masa líquida

Se tiene:

COo = 2,1 kg O2/kwh capacidad estándar de oxigenación suministrado por el fabricante de un determinado fabricante (a verificar el equipo adquirido)

Entonces:

P = DOpico/CO = 24,52 / 1,087 = 22,56 KW = 29,6 HP 30 HP == potencia nominal total del sistema

Se adopta:

N1 = 1 = número de aeradores por tanque de aeración

N = Nt * N1 = 2 * 1 = número de aeradores del sistema

PN = P / N = 30 / 2 = 15 HP == potencia nominal de cada equipo aerador

De allí:

P = P / V = 22.560 / 600 = 37,6 w/m3 = densidad de potencia. Valor aceptable según norma en aeración prolongada

4.- SEDIMENTADOR SECUNDARIO

QC20 = 896,4 m3/d = caudal medio diario a 20 años

QD20 = 1.344,6 m3/d = caudal máximo diario a 20 años

QR = 1.344,6 m3/d == caudal máximo de recirculación para ambas unidades

QR(med) = QC20 = 896,4 m3/d = caudal medio de recirculación total

Se calcula el área superficial para carga de sólidos y carga hidráulica, adoptando el mayor valor.

A1 = (QC20 + QR) * X/Css(med) = (896,4 + 896,4) * 4,5 / 120 == 67,23 m2 = área superficial total para las condiciones de caudales medios. Donde:

X = 4,5 KgSSTA/m3 = concentración de sólidos suspendidos en los tanques de aeración

Css(med) = 120 KgSS/d*m2 = carga másica medias para QC20 (según norma)

A2 = (QD20 + QR) * X / Css(máx) == (1.344,6 + 1.344,6) * 4,5/180 == 67,23 m2 = área superficial para la condición de caudales máximos. Donde:

Css(máx) = 180 KgSS/d*m2 = carga másica máxima para QD20 (según norma)

A3 = QC20 * Fv * FTX / Uo(med) = (896,4 * 1,27 * 1,196)/24 == 56,73 m2 = área superficial para la condición de caudal medio. Donde según norma:

Fv = 1,27 = factor de corrección por influencia del vertedero

FTX = 1,196 = factor de corrección por influencia de temperatura (T = 14ºC)

Uo(med) = 24 m3/m2*d = carga hidráulica superficial media para T = 20ºC

A4 = QD20 * Fv * FTX / Uo(máx) = 1344,6 * 1,27 * 1,196 / 40 == 51,06 m2

Donde:

Uo(máx) = 40 m3/m2*d = carga hidráulica superficial máxima para T = 20ºC

De acuerdo a los valores determinados se adopta A2 = 63,23 m2 y Ns = 2 = número de sedimentadores secundarios

O sea:

A = A2/2 = 67,23 / 2 33,62 m2 = área de cada sedimentador

Se adopta:

L = 8,30 m = longitud del sedimentador

Entonces:

B = 33,62 / 8,30 = 4,05 m = ancho del sedimentador

Además:

H = 2,00 m = altura líquida, valor recomendado por norma para evitar la resuspensión del flóculo biológico

V1 = A * H = 33,62 * 2,00 = 67,24 m3 == volumen líquido del sedimentador

t = 2 * V1 / QC20 = 2 * 67,24 / 896,4 = 3,6 h == permanencia hidráulica media en el sedimentador

5.- ESTACION ELEVADORA DEL LIQUIDO CRUDO Y RECIRCULADO

Qb20 = m20 * (QE20 + QR) = 1,10 * (1882,44 + 1344,6) == 3549,74 m3*d = 147,90 m3/h = 41,08 L/s= caudal de bombeo necesario en el año 20

Donde:

m = 1,10 = factor de bombeo

QR = 1.344,6 m3/d = caudal de recirculación máximo total

Se considera que la vida útil de las electrobombas es de 10 años. Por eso se dimensiona para la primera etapa dos electrobombas más pequeñas que serán reemplazadas luego por las definitivas. Una de ellas será de reserva.

QC10 = 702 m3/d = caudal medio diario al año 10

QD10 = 1.053 m3/d = caudal máximo diario al año 10

QE10 = 1.474,2 m3/d = caudal máximo horario al año 10

QR10 = 1,5 * QC10 = 1,5 * 702 = 1053 m3/d == caudal de recirculación de diseño en el año 10

Qb10 = m * (QE10 + QR10) = 1,10 * (1474,2 + 1053) == 2.779,92 m3/d = 115,83 m3/h = 32,17 L/s == caudal de bombeo necesario en el año 10

Para determinar la potencia necesaria de la electrobomba se deberá calcular la altura manométrica de la instalación.

Hb = H + J

H = 4,70 m = altura estática de la instalación

J = JF + JK = pérdida de energía total = pérdida de energía por fricción más pérdida de energía localizada

JF = L * Qb101,85 / (0,278 * C)1,85 * D4,87 =

= pérdida de energía por fricción

Donde:


C = 125 = coeficiente de Williams – Hazen para cañerías de acero revestidos con epoxy.

D = 0,150 m = diámetro de la conducción

JF = 5,10 * 0,03221,85/ (0,278 * 125)1,85 * 0,1504,87 == 0,13 m = pérdida de energía por fricción

Para K = 2,20 = coeficiente de pérdida de energía localizada en 1 salida y 3 codos de 90º, es:

JK = K * U2/(2g= = 2,2 * 1,802 / 19,62 = 0,37 m

J = 0,13 + 0,37 = 0,50 m = pérdida de energía total

Hb = 4,70 + 0,50 = 5,20 m = altura manométrica

Adoptando un rendimiento de la bomba = 70%, se tiene:

P = * Qb10 * Hb / (Z1 * ) == 1.000 * 0,032 * 5,20 / (76,04 * 0,70) = 3,15 HP == potencia absorbida en el eje por la bomba. Donde:

K1 = 76,04 (Kg m/s) / HP = relación de unidades de potencia

PN = Ks * Pa = 1,22 * 3,15 = 3,78 HP == potencia nominal de los motores. Donde:

Ks = 1,20 = factor de sobrecarga

Para determinar la potencia necesaria al final del periodo se procede de la misma manera teniendo:

JF = 0,20 m

JK = 0,60 m

J = 0,20 + 0,60 = 0,80 m

U = 2,32 m/s

Hb = 4,70 + 0,80 = 5,50 m

P = 1.000 * 0,041 * 5,50 / (76 * 0,7) = 4,24 HP

PN = 1,20 * 4,24 = 5 HP = potencia nominal del motor

Debido que no existen diferencias apreciables en el primer periodo de 10 años con respecto al segundo (final), se adopta para el diseño una electrobomba de PN = 5 HP.

Se colocará en la cámara de bombeo otra electrobomba de reserva.

También se tiene:

VT = 1,15 * Qb20 / (4 * fmáx) = 1,15 * 147,9 / (4 * 6) == 7,09 m3 = volumen útil del pozo de bombeo

Donde:

Fmáx = 6 arranques / hora = frecuencia máxima admisible

Qb20 = 147,9 m3/h = caudal de bombeo año 20

Para verificar la septización se tiene:

Ts = (VT / Qb0) + (Vf + 0,5 * VT) / (Qb20 – QBO) == (7,09 / 15,95) + (1,029 + 0,5 * 7,09) / (147,9 – 15,95) == 0,48 h = tiempo máximo de permanencia del líquido en la cámara de bombeo, valor inferior a tsmáx = 0,5 h. O sea se verifica que no se septiza. Donde:

Vf = hf * L * B = 0,20 * 2,10 * 2,45 = 1,029 m3 = volumen del fondo donde se alojan las bombas de impulsión

QBO = 15,95 m3/h = caudal mínimo medio diario (año 0)

hf = 0,20 m = altura del volumen del fondo

VT = 7,09 m3 = volumen líquido útil de la cámara de aspiración

6.- ESPESADOR DE BARROS

N = 1 número de espesadores

VE = E * X * VT * te / (Xe * c) == 0,9 * 4,5 * 600 * 10 / (30 * 20) == volumen útil del espesador

Donde:

E = 0,90 = eficiencia de espesamiento

X = 4,5 KgSSTA/m3 = concentración de sólidos suspendidos totales del licor mezclado de los reactores

VT = 600 m3 = volumen total de los tanques de aeración

te = 10 d = permanencia media del lodo en el espesador antes de ser conducido a las playas de secado

Xe = 3% = 30 KgSS/m3 = concentración promedio de sólidos suspendidos totales en el espesador

c = 20 d = edad del lodo de diseño

Se adopta un espesador compuesto por un sector cilíndrico superior de diámetro De = 3,70 m y otro inferior o tolva tronco cónica de diámetro menor d = 1,50 m.

El ángulo de inclinación de la tolva será = 30º.

Por lo tanto:

Ae = * De2/4 = * 3,702/4 = 10,75 m2 = área del espesador

ht = (3,70 – 1,50) /2 * tg 30º = 0,63 m == altura de la tolva de barros

a = * 1,502/4 = 1,77 = área sector inferior de la tolva

Vt = (ht / 3) * Ae + a + (Ae * a)1/2 == 0,63/3 10,75 + 1,77 + (1,77 * 10,75)1/2 = 3,54 m3 == volumen de la tolva

Vc = Ve – VT = 40,5 – 3,54 = 36,96 m3 == volumen sector cilíndrico del espesador

hc = Vc / Ae = 36,96 / 10,75 = 3,44 m == altura líquida del sector cilíndrico

Se adopta:

hc = 3,60 m

Hr = 0,40 m = altura de revancha respecto al coronamiento sin cubierta

De = 3,70 m = diámetro del espesador

7.- PLAYAS DE SECADO

Se adopta una capacidad unitaria por habitante de 0,08 m2/hab (12,5 hab/m2) para una población P20 = 3320 hab.

Ap = 3320 hab * 0,08 m2/ab = 265,6 m2

Se adopta una playa con las siguientes dimensiones:

L = 15 m = longitud de la playa

b = 3 m = ancho de la playa

Entonces:

Np = 265,6 / (15 * 3) 6 playas, siendo:

Np = número de playas de secado construidas de a pares separadas por calles centrales de ancho B = 3,00 m (adoptado)

8.- CAMARA DE CONTACTO DE CLORO

QC20 = 896,4 m3/d

QD20 = 1.344,6 m3/d = 0,0156 m3/s = caudal máximo diario

QLO = 6,20 * 10-3 m3/s = caudal de autolimpieza

Se adopta una permanencia t = 15 min para producir una desinfección aceptable en el efluente

Vc = QD20 * t = 0,0156 * 15 * 60 = 14 m3 == volumen del tanque de contacto

Se debe verificar que la velocidad de escurrimiento sea mayor a 0,10 m/seg para evitar la sedimentabilidad.

b = 0,20 = ancho de cada canal adoptado

Up = 0,10 m/s = velocidad de pasaje

Hmín = QLO / (Up * b) = 6,20 * 10-3 / (0,10 * 0,20) = 0,31 m == tirante líquido mínimo en la cámara de contacto

Lf = longitud total de canales = Up * t = 0,10 * 15 * 60 = 90 m

nc = 90/5 = 18 = número de canales, para:

L = 5,00 m = longitud de la cámara adoptada == longitud de cada canal

Se adoptan tabiques divisorios de hormigón prefabricado de espesor e = 0,07 m.

B = ancho total de la cámara = 18 * 0,20 + 0,07 * 17 == 4,79 m 4,80 m

R = b * h/(2 h + b) = 0,20 * 0,31 / (2 * 0,31 + 0,20) == 0,076 m = radio hidráulico para QLO = 0,0062 m3/s

Entonces para n = 0,013 = coeficiente de fricción para canales revestidos, se tiene:

i = (Up * n/R2/3)2 = ( ( 0,10 * 0,013 / 0,0762/3)2)2 == 5,25 * 10-5 = pendiente de los canales

h1 = 5,25 * 10-5 * 90 = 0,005 m

Se adopta h1 = 0,01 m = desnivel de la solera necesaria para el funcionamiento hidráulico del canal = pérdida de energía por fricción.

h2 = ng * K U2/(2*g) = 17 * 3,5 * 0,102 / (2*9,81) = 0,03 m= pérdida de energía en ng giros a 180º cerrados

Donde:

ng = (nc – 1) = 18 – 1 = 17 == número de giros a 180º cerrados

K = 3,5 = coeficiente de pérdida de energía en los giros a 180º

Up = 0,10 m/s = velocidad mínima del escurrimiento

hT = h1 * h2 = 0,01 + 0,03 = 0,04 m = desnivel total entre la entrada y salida de la cámara de contacto

El nivel al final del periodo de diseño será:

hf = Vc / (LT * b) = 14 / (90 * 0,20= = 0,77m == tirante líquido al final del periodo de diseño

El nivel líquido deberá ser aumentado a medida que pasen los años para obtener la peremanencia requerida, colocando al final de la cámara maderas removibles que permitan aumentar el tirante.

El vertedero de salida tendrá un tirante líquido máximo:

h´ = QD20 / (1,838 * b) 2/3 = 0,0156/(1,838 * 0,20) 2/3 == 0,12 m

9.- CALCULO DEL VERTEDERO DE RECIRCULACION

Se adoptará para medir el caudal de recirculación un vertedero triangular constituido por una chapa, cuyo ángulo es de 90º.

La fórmula a emplear para el caudal máximo de recirculación QR = 0,0156 m3/s será:

QR = 1,4 * H5/2 ----- Hmáx = (QR / 1,4)2/5 = (0,0156/1,4)2/5 == 0,16 m = tirante líquido máximo sobre el vértice del vertedero para medir el caudal de recirculación.

10.- CANAL DE INGRESO A LA CAMARA DE AERACION

Qb20 = 2,47 m3/min = 0,041 m3/s = caudal de bombeo

B = 0,20 m = ancho canal adoptado

U = 1 m/s = velocidad de pasaje adoptado

h = 0,041/(1 * 0,20) 0,21 m = tirante líquido en el canal

R = 0,21 * 0,20/(0,21 * 2 + 0,20) = 0,068 m == radio hidráulico

i = (0,013 * 1/0,0682/3)2 = 6,1 * 10-3 == pendiente hidráulica del canal

h = 10 m * 6,1 * 10-3 = 0,06 m == desnivel entre la entrada y salida del canal

11.- VERTEDERO DE SALIDA DE LOS SEDIMENTADORES

Se adopta una canaleta vertedero en todo el ancho B = 4,05 m del sedimentador, con ingreso por ambos coronamientos.

Lv = 2 * B = 2 * 4,05 = 8,10 m = longitud de cada umbral

Q = (Qb20 – QRmed)/N = (3.549,74 – 896,4)/2 = 1.326,67 m3/d =

= 0,0153 m3/s = caudal de pasaje por los vertederos de cada unidad considerando que QRmed = 896,4 m3/d no pasa por los mismos, ya que es derivada desde las tolvas a la cámara colectora de lodos.

Entonces:

qv = Q / Lv = 1326,67 / 6,10 = 163,8 m3/d*m == carga hidráulica unitaria, valor inferior a qvmáx == 290 m3/d*m de norma

nv = 5 = número adoptado de vertederos triangulares de 90º por metro lineal de umbral

Nv = nv * Lv = 5 * 8,10 40 == número de vertederos triangulares por sedimentador

Entonces:

hv = Q / (1,4 * Nv)2/5 = 0,0153 / (1,4 * 40) 0,4 = 0,038 ,= tirante líquido sobre los vértices de los vertederos

12.- ORIFICIO DE COMUNICACION ENTRE LA CAMARA DE AERACION Y SEDIMENTADOR

Qp = Qb0 / N = 0,041 / 2 = 0,0205 m3/s = Cd * A (2 g h)1/2 == caudal de pasaje por orificio ahogado. Donde:

Cd = 0,59 = coeficiente de descarga en orificio ahogado.

A = * D2/4 = 3,14 * 0,2502/4 = 0,0497 m2 == área de pasaje del orificio de diámetro D = 250 mm == 0,250 m

Entonces:

h = Qp/(Cd * A)2/2g = 0,0205 / (0,59 * 0,04911) 2/19,62 = = 0,026 m 0,03 m = diferencia de niveles entre ambos estanques

13.- CANAL DE SALIDA DEL SEDIMENTADOR

Se aplica la ecuación correspondiente al canal con salida ahogada.

ho = h12 + 2 Q2 / (g * b2 * h1)1/2 =

= 0,042 + 2 * 0,01532 (9,81 * 0,302 * 0,04) ½ == 0,122 m = tirante líquido máximo en la canaleta

Donde:

Q = 0,0153 m3/s = Caudal de pasaje por los vertederos de cada unidad

b = 0,30 m = ancho de la canaleta colectora

h1 = 0,04 m = tirante líquido en el final de la canaleta colectora

14.- CAÑERIA DE INTERCONEXION SEDIMENTADOR-CAMARA DE CONTACTO

Se aplica Williams – Hazen para cañerías de acero de diámetro D = 200 mm = 0,200 m (C = 120 = coeficiente de fricción).

Qp = QD20 = 0,0156 m3/s = caudal de pasaje

U = 4 Qp / * D2 = 0,497 m/s = velocidad de pasaje


JF = L * U / (0,355 C * D0,63) 1/0,54 == 5,00 0,497 / (0,355 * 120 * 0,2000,63) 1/0,54 == 0,009 m = pérdida de energía por fricción

JK = K U2 / 2g = 1,9 * 0,4972 / 19,62 = 0,024 m = = pérdida de energía para K = 1,9 (1 entrada, 1 salida y 1 curva de 90º)

J = JF + JK = 0,009 + 0,024 = 0,033 m = pérdida de energía en el escurrimiento

15.- CAÑERIA DE DESCARGA DE LOS LODOS DE LOS SEDIMENTADORES

Q = QRmáx / 2 = 1.344,6 / 2 = 672,3 m3/d = 0,008 m3/s = = caudal de recirculación máximo de cada unidad

D = 150 mm = 0,150 m = diámetro de cañería de acero revestido (C = 125)

U = 4 Q / ( * D2) = 4 * 0,008 / (3,14 * 0,152) = 0,453 m/s =

= velocidad de pasaje


Entonces:

JF = L * U /(0,355 * C * D0,63)1/0,54 == 6,00 0,453 / (0,355 * 125 * 0,1500,63 1/0,54 == 0,011 m = pérdida de energía por fricción

JK = K * U2/2g = 2,3 * 0,4532 / 19,62 = 0,024 m == pérdida de energía en 1 entrada, 1 salida, 1 curva a 90º y 1 válvula telescópica (K = 0,5 + 1,00 + 0,40 + 0,40)

J = JF + JK = 0,011 + 0,24 = 0,035 m = = pérdida de energía total en el flujo

Para determinar el alcance del chorro de agua en la válvula telescópica, se tiene:

Q = 125 * D2 * hch = = caudal de pasaje por la válvula (en L/h)

D = 11,00 cm = diámetro de salida de la válvula (en cm)

hch = altura del chorro (en cm)

Entonces para Q = 0,008 m3/s = 28.800 L/h

hch = Q / (125 D2) = 28.800 / (125 * 11,002) = 1,9 cm = = 0,019 m = altura del chorro

Para h = 0,50 m = desnivel de acuerdo a norma, entre el nivel líquido del sedimentador y de la cámara colectora, se tiene:

H = h – (J + hch) = 0,50 – (0,035 + 0,019) = 0,446 m == 0,45 m = caída libre desde la boca de salida de la válvula al nivel del líquido de la cámara colectora

16.- EQUIPO DE IMPULSION DE LODO EN EXCESO

qL = VT / (C * c) = 600 / (2 * 20) = 15 m3/d = = caudal de lodo en exceso

VT = 600 m3 = volumen del tanque de aeración

c = 2 = coeficiente de compactación = Xr / X

c = 20 d = edad del lodo

q1 = qL / Nc = 15,00/3 = 5,00 m3 = = volumen a impulsar en 3 ciclos diarios

Nc = 3 = número de ciclos de extracción de barro diaria

Qb = 5,00 / 15 = 0,33 m3/min = 0,0056 m3/s == caudal a impulsar por la electrobomba en 15 minutos de funcionamiento por ciclo

La altura manométrica de la instalación será:

Hb = H + JT = altura manométrica

H = 2,61 m = altura estática de elevación == diferencia entre niveles líquido mínimo de la cámara de bombeo y el espesador

Jf = J1 + J2 = pérdida de energía total == pérdida de energía por fricción más pérdida de energía por singularidades

Aplicando Williams – Hazen se tiene:

J1 = L * Q1,85 / (0,278 * C) 1,85 * D4,87 == 14,20 * 0,00561,85 / 0,278 * 0,120)1,85 * 0,1004,87 == 0,11 m = pérdida de energía por fricción


C = 120 = coeficiente de Williams-Hazen para CºAº

D = 0,100 m = diámetro de la impulsión

U = 4 Q / ( * D2) = 4 * 0,0056 / ( * 0,1002) = 0,71 m/s == velocidad en la conducción

J2 = K * U2 / (2 g) = 9,08 m = = pérdida de energía por singularidades

K = 3 = sumatoria de los coeficientes de pérdida de energía localizada para 5 codos de 90º y 1 salida

J = J1 + J2 = 0,11 + 0,08 = 0,19 m = = pérdida de energía total

Hb = H + J = 2,61 + 0,19 = 2,80 m == altura manométrica de elevación

Pa = * Qb * Hb / ( * Ku) == 1.000 * 0,056 * 2,80 / (0,75 * 76,04) = 0,27 HP =

= potencia absorbida por la bomba

= 75% = rendimiento de la bomba adoptada

Ku = 76,04 Kg m/s/HP = relación de unidades de energía

PN = Ks * Pa = 1,25 * 0,27 = 0,34 HP = = potencia nominal del motor

Ks = 1,25 = factor de sobrecarga

Se adopta PN = 0,5 HP = potencia nominal del motor

PROYECTO: 6.- ESTACIONES DE BOMBEO

ALTERNATIVA: POBLACION APROXIMADA DE 200 A 30.000 HABITANTES


1.- CRITERIOS DE DISEÑO

Los proyectos típicos de estaciones de bombeo que se desarrollan a continuación abarcan un rango de caudales de 6 a 610 m3/h (equivalente a una población aproximada de 200 a 30.000 habitantes).

Para el diseño hidráulico de las estaciones de bombeo se han tomado en cuenta las recomendaciones del Hydraulics Institute de los Estados Unidos de Norteamérica y los resultados de los ensayos con modelos realizados en la Universidad de Nottingham (Inglaterra) para bombas de motor sumergible.

Ambas fuentes establecen valores dimensionales para bombas de no menos de 100 L/s, caudal que supera el rango asignado a estos proyectos (típicamente, no más de 85 L/s por bomba para 30.000 habitantes, para estaciones de bombeo con dos bombas en operación y una de reserva).

Sin embargo, es posible extraer de ambas referencias, conceptos y recomendaciones para el diseño y extrapolar criteriosamente algunos valores dimensionales.

Con este criterio se ha procedido para las estaciones de bombeo con caudales comprendidos entre 60 m3/h y 610 m3/h (para aproximadamente 2.000 a 30.000 habitantes). Para las estaciones más pequeñas no es posible aplicar criterios dimensionales extraidos de las fuentes mencionadas, al mismo tiempo que algunas recomendaciones constructivas agrandarían y encarecerían excesivamente la estructura (tales como tabiques aquietadores y estructuras para reducir la incorporación de aire por efecto de la caída del líquido que ingresa a la cámara) sin aportar ventajas operativas o funciones apreciables en equipos de bombeo tan pequeños.

Salvo las diferencias apuntadas, el procedimiento de diseño ha sido similar para todos los modelos de estaciones, abarcando los siguientes aspectos:

Definición de las dimensiones en planta, para buen funcionamiento hidráulico, en función de los equipos preseleccionados.

Determinación del volumen útil mínimo de la cámara de aspiración en función de la máxima frecuencia admisible de arranque de los motores eléctricos, para la cantidad de bombas en operación que se especifique.

Definición de las dimensiones en elevación, en función del volumen útil, de las dimensiones de los equipos y de la cota de llegada de la cañería de ingreso.

Verificación del tiempo de permanencia para el caudal QCO, para evitar la septización del líquido en la cámara.

Respecto a sus características generales, las estaciones de bombeo proyectadas son del tipo de cámara húmeda con bomba de motor sumergible o bien con motor de superficie.

2.- CAUDALES DE DISEÑO

Los caudales de diseño se definen en base al vuelco medio unitario qc y a la cantidad de habitantes P que descargarán sus efluentes al comienzo y al final del periodo de diseño.

QCO = qc * P0

QC20 = qc * P20

Los caudales extremos de diseño surgen de:

QLO = 2 * QBO = = 2 * 1 * QCO = caudal de autolimpieza inicial

QE20 = * QCO = caudal máximo horario final

El caudal final de bombeo Qb20 de la estación se obtiene redondeando el valor QE20 a caudales comerciales de equipos de bombeo, procurando que la relación m = Qb20/QE20 no supere el valor 1,10 para no incrementar excesivamente el volumen del pozo de bombeo.

Se han adoptado los siguientes valores para todos los proyectos:

qc = 250 L/hab*día

P20/P0 = 1,49

Los valores de , 2 y 1 surgen de las Normas de Diseño (numeral 2.3.4) para cada rango de población.

En el cuadro 1 se han volcado los valores calculados en base a las expresiones anteriores, en función de la cantidad de habitantes a atender.

Cuadro Nº 1CAUDALES DE DISEÑO PAR ESTACIONES DE BOMBEO

P20hab.

Qcm3/d

QC20m3/d

alfa QE20m3/h

QCOm3/d

beta 1 alfa 2 QBOm3/h

QLOm3/h

Qbm3/h

m

200300400500750

10001500

20003000400050007500

1000012500

150002000022500250002750030000

0.250.250.250.250.250.250.25

0.250.250.250.250.250.250.25

0.250.250.250.250.250.25

5075

100125188250375

500750

10001250187525003125

375050005625625068757500

2.662.662.662.662.662.662.66

2.662.662.382.382.382.382.38

2.381.951.951.951.951.95

5.58.3

11.113.920.827.741.6

55.483.199.2

124.0185.9247.9309.9

371.9406.3457.0507.8558.6609.4

34506784

126168252

336503671839

125816782097

251733563775419546145034

0.600.600.600.600.600.600.60

0.600.600.700.700.700.700.70

0.700.700.700.700.700.70

1.901.901.901.901.901.901.90

1.901.901.701.701.701.701.70

1.701.501.501.501.501.50

0.841.261.682.103.154.196.29

8.3912.5819.5724.4736.7048.9461.17

73.4197.87

110.11122.34134.58146.81

1.592.393.193.985.987.97

11.95

15.9423.9133.2841.6062.4083.19

103.99

124.79146.81165.16183.52201.87220.22

69

1215223045

6085

100130190250310

380410460510560610

1.081.081.081.081.061.081.08

1.081.021.011.051.021.011.00

1.021.011.011.001.001.00

3.- DIMENSIONES EN PLANTA

En base a los caudales de diseño definidos en el punto 2 y considerando una altura media manométrica comprendida entre 6,0 y 8,0 m.c.a., se han obtenido las dimensiones de equipos electrobombas comerciales, que han permitido definir las dimensiones B y P de las estaciones de bombeo en los planos respectivos.

Los valores de A, Cmáx, D y E se han obtenido extrapolando los parámetros recomendados por el Hydraulics Institute (U.S.A.) y la Universidad de Nottingham (Inglaterra).

El ancho F de la cámara se obtiene directamente como:

F = (n – 1) * B + 2 * (Cmáx + C´)

Siendo “n” el número de bombas iguales a instalar. La dimensión “L” se obtiene de:

L = Amín + X + Z

Siendo “X” la distancia entre el eje de la bomba y el eje de la cañería de elevación. El valor de “Z” se elige para que pueda instalarse cómodamente la cañería y sus accesorios. El valor de “Amín” se obtiene de:

Amín = E + e + f + /2

Siendo:

E = distancia hasta el tabique aquietador

e = espesor del tabique aquietador (típico = 0,06 m=

f = distancia libre entre tabique aquietador y cuerpo de bomba (0,15 m)

= diámetro externo del cuerpo de la bomba.

La superficie en planta “S” surge de:

S = F * L Planta rectangular

S = * (Diám)2 / 4 Planta circular

4.- VOLUMENES UTILES MINIMOS

Se lo define como el mínimo volumen útil de la cámara de aspiración con el cual las bombas no superan la máxima frecuencia de arranques por hora que admiten los motores y arrancadores.

4.1.- VOLUMEN UTIL MINIMO PARA UNA UNICA BOMBA

Para las estaciones más pequeñas, de 6 a 30 m3/h (200 a 1.000 habitantes), se ha previsto la instalación de dos electrobombas sumergibles iguales, de las cuales una atiende el caudal total de bombeo y de la otra permanece detenida como reserva (100% de reserva).

En este caso, el volumen útil mínimo está definido por:

V´= Qb20 / (4 * fmáx) = Q´ / (4 * fmáx) (m3)

Donde:

Qb20 = caudal de bombeo de la estación (m3/h)

Q´= caudal nominal de cada una de las bombas para la altura manométrica de diseño, para el año n = 20 (m3/h)

Fmáx = frecuencia máxima admisible de arranques horarios (arranques/hora) especificada en el numeral 10.4 de las Normas de Diseño.

Se adopta un factor de seguridad 1,15 para compensar las irregularidades de construcción, volúmenes restados por las paredes de las cañerías, etc., con lo que el volumen mínimo de diseño se transforma en:

V = 1,15 * V´

La altura h entre los niveles de arranque y parada se obtiene de:

h = V / S

Siendo:

S = F * L Planta rectangular

S = * (Diám)2 / 4 Planta circular

En los cuadros 2 y 3 se han volcado los valores así calculados.

Cuadro Nº 2Estaciones de bombeo de 6 a 45 m3/h (200 a 1500 habitantes)

Planta RectangularQb

m3/hP20hab.

Fm

Lm

Vm3

hm

Sm2

Vfm3

QBOm3/h

tsminutos

69

1215223045

200300400500750

10001500

1.201.201.351.351.351.401.45

1.101.101.301.301.451.501.70

0.250.380.500.630.921.251.88

0.190.280.280.360.470.600.76

1.321.321.761.761.962.102.47

0.200.200.260.260.290.320.37

0.841.261.682.103.154.196.29

21.1120.4520.4520.1819.5319.7619.62


Qbm3/h

P20hab.

Dm

Vn3

hm

Sm2

Vfm3

QBOm3/h

Tsminutos

69

1215223045

200300400500750

10001500

1.401.401.501.501.601.601.80

0.250.380.500.630.921.251.88

0.160.240.280.350.460.620.74

1.541.541.771.772.012.012.54

0.230.230.270.270.300.300.38

0.841.261.682.103.154.196.29

21.6321.6321.6321.6321.6321.6321.63

4.2.- VOLUMEN UTIL MINIMO PARA 2 BOMBAS FUNCIONANDO

Para las estaciones de 60 a 310 m3/h (2.000 a 12.500 habitantes) se ha previsto la instalación de 3 bombas iguales, de las cuales una permanece en reserva, operando las dos restantes con niveles de arranque escalonados y con un nivel de parada prácticamente único (desfasado 0,20 m para evitar la parada simultánea de las dos bombas). Este mismo esquema se repite para las estaciones de 310 a 610 m3/h, agregándose además la variante de 4 bombas de diferentes caudales.

Cuando operan varias bombas simultáneamente pueden presentarse dos casos: las bombas impulsan por conducciones independientes idénticas, hasta un

canal, cámara, etc., descargando libremente en el mismo o bien ambas impulsan simultáneamente sobre una misma cañería.

En el primer caso, de conducciones independientes, se cumple (figura 1):

H1 = H2 = altura manométrica contra la que impulsa cada bomba (m)

Q´= Q1 = Q2 = Qb/2 = caudal impulsado por cada bombas (cojncide con el caudal nominal Q´ de cada una para la altura manométrica H1 = H2 de diseño).

En el segundo caso (figura 2) de impulsión sobre una misma cañería, se cumple:

H1 H2

H1 = altura manométrica que debe vencer B1 funcionando sola, con B2 detenida (m).

H2 = altura manométrica que deben vencer B1 y B2, cuando ambas funcionan simultáneamente (m).

Q1 = caudal impulsado por la bomba B1 para la altura H1, cuando B2 está detenida (m3/h).

Q2 = incremento de caudal en la conducción, respecto de Q1, debido al funcionamiento simultáneo de las bombas B1 y B2.

Q´= Qb/s = caudal que impulsa cada bomba para la altura manométrica de diseño H2, cuando ambas funcionan simultáneamente.

INSERTAR FIGURAS

Para el dimensionamiento de la cámara húmeda se adopta, de acuerdo con el numeral 10.4 de las Normas de Diseño:

Q1 = 0,70 * Qb

Q2 = 0,30 * Qb

Q2 / Q1 = 0,30 / 0,70 = 0,43

En cada caso, el volumen útil mínimo inferior, se obtiene en base al caudal de bombeo para ese intervalo:

El volumen útil mínimo superior V2, para la misma fmáx, se obtiene en base a las curvas de Pincince para 2 bombas (figura 3):

En todos los casos se adopta un factor de seguridad de 1,15 para compensar las irregularidades de la construcción y los volúmenes restados por las paredes de la cañerías, tabiques, motores sumergibles, etc.:

V1 = 1,15 * V1´

V2 = 1,15 * V2´

Las alturas h1 y h2, surgen de:

h1 = V1 / Sp

h2 = V2 / Sp

Siendo Sp el área en planta, definida por:

Sp = F * L Planta rectangular

En los cuadros 4 a 9 se han volcado los valores calculados de acuerdo con la metodología precedente.

4.3.- VOLUMEN UTIL MINIMO PARA 3 BOMBAS FUNCIONANDO

Como variante para las estaciones de 310 m3/h a 610 m3/h se ha incorporado la configuración con 4 bombas instaladas (3 funcionando, más 1 bomba de reserva) con la relación de caudales definida en el numeral 10.6 de las Normas de Diseño:

Q1´ = Q2´ = Qb/4

Q3´ = Q4´ = Qb/s

Siendo Q1´, Q2´, Q3´ y Q4´ los caudales normales de cada bomba, para la altura manométrica de diseño (con B1, B2 y B3 o bien con B1, B2 y B4 funcionando).

En forma similar a la configuración de 2 bombas en funcionamiento, se plantean los dos casos (conducciones independientes o una única conducción):

Impulsiones independientes:

H1 = H2 = H3

Q1 = Q2 = Qb/ 4

Q3 = Qb / 2


Planta Rectangular Dimesniones Caudales y Población Estimada Volumen Util

Qb

m3/h

P20

hab.

Q

m3/h

Amín(1)m

B(2)m

Cmáx

m

C´

m

D

m

E

m

F(2)m

L

m

P

m

X1

m

X2

m

Z

m

V1

m3

V2

m3

h1(3)

m

h2(3)

m

6085

100130190250310

20003000400050007500

1000012500

3045506595

125155

1.001.001.001.051.201.251.35

0.700.700.700.700.700.700.95

0.140.140.140.140.170.190.22

0.160.160.160.160.300.300.40

0.150.150.150.150.150.150.15

0.600.600.600.650.750.800.85

2.002.002.002.002.352.703.10

2.002.002.202.302.502.803.10

0.300.300.300.300.350.350.47

0.500.500.500.500.500.500.50

0.400.400.400.400.500.550.55

0.300.300.300.300.350.350.40

1.442.062.403.114.555.997.43

0.660.951.101.432.092.763.42

0.360.520.540.680.770.790.77

0.170.240.250.310.360.360.36

Qb = Q1 + Q2 = Caudal total de bombeoQ1 = Q2 = Q3 = Caudal elevado por cada bomba (coincide con el caudal nominal de cada bomba para la altura manométrica de diseño)

Cuadro Nº 5Estaciones de Bombeo de 60 a 310 m3/h (2000 a 12500 habitantes)

Planta Rectangular3 Bombas impulsando sobre una misma cañería (2 funcionando y 1 de reserva)

Cuadales y Población Dimensiones y volumen útil (4) Estimada

Qbm3/h

P20Hab.

Q1m3/h

Lm

V1m3

V2m3

H1m

H2m

6085

100130190250310

20003000400050007500

1000012500

42.059.570.091.0

133.0175.0217.0

1.851.902.202.302.502.803.10

2.012.853.354.366.378.39

10.40

0.040.060.070.090.130.170.22

0.540.750.760.951.081.111.08

0.010.020.020.020.020.020.02

Qb = Q1 = Q2 = Caudal total de bombeoQ´= Caudal nominal de cada una de las bombas para la altura manométrica de diseñoQ1 = 0,70 * Qb = Caudal estimado que aporta la bomba que arranca en el nivel inferior con la bomba superior detenida (5)Q2 = 0,30 * Qb = Incremento de caudal cuando la bomba superior funciona simultáneamente con la interior (5)

NOTAS:

(1) Mínima distancia admisible. Si resulta insuficiente para los equipos a instalar, incrementar “L”.

(2) Verificar en base a las electrobombas seleccionadas

(3) De requerirse alturas h1 y h2 diferentes, modificar “L”, incrementándola para reducir “h” o a la inversa, para aumentarlo.

(4) Las restantes dimensiones no se modifican

(5) Estos caudales deberán verificarse una vez conocida la curva H-Q de la bomba a instalar en la obra, recalculando V1, V2, h1 y h2.

(6) En todos los casos en que se modifiquen dimensiones, verificar que se mantiene ts < 0 = 30 minutos

Cuadro Nº 6Estaciones de bombeo de 380 a 610 m3/h (15.000 a 30.000 hab)

P20hab.

qcm3/d

QC20m3/d

alfa QE20m3/h

QCOm3/d

beta1 Alfa2 QBO m3/h

QLDm3/h

Qbm3/h

m

150002000022500250002750030000

0.250.250.250.250.250.25

375050005625625068757500

2.381.951.951.951.951.95

372406457508559609

251733563775419546145034

0.700.700.700.700.700.70

1.701.501.501.501.501.50

73.4197.87

110.11122.34134.58146.81

124.8146.8165.2183.5201.9220.2

380410460510560610

1.021.011.011.001.001.00

Cuadro Nº 7Estación de Bombeo de 380 a 610 m3/h (15000 a 30000 habitantes)

3 Bombas con impulsiones independientes (2 operando y 1 de reserva)Planta Rectangular

Qbm3/h

P20hab.

Q1 = Q´m3/h

fmáxa/h

V1m3

V2m3

Sm2

h1m

h2m

Vfm3

tsmin.

380410460510560610

150002000022500250002750030000

190205230255280305

444444

13.6614.7316.5318.3320.1321.92

6.286.787.608.439.26

10.08

13.2013.2013.2016.5016.5016.50

1.031.121.251.111.221.33

0.480.510.580.510.560.61

4.654.654.655.825.825.82

11.169.039.018.998.978.96

Q1 = Q2 = Q´= 0.50*Qb


3 Bombas conectadas a una misma cañería (2 operando y 1 de reserva)Planta Rectangular

Qbm3/h

P20hab.

Q1 = Q´m3/h

fmáxa/h

V1m3

V2m3

Sm2

h1m

h2m

Vfm3

tsmin.

380410460510560610

150002000022500250002750030000

266287322357392427

444444

19.1220.6323.1425.6628.1830.69

0.400.430.480.530.580.64

13.2013.2013.2016.5016.5016.50

1.451.561.751.561.711.86

0.030.030.040.030.040.04

4.654.654.655.825.825.82

15.6312.6512.6112.5912.5612.55

Q1 = 0.70*Qb Q2/Q1 = 0.429 V2/V1 = 0.018


3 Bombas instaladas (2 operando y 1 de reserva)Dimensiones (para ambos casos)

Qbm3/h

P20Hab.

Amínm

Bm

Cmáxm

C´m

Dm

Em

Fm

Lm

Pm

Zm

380410460510560610

150002000022500250002750030000

1.501.551.551.601.651.65

0.950.950.950.950.950.95

0.300.300.300.300.300.30

0.400.400.400.400.400.40

0.150.170.170.180.200.20

0.900.950.951.001.051.05

3.303.303.303.303.303.30

4.004.004.004.004.004.00

0.470.470.470.470.470.47

0.450.450.450.450.450.45

INSERTAR GRAFICOS

De las curvas de Pincice (figuras 3 y 4)

Q2 / Q1 = 1 V2´/V1´ 0,40

Q3 / Q1 = 2 V3´/V1´ 1,10

V1 = 1,15 * V1´

V2 = 1,15 * V2´

V3 = 1,15 * V3´

Unica impulsión:

H1 H2 H3

De las curvas de Pincince para 3 bombas (figura 4):

Q2 / Q1 = 0,90 V2´/ V1´= 0,31

Q3 / Q1 = 1,43 V3´ / V1´ = 0,64

V1 = 1,15 * V1´ h1 = V1 / S

V2 = 1,15 * V2´ h2 = V2 / S

V3 = 1,15 * V3´ h3 = V3 / S

En los cuadros 10 y 11 se han volcado los valores así calculados.

Cuadro Nº 10Estación de bombeo de 380 a 610 m3/h (15000 a 30000 habitantes)

4 bombas con impulsiones independientes (3 operando y 1 de reserva)Planta Rectangular

Qbm3/h

P20hab.

Q1m3/h

Q2m3/h

Q3m3/h

fmáxa/h

V1m3

V2m3

V3m3

Sm2

h1m

h2m

h3m

Vfm3

tsmin

380410460510560610

150002000022500250002750030000

95.0102.5115.0127.5140.0152.5

95.0102.5115.0127.5140.0152.5

190.0205.0230.0255.0280.0305.0

444444

6.837.378.279.1610.0610.96

3.143.393.804.224.635.04

8.649.3210.4611.5912.7313.87

17.0017.0017.0021.2521.2521.25

0.400.430.490.430.470.52

0.180.200.220.200.220.24

0.510.550.620.550.600.65

5.995.995.997.497.497.49

11.5210.189.7910.189.859.58

Q1 = Q2 = 0.50*Q3 Q2/Q1 = 1.00 V2/V1 = 0.40 Q4 = Q3 Q3/Q1 = 2.00 V3/V1 = 1.10

Cuadro Nº 11Estación de bombeo de 380 a 610 m3/h (15000 a 30000 habitantes)

4 bombas con impulsiones independientes (3 operando y 1 de reserva)Planta Rectangular

Qbm3/h

P20hab.

Q1m3/h

Q2m3/h

Q3m3/h

fmáxa/h

V1m3

V2m3

V3m3

Sm2

h1m

h2m

h3m

Vfm3

tsmin

380410460510560610

150002000022500250002750030000

114.0123.0138.0153.0168.0183.0

102.6110.7124.2137.7151.2164.7

163.4176.3197.8219.3240.8262.3

444444

8.198.849.9211.0012.0813.15

2.923.153.543.924.304.69

6.036.517.308.098.899.68

17.0017.0017.0021.2521.2521.25

0.480.520.580.520.570.62

0.170.190.210.180.200.22

0.350.380.430.380.420.46

5.995.995.997.497.497.49

12.0110.5010.1710.4910.219.99

Q2/Q1 = 0.90 Q3/Q1 = 1.43 V2/V1 0.31 V3/V1 0.64

5.- Verificación del Tiempo de Permanencia

El tiempo de permanencia ts del líquido en la cámara húmeda se verifica para el caudal mínimo diario del año inicial QBO (numeral 10.4 de las Normas de Diseño):

tsmáx = ts1 + ts2

Siendo Vf el volumen de fondo comprendido entre el nivel de parada de la bomba inferior y el fondo de la cámara.

En todos los casos, para evitar malos olores por septización, deberá cumplirse:

tsmáx < 30 minutos

En los cuadros correspondientes a cada estación se han volcado los valores de Vef y ts así calculados.

6.- VERIFICACION DE VELOCIDADES EN LAS REJAS CANASTOS

De acuerdo a lo especificado en el numeral 11.2.7 de las Normas de Diseño, la velocidad media en el canal de rejas para el caudal de autolimpieza QLO no deberá ser inferior a 0,40 m/s, con la reja canasta limpia y la velocidad de pasaje a través de las rejas no será superior a 1,20 m/s para QE20.

El tirante hs y la velocidad Us en el corto tramo del canal aguas abajo del canasto se obtiene en forma aproximada, por tanteos, aplicando la fórmula de Chezy con coeficiente de Manning. En la sección de la reja canasto de abertura “s” y espesor de barrotes “e” define la relación de espacios varios “E”:

La velocidad Up de pasaje entre los barrotes:

La pérdida de carga a través de la reja canasto limpia, está dada por:

y el tirante líquido en el canal de aproximación:

ha = hs + Jrl

Resultando una velocidad media en el mismo:

Según se observa en el cuadro 12, la velocidad Ua > 0,40 m/s verifica solo a partir de los 4.000 habitantes. Por consiguiente, se ha optado por reja canasto con canal de aproximación solo para las soluciones típicas de 15.000 a 30.000 habitantes. Los módulos de 200 a 12.500 habitantes se construirán con rejas canasto sin canal, ubicadas en forma tal que intercepten el flujo afluente directamente debajo de la cañería de ingreso.

Repitiendo el cálculo para QE20, se verifica que la velocidad UO de pasaje a través de los barrotes no exceda a 1,20 m/s. Los valores correspondientes a QE20 se han volcado en el cuadro 13. Se observa que para el rango de 25.000 a 30.000 habitantes se excede ligeramente (4,1%) la velocidad máxima admisible de 1,20 m/s. Dado que este caudal se presentare solo durante prácticamente una hora del año n = 20 del periodo de diseño, se considera razonable aceptar este muy pequeño exceso de velocidad de pasaje, dada la corta ocurrencia de tal situación y mantener el diseño adoptado para las estaciones tipo.

Cuadro Nº 12VELOCIDADES EN REJAS CANASTO LIMPIAS PARA QLO

Coeficiente de Manning = 0.014 Pendiente de fondo = 0.0001 m/mP20

habit.QLOm3/h

hsm

bsm

Usm/s

emm

smm

Er Upm/s

Jrlm

bam

ham

Uam/s

200300400500750100015002000300040005000750010000125001500020000250002750030000

1.592.393.193.985.987.9711.9515.9423.9133.2841.6062.4083.19

103.99124.79146.81183.52201.87220.22

0.0010.0010.0020.0020.0030.0050.0070.0090.0140.0190.0230.0350.0460.0560.0670.0780.0960.1040.113

0.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.60

0.810.810.810.810.810.810.810.810.820.820.830.840.850.860.870.870.890.900.90

3.173.173.173.173.173.173.176.356.356.356.356.356.356.359.529.529.529.529.52

35353535353535353535353535354545454545

0.9170.9170.9170.9170.9170.9170.9170.8460.8460.8460.8460.8460.8460.8460.8250.8250.8250.8250.825

0.880.880.880.880.880.880.890.960.970.970.980.991.001.011.051.081.081.091.10

0.0090.0090.0090.0090.0090.0090.0090.0190.0190.0200.0200.0200.0210.0210.0250.0260.0270.0270.028

0.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.60

0.010.010.010.010.010.010.020.030.030.040.040.050.070.080.090.100.120.130.14

0.070.110.140.160.220.270.350.260.340.400.450.530.580.620.630.650.690.710.72

Cuadro Nº 13VELOCIDADES EN REJAS CANASTO LIMPIAS PARA QE20

Coeficiente de Manning = 0.014 Pendiente de fondo = 0.0001 m/mP20

habit.QLOm3/h

hsm

bsm

Usm/s

emm

smm

Er Upm/s

Jrlm

bam

ham

Uam/s

200300400500

5.548.3111.0813.85

0.0030.0050.0060.008

0.600.600.600.60

0.810.810.810.81

3.173.173.173.17

35353535

0.9170.9170.9170.917

0.880.880.890.89

0.0090.0090.0090.009

0.600.600.600.60

0.0120.0140.0150.017

0.210.280.330.38

75010001500200030004000500075001000012500150002000022500250002750030000

20.7827.7141.6055.4083.1299.00

124.00186.00248.00310.00372.00406.00457.00508.00559.00609.00

0.0120.0160.0230.0310.0450.0540.0670.0970.1250.1550.1800.1950.2150.2350.2530.272

0.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.60

0.820.820.830.830.850.850.870.890.920.940.960.970.991.011.021.03

3.173.173.176.356.356.356.356.356.356.359.529.529.529.529.526.52

35353535353535353535454545454545

0.9170.9170.9170.8460.8460.8460.8460.8460.8460.8460.8250.8250.8250.8250.8250.825

0.890.890.900.991.001.011.021.051.081.111.161.181.201.221.241.25

0.0090.0090.0090.0200.0210.0210.0220.0230.0240.0250.0310.0320.0330.0340.0350.036

0.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.600.60

0.0210.0250.0330.0510.0660.0750.0890.1200.1490.1800.2110.2270.2480.2690.2880.308

0.460.520.590.500.580.610.650.720.770.800.810.830.850.870.900.91

PROYECTO: 7.- IMPACTO AMBIENTAL

ALTERNATIVA: 7.1.- EVALUACION DEL IMPACTO AMBIENTAL DEL CASO TEORICO “i”

Ejemplo de estudio semi-detallado

a) LA LOCALIDAD

1.- Características locales y del entorno

Altitud sobre el nivel medio del mar: 192 m.

Temperatura: mes más caluroso – enero: 21,6ºCmes mas frío – julio: 6º C(promedio años 1941 – 1950)

Precipitación media anual en 30 años de observación: 170 mm

Precipitación en el trimestre más caluroso (D-E-F): 27 mm.

Precipitación en el trimestre más frío (J-J-A): 43 mm.

Vientos dominantes: del cuadrante oeste-sudoeste

El medio que rodea a la localidad es el característico de la pampa sureña, con suaves ondulaciones, algunas vegas o mallines, destacándose como vegetación el arbusto enchaparrado y el coirón, pasto éste que permite el engorde del ganado, especialmente del ovino de la región. No existen en las inmediaciones lagos, ríos o arroyos.

2.- Medios de transporte y fuentes de trabajo

La localidad se encuentra unida a la capital de la provincia por medio del ferrocarril y ruta mejorada. Existe una frecuencia diaria de servicios de ómnibus.

Las actividades de la localidad se relacionan con las tareas de campo, principalmente la ganadería, con la existencia de pequeños talleres e industrias y la prestación de servicios, en función a su estratégica situación respecto a las comunicaciones.

3.- Caracterización urbana, equipamiento comunitario y organización social

La localidad se encuentra a 5 kilómetros del cruce de rutas. Su trazado se ha desarrollado conforme al tradicional damero colonial a partir de su fundación, hace 80 años, cuando sirvió de posta de relevo para la línea de abastecimientos a los fortines de frontera.

Se destaca la zona céntrica, ubicada al norte de la estación del ferrocarril, sede de las oficinas públicas provinciales y municipales y de comercios, bancos, iglesia, etc. Cuenta con escuelas de enseñanza primaria, secundaria y jardín de infantes. Un hospital provincial regional atiende los requerimientos de la ciudad y su área de influencia. Otras actividades se relacionan con correos y telégrafos, registro civil, comisaría, juzgado de paz, cuerpo de bomberos voluntarios, clubes sociales y deportivos, comisión de fomento, biblioteca, estación de radio, repetidora de televisión, estaciones de servicio y talleres diversos.

Es aún importante el número de terrenos baldíos dentro del casco urbano, posiblemente por la retención especulativa que se hace de ellos, o por problemas sucesorios y otros legales comunes a este tipo de localidades; sin embargo, la expansión física de la ciudad se lleva a cabo conforme las previsiones del Plan Regulador confeccionado por la Municipalidad, hacia las orientaciones norte y oeste, que se consideran las más favorables para el asentamiento humano.

Las viviendas están construidas con materiales tradicionales, no existiendo barrios de viviendas precarias y cuentan por lo general con baño instalado, e instalaciones sanitarias domiciliarias completas.

A partir de la habilitación del nuevo servicio de agua potable, que ha permitido la plantación de árboles y la creación de jardines, la localidad ha registrado un sostenido desarrollo edilicio en un marco general de limpieza y pulcritud, lo cual hace presumir que la población disfruta de una relativa buena calidad de vida.

4.- Infraestructura

Las calles céntricas son pavimentadas y un número apreciable de las de tierra cuentan con cordón cuneta. El alumbrado público es a gas de mercurio en la totalidad de las calles edificadas con viviendas. La red de teléfonos está conectada al sistema nacional y atiende a 800 usuarios. El radio servido con gas natural comprende aproximadamente al 60% del casco urbano. Se presta servicio de recolección de residuos sólidos domiciliarios a la casi totalidad de la población urbana, efectuándose la disposición final por medio de la técnica de relleno sanitario, para lo cual se utilizan antiguas tosqueras formadas al este de la localidad, por la extracción de suelos seleccionados para la construcción de la nueva ruta.

La Cooperativa de Servicios Públicos, cuya fundación data del año 1970, atiende los servicios de agua potable, energía, teléfono y gas, además de otros

menores. Está previsto que tome a su cargo también el servicio de desagües cloacales, de próxima ejecución, cuya primera etapa atenderá al 60% de la población en un lapso de 10 años, contados desde su habilitación.

5.-Sistema de agua potable existente

El Establecimiento proyectado para ser ampliado en etapas funcionales, está compuesto por: captación sobre el río, aducción, planta de tratamiento con reserva y estación elevadora. A partir de allí un acueducto de PVC de 300 mm de diámetro y 22 km de longitud transporta el agua hasta una cisterna de 5.000 m3 de capacidad, ubicada junto con el tanque elevado de 1.500 m3 y 26 m de cota de fondo en la parte más alta de la localidad. La red de distribución en igual material y las conexiones domiciliarias permiten atender con calidad y en cantidad suficientes al 98% de la población.

Todo el sistema está proyectado para atender los requerimientos de la población hasta el año 2005, incluyendo la mayor dotación que origine el servicio de desagües cloacales, previéndose su ampliación solo a partir de esa fecha y en relación a los componentes que así lo requieran.

La Municipalidad ha utilizado el Plan Regulador de la ciudad como herramienta para mejorar la calidad de vida de sus habitantes. Dentro de ese marco, la Cooperativa de Servicios Públicos ha llevado a cabo una obra que les otorga una adecuada dotación unitaria durante los próximos años, no solamente para el consumo doméstico, sino también para el riego de jardines, prohibiéndose en cambio la utilización del líquido para regar huertas.

Cabe recordar que los pozos ejecutados en 1ª (6 m), 2ª y 3ª napa, han dado, salvo casos aislados, aguas de escaso caudal y calidades no apropiadas para el consumo humano por su excesivo contenido de flúor y generalizada dureza. Dichas aguas sólo son utilizadas por la Municipalidad para el riego de canteros y de calles de tierra durante los meses del verano y para la limpieza general de las instalaciones por el matadero. Algunas viviendas conservan la antigua perforación a 1ª o 2ª napa para riego de sus huertas, con el potencial riesgo que ello puede representar.

Las intensas campañas de educación sanitaria y de uso correcto del agua, efectuadas tanto por la Municipalidad como por la Cooperativa de Servicios, han dado un resultado positivo, no registrándose abuso en el consumo. Por otro lado, la adecuada conservación del parque de medidores y la tarifa social adoptada, que privilegia la misma hasta los 15 m3 por conexión por mes y la acrecenta en forma sostenida a partir de ese nivel, conlleva a la optimización de uso del líquido. El promedio mensual que arrojan las estadísticas de los últimos 5 años señala que nunca se ha superado el nivel de 25 m3 por conexión.

La operación del sistema de agua potable es correcta, siendo clasificada la calidad del agua como apta para el consumo por los periódicos análisis que se llevan a cabo, tanto en la fase físico-química como en la bacteriológica. En genera, los aspectos organolépticos no generan quejas entre los usuarios, usándose sin restricciones en la preparación del café, mate y otras infusiones.

Previo a su última ampliación, se instaló un medidor totalizador en la bajada del tanque, conectado a un registrador electrónico de los consumos horarios, lo que ha permitido obtener valores diarios, mensuales y anuales en los últimos 5 años. Dichas curvas posibilitan conocer en detalle los hábitos de la población en materia de consumo de agua potable, creando un instrumento apropiado para predecir con certeza las variaciones del caudal a ingresar a la planta de tratamiento de líquidos cloacales, desde el momento de su habilitación. Asimismo, ha permitido llevar a cabo el mejoramiento operativo del sistema de agua potable, optimizando su funcionamiento, operación y mantenimiento.

6.- Sistema de evacuación de excretas existente

Los efluentes cloacales son evacuados en la actualidad a través de instalaciones domiciliarias compuestas por cámaras sépticas y pozo negro. La permeabilidad de los suelos favorece dicha disposición en general, aunque se ha detectado la presencia, en algunas zonas, de lentes de suelos impermeables de altura variable, que dificultan la operación.

Asimismo, donde el número de habitantes se concentra (escuelas, hospital, restaurantes, viviendas del radio céntrico, etc.), o cuando la ejecución del pozo negro no ha sido la correcta, se han apreciado fenómenos de colmatación cada vez más frecuentes, con ocasional vertido del líquido a la calle y el consiguiente problema sanitario, lo cual obligó a la construcción de nuevos pozos en los fondos de los terrenos o aún en las veredas, sin que ello aporte soluciones definitivas.

El periodo de desagote se ha ido acortando, elevándose en consecuencia el gasto originado en ese rubro, haciéndose oneroso y sin perspectivas de solución en el corto plazo para aquellos usuarios de mayor consumo.

El regimiento ha construido una colectora que desagota los efluentes sin tratamiento a una laguna distante unos 500 metros. La población utiliza el espejo de agua congelada, en algunos inviernos, como pista de patinaje, sin conocer el origen de los líquidos y con evidentes riesgos para su salud.

Finalmente, la falta de un sistema colectivo de desagües cloacales ha inhibido la construcción de edificios en altura, promoviendo una innecesaria ocupación del suelo como expansión urbana, fenómeno que habrá de corregirse luego de la puesta en marcha de las obras de saneamiento que se proponen por este proyecto.

7.- Descripción del nuevo proyecto de evacuación de excretas

La población actual es de 9.950 habitantes y la de diseño a 24 años (4 años por ejecución del proyecto, obtención del financiamiento de Organismo Internacional y ejecución de la obra y 20 años de periodo de diseño) se ha previsto alcanzará los 19.500 habitantes.

En una primera etapa se atenderá el 60% de la población y con ampliaciones sucesivas, se ha previsto alcanzar el 85% de la misma.

El sistema es unitario y está compuesto por una red de colectoras, conexiones domiciliarias, colectores generales y cloaca máxima de 4.350 m, todas

de PVC con juntas de caucho sintético. La planta depuradora será también construida en etapas, consistiendo la primera de ellas en rejas, dos series de lagunas rectangulares de flujo continuo anaeróbicas, facultativas y de acabado, dispuestas en tal forma que el eje longitudinal de la serie coincida con la dirección de los vientos dominantes y su sentido sea contrario al flujo en las lagunas, terraplenes, cañerías de intercomunicación, canaletas Parshall, obra de descarga, local depósito, baños, obras menores y complementarias, etc.

El relevamiento de industrias ha permitido establecer que éstas son de reducida magnitud. No utilizan el agua para la elaboración de sus productos y sólo aportarán al sistema los efluentes provenientes de sus instalaciones sanitarias. Existe un matadero ubicado en los suburbios y cercano a la traza de la cloaca máxima, que carnea 3 veces por semana, cuenta con cámara frigorífica y abastece a la población y al área de influencia. Existe un proyecto de ampliación para los próximos años, con la meta de carnear de lunes a viernes.

La tarifa a aplicar será por medidor y de acuerdo con su concentración de DBO. Asimismo, el estiércol deberá ser barrido y enviado al relleno sanitario. En el numeral correspondiente de la memoria técnica, se describe una serie de medidas que deberá cumplir el matadero para una mejor disposición de sus desechos. El hospital regional incinera todos sus desechos, por lo que sólo se consideraron los líquidos provenientes de las limpiezas e instalaciones sanitarias comunes.

La observación de fotomosaicos aéreos del IGM e INTA, junto con el relevamiento altimétrico llevado a cabo durante las tareas preliminares, permiten constatar la evolución que ha tenido la planta urbana a través de los años. Las pendientes se observan de oeste a este y, en menor escala, de norte a sur, por lo que la ubicación de los conductos de colectores generales, cloaca máxima y planta depuradora, tienen una definida localización hacia el este.

El Plan Regulador confeccionado por la Municipalidad advertía que hacia esa orientación ya se encontraban localizados el matadero y varias industrias menores, ratificando ese desarrollo con la implantación propuesta del futuro Parque Industrial, en el que se prevé se establezcan solamente aquellas industrias que no necesitan agua para sus procesos, en vista de ser éste un elemento vital para la subsistencia de la población y de costosa obtención.

El Plan Regulador ha proporcionado al proyectista una herramienta eficaz y un ahorro de tiempo y de trabajo, para la delimitación de las zonas de crecimiento futuro, las densidades previsibles por hectárea, la ubicación de las industrias, etc., dando además la seguridad de perdurabilidad en el tiempo, porque las soluciones adoptadas se encajan dentro de un marco ya aprobado institucionalmente.

Las alternativas de solución del sistema de desagües cloacales son escasas y de limitada significación. En la red de colectores generales, se reduce a la elección del lugar de cruce de la vía férrea proveniente del área sur de la localidad y otra variante de otro colector general que baja de la zona norte. La ubicación de la cloaca máxima y en consecuencia, la de la planta de tratamiento, resultan naturalmente al tener en cuenta las pendientes de los terrenos, las calles ya abiertas por Ordenanza y la existencia de terrenos fiscales.

Quedan como alternativas, la ejecución de la cloaca máxima en dos etapas (en paralelo y menor diámetro) y la elección del tipo de tratamiento a utilizar. Varias son las razones que se han tenido en cuenta para arriba a la decisión sobre el tratamiento más adecuado a aplicar:

1. Mínimo costo inicial de construcción, contribuyendo a ello la utilización de excavaciones existentes, ubicadas en terrenos fiscales.

2. Reuso de los efluentes para agricultura y acuicultura y otros usos que podrían determinarse oportunamente, si las condiciones físico-químicas, los caudales y costos de la disposición de los efluentes resultantes así lo permiten, como por ejemplo piscicultura, recreación, etc., según lo indican las Guías Microbiológicas de calidad para Uso de Aguas Residuales en la Agricultura, de la OMS.

3. Mínimo costo de operación y mantenimiento.

4. Los demás métodos de tratamiento no garantizan la eliminación de huevos y quistes de los parásitos patógenos.

8.- Destino de los efluentes

Durante la confección del proyecto, el equipo de profesionales intervinientes interesó al Comitente (Cooperativa de Servicios Públicos) sobre la posibilidad de reutilizar los efluentes del sistema a construir. El bajo nivel de las precipitaciones, la escasez de agua en la región, la falta de espacios para la recreación de la población, la escasez de frutas y verduras en la zona y los mejores rendimientos que se obtienen de los cultivos regados con aguas residuales fueron oportunos argumentos para interesar primero a los integrantes de la cooperativa y luego a las autoridades municipales, quienes se sintieron inclinados a profundizar los estudios preliminares sobre el reuso de los efluentes en un proyecto de múltiples propósitos. Se aportó abundante bibliografía proveniente de varios países de América y Europa y se visitaron zonas de provincia de Mendoza donde se utilizan los efluentes para el riego de cultivos.

La falta de recursos locales, tanto humanos como económicos, para llevar a cabo un emprendimiento de esta naturaleza, hizo necesario recurrir a las autoridades del nivel provincial, quienes mostrando un alto interés desde el comienzo, designaron una comisión para que definiera el tipo y forma de apoyo que se prestaría a dicha iniciativa. La comisión, presidida por la autoridad de aplicación de la Ley de Impacto Ambiental, delineó la estrategia a seguir, elevando al Poder Ejecutivo un proyecto de Decreto por el cual se declara a los estudios y obras a encarar como experiencia piloto de interés provincial. Se delineó y firmó un convenio marco entre la Autoridad de Aplicación, la Municipalidad y la Cooperativa de Servicios Públicos, por el cual se establecían los roles de cada una de las partes, del que emergerían otros convenios más específicos.

La duración del convenio se fijó, en principio, hasta la ejecución y puesta en marcha de la primera etapa, estimada en no menos de 5 años, ampliables de común acuerdo y en función de la marcha de los trabajos, teniéndose como premisa fundamental que el Estado Provincial aportaría fondos para encarar el proyecto, apoyaría y suministraría medios económicos y humanos para efectuar la totalidad de

los estudios e investigaciones y las obras de la primera etapa que se estableciera, retirándose como integrante del emprendimiento en la medida que las otras partes fueran tomando capacidad económica y profesional para continuar con las tareas y mantener lo que hasta allí se hubiera ejecutado. A partir de ese momento, la Autoridad de Aplicación quedaría con su función específica, según lo establece la Ley sobre evaluación y control del impacto ambiental.

Las directrices del convenio marco privilegiaron el reuso de los efluentes cloacales en las siguientes áreas:

a ) Forestaciónb ) Creación de parques y zonas de recreaciónc ) Pisciculturad ) Irrigación de tierras para cultivo de hortalizas y forrajee ) Recarga de acuíferos

La priorización de cada una de ellas y su cuantificación se obtendrán como resultado de la investigación y proyecto integral que se llevará a cabo. Todas estas directrices tienen por objeto la conservación del medio ambiente y de la salud de la población. El equipo interdisciplinario puesto en funciones efectuó la programación de los trabajos, estableciendo un diagrama preliminar de inversiones y utilización de equipos y profesionales.

Se iniciaron las tareas de investigación con trabajos de campo, llevando a cabo los estudios de suelos y aguas subterráneas en un área que incluía, además de la propia localidad, un entorno de varios kilómetros cuadrados mayor que el estudiado por los proyectistas, que sirvió como elemento de base.

Se realizó un mapeo de las características físico-químicas de las aguas de las distintas napas, se obtuvo la red de flujo a través de un mapeo isofreático, se estudiaron las cualidades de los suelos, etc. Los estudios llevados a cabo tendían a conocer con precisión las características hidrogeológicas del área, previo a la inauguración del servicio de desagües cloacales y permitir suministrar datos básicos para la concreción del proyecto general.

El programa de monitoreo se efectúa a través de una amplia red que tiene el carácter de permanente y continúa agregando datos a los ya obtenidos, verificándose la existencia o no de desvíos en los parámetros establecidos, en cuyo caso cabría determinar las causas que los hubieran provocado, actuando sobre las mismas (por ejemplo, lixiviado de un relleno sanitario). La misma tarea se continuará desarrollando luego de la habilitación del servicio de desagües cloacales.

Se está trabajando en la etapa de determinación del programa general de utilización de las tierras y cavas, en función del incremento de caudales que se verificará a partir de la estabilización del sistema, una vez inaugurado. Dichos caudales serán variables para las distintas épocas del año, pero se verán incrementados por el número de conexiones que año tras año se irán agregando al sistema. Se estudiará la aplicación de lodos para fertilización de las tierras. La o las cavas que pudieran utilizarse tendrán la misión de almacenar los efluentes y en consecuencia, la regulación de los flujos de entrada y salida. En su momento, también asumirían la función de laguna de acabado o pulimento, para lo cual se las

impermeabilizará, fijándose su volumen de acuerdo con las necesidades. A las mismas se dirigirán, por cunetas de camino, las aguas provenientes de las precipitaciones de la cuenca.

Se ha previsto la priorización de las directrices en función de ese caudal, de las lluvias que la serie histórica suministra como promedio y del balance hídrico de los suelos que se han estudiado detenidamente. Se prestará especial atención al problema de eutroficación de las aguas y el reuso de los lodos.

El convenio marco establece que la operación de las distintas actividades deberá preferentemente ser ejercida por empresas privadas, o al menos, con criterio empresario, debiendo estudiarse la rentabilidad de cada área. Se está capacitando al personal que tendrá a su cargo las tareas de campo para la extracción de muestras y al personal del laboratorio que la Autoridad de Aplicación instalará en la localidad con carácter de regional, porque desde allí se atenderán los pedidos que requieran localidades vecinas. En la selección del personal, se ha dispuesto por preferencia a los residentes de la propia localidad.

b) ESTUDIO DEL IMPACTO AMBIENTAL

1.- Evaluación de la calidad ambiental existente

Las estadísticas obrantes en el Hospital Regional de la localidad y las consultas efectuadas a los médicos más connotados de la misma, han arrojado una clara y precisa calificación de la inexistencia de enfermedades de origen hídrico. Desde el año 1970, fecha en que se inauguró el primer servicio de agua potable, la situación sanitaria de la población ha ido mejorando sensible y progresivamente. La existencia de manchas de flúor en los dientes de las personas mayores de 30 años solamente, es el signo visible de la desaparición de esa anomalía. Salvo casos aislados, no se han dado problemas gastrointestinales en los niños durante los últimos periodos estivales. Todo ello hace suponer una buena y estable calidad sanitaria de la población.

No existen industrias con emisiones de gases tóxicos a la atmósfera, ni que produzcan desechos líquidos o sólidos que contaminen los suelos y napas, ni que generen ruidos capaces de alterar anímicamente a las personas.

La puesta en funcionamiento del servicio de agua potable y sus sucesivas mejoras, han generado una progresiva migración hacia la localidad, con el consiguiente aumento en el valor de la tierra, registrándose un sustantivo incremento en los índices municipales de nuevas construcciones a través de los años.

En relación a la situación ambiental futura de la localidad si no se ejecutara la obra de saneamiento, se producirían sin dudas numerosos casos de vuelco de las aguas servidas a las cunetas y calles pavimentadas, agravándose la situación con el tiempo y dando origen a cuadros de enfermedades gastrointestinales en los grupos de alto riesgo (lactantes, ancianos, etc.). Puede preverse a raíz de ello que algunos particulares de mayor poder económico, procurarán soluciones por la vía de la ejecución de obras de traslado de los efluentes hacia puntos bajos de la localidad, concentrando en ellos aguas de alto poder contaminante y creando en consecuencia, condiciones propicias para la proliferación de vectores y

enfermedades. La calidad de vida de los habitantes se vería afectada, así como la estética urbana, inhibiendo a la localidad de encarar algunas edificaciones en altura.

2.- Identificación de los impactos ambientales que producirá el nuevo proyecto y evaluación de los mismos

Los impactos ambientales positivos que puedan producirse con motivo de la implantación de un sistema de desagües cloacales serán directos, de carácter permanente y del tipo local, ya que solo benefician a la población que sirven. El nuevo sistema le concederá un mejor nivel de vida y la posibilidad de edificar en altura en las zonas céntricas que por tal motivo se valorizarán.

Durante la obra

Durante la ejecución de las obras, habrán de ser accidentales, temporarios y remediables, salvo casos aislados. La probabilidad de ocurrencia dependerá de las medidas de prevención que tome el Contratista de la obra y de su experiencia, aunque ello no logre evitar totalmente el riesgo.

En lo que respecta al área de afectación, estará exclusivamente limitada por los frentes de trabajo en las calles en que se ejecuten las obras, por lo que se tratará de efectos temporarios y reversibles. El proyecto que nos ocupa no requiere la construcción de zanjas profundas o estaciones elevadoras de bombeo, ni el empleo de explosivos para la disgregación de suelos, por lo que se descartan eventuales daños a viviendas o edificios de terceros, en lo que contribuye la buena consistencia de los terrenos.

Los impactos negativos durante la construcción de esta obra serán como se ha visto de escasa probabilidad de ocurrencia, circunscriptos a la zona de ejecución y de corta duración. Los pliegos que integran el proyecto ejecutivo incluyen artículos que tratan sobre los medios y las medidas de seguridad para prevenir las posibilidades de ocurrencia y la mitigación de sus efectos. Por su parte, la Cooperativa tiene personal idóneo para el control de la ejecución de la obra.

Funcionamiento normal

Los impactos negativos originados durante la normal explotación del sistema debieran ser mínimos, ya que la operación y mantenimiento del mismo tendría que ser llevado a cabo en tiempo y forma conforme con los manuales agregados al proyecto, en los que se suministran soluciones para cada situación particular.

Ello no obsta para que eventualmente alguna falla pueda acontecer, provocada por incorrecto manejo del operador y/o falta de adiestramiento. Los cursos de adiestramiento constante son un buen reaseguro para prevenir las fallas sistemáticas. El funcionamiento normal del sistema habrá de alcanzarse con el número mínimo de usuarios conectados y, de acuerdo con lo consignado en la memoria técnica, deberá alcanzarse una reducción del 90% de la DBO soluble.

Deberán llevarse a cabo las tareas de mantenimiento mencionadas en el manual, tales como la limpieza de las zonas de cortocircuitos, la eliminación de malezas dentro y fuera de la laguna, el manejo de las cargas de acuerdo al flujo,

para evitar desbordes o secamiento, etc. Todo ello implica la ejecución de trabajos que tienden a asegurar el funcionamiento normal del sistema y, en consecuencia, la entrega del efluente en las condiciones que fija el diseño. El Manual de Operaciones atiende a los trabajos a desarrollar en la etapa inicial de puesta en marcha, en la de rutina y para el caso de emergencia.

Funcionamiento anormal

Por funcionamiento anormal se entiende toda acción que implique un desvío que puede atentar sobre la calidad del efluente que se entrega, o sobre los operadores del sistema, o consecuencias sobre los habitantes de la localidad, tales como emisión de olores, proliferación de moscas y mosquitos, etc.

En general, la operación y mantenimiento de las lagunas de estabilización no ofrece problemas impredecibles, salvo los originados por incorrecto manejo por parte del operador. Estos pueden deberse a causas excepcionales, o por sobrecargas producidas durante la ejecución de ampliaciones parciales del sistema. El manipuleo de hipoclorito de calcio o de sodio para la cloración no ofrece inconvenientes, a diferencia del cloro gaseoso, que sí se considera un elemento peligroso y requiere de una instalación especial para amortiguar o anular sus efectos en caso de accidentes. El manejo de los productos químicos, como herbicidas o larvicidas, ha de ser cuidadoso, para evitar las peligrosas consecuencias que entraña no seguir las recomendaciones pertinentes (uso de malathion o palathion).

Los cortocircuitos en las instalaciones eléctricas provocados por el desaste o falta de mantenimiento de los equipos eléctricos, o el deficiente manejo del bote para la eliminación de malezas, pueden también ser origen de accidentes de distinta gravedad. Todas las operaciones, tanto de funcionamiento como de mantenimiento correctivo o preventivo, se encuentran especificadas en el Manual del Operador que se adjunta al proyecto y que deberá ser consultado toda vez que sea necesario.

En lo referente a la red de colectoras, colectores y cloaca máxima, deberá prestarse particular atención, entre otros problemas, a las entradas de las bocas de registro, ateniéndose a las medidas de seguridad de rigor. Explosiones y asfixia provocadas por gases o deficiencias de oxígeno, o fugas de redes de gas natural que corren paralelas, pueden llegar a ser causas de peligrosos accidentes. Deberá tenerse en cuenta que la mayoría de los accidentes son provocados por la rutina de las tareas. Los cursos de adiestramiento tienden a recordar y disminuir el riesgo de estas fallas.

Respecto a la capacidad institucional de la Cooperativa, se estima que le permitirá valorar y corregir los impactos que eventualmente se produzcan durante la operación, siempre que cumpla con los requisitos de personal y correspondiente adiestramiento, tal como se indica en el respectivo numeral de la memoria técnica del proyecto ejecutivo.

3.- Forma de mitigación o eliminación de los impactos ambientales negativos durante la ejecución de la obra y en la operación del sistema

a) Durante la ejecución de la obra

A continuación se citan los artículos de los Pliegos del llamado a licitación que tratan, entre otros temas, de la forma de mitigar o eliminar los impactos ambientales negativos que puedan presentarse en el transcurso de la ejecución de la obra:

Señalamiento diurno y nocturno, Art. 60 P.C.G. Apuntalamiento en zanjas profundas o terrenos disgregables, Art. 26 P.C.P. Restricciones al tránsito de peatones y automotores, Art. 62 P.C.G. Restricciones a la entrada y salida de los automotores, Art. 27 P.C.P. Destino de las aguas provenientes de las pruebas hidráulicas, Art. 28 P.C.P. Uso de los cajones o bolsones para la guarda de suelos excavados en la zona

céntrica, Art. 29 P.C.P. Rotura de pavimentos y veredas con martillo neumático, Art. 30 P.C.P. Pozos negros en veredas, continuidad del servicio, Art. 31 P.C.P. Cruce de vías férreas, Art. 32 P.C.P. Cruce de caminos y ruta provincial, desvíos, Art. 33 P.C.P. Apertura de zanjas, duración excesiva, Art. 14 P.C.P. Utilización de equipos mecánicos, Art. 36 P.C.P. Zanjas cercanas a líneas de alta tensión, Art. 36 P.C.P. Infraestructura subterránea, detección y cuidado a emplear, Art. 37 P.C.P. Tiempos para la preparación de veredas y pavimentos, Art. 40 P.C.P. Primeros auxilios, Art. 62 P.C.P. Prevención de lesiones, Art. 63 P.C.P.

b) Durante la operación del sistema

A continuación, se extraen del Manual de Operación y Mantenimiento, los artículos que tratan sobre la forma de mitigación o eliminación de los impactos ambientales provenientes de la operación normal y anormal del sistema proyectado.

Red de colectoras, colectores y cloaca máxima Medidas de higiene, Art. 22 MOM Equipos a utilizar en las tareas de operación y mantenimiento, Art. 23 MOM Bocas de registro con derrames, Art. 24 MOM Presencia de insectos, Art. 25 MOM Cuidado en el manejo de las tapas de hºfº, Art. 32 MOM Uso de productos químicos para eliminar raíces, Art. 39 MOM Reparaciones; señalamiento diurno y nocturno, Art. 42 MOM. Primeros auxilios, Art. 55 MOM Prevención de lesiones, At. 62 MOM Prevención de infecciones, Art. 63 MOM Prevención contra gases nocivos e inflamables y deficiencia de oxígeno en las

bocas de registro; pruebas, Art. 69 MOM

Planta de tratamiento

Medidas de higiene, Art. 72 MOM Equipos a utilizar, Art. 73 MOM Dificultades al iniciar la operación; vuelco de efluentes provenientes de pozos

negros, Art. 74 MOM

Tendencia de las lagunas a secarse, Art. 75 MOM. Tendencia de las lagunas a desbordarse, Art. 76 MOM Producción de malos olores, Art. 77 MOM Problemas con los terraplenes, Art. 79 MOM Problemas con las obras de arte, Art. 80 MOM Disposición de lodos, Art. 83 MOM Uso de productos químicos, Art. 95 MOM Primeros auxilios, Art. 96 MOM Prevención de lesiones, Art. 97 MOM Prevención de infecciones, Art. 98 MOM Medidas de seguridad, timbre Art. 99 MOM Medidas a adoptar en casos de emergencia, Art. 100 MOM

4.- Programa de Monitoreo

Para el presente proyecto se han establecido dos sectores nítidamente diferenciados; el primero, operado y mantenido por la Cooperativa, tendrá a su cargo la responsabilidad de atender el manejo y control de los efluentes desde su recolección a través de las conexiones domiciliarias, hasta su entrega para los destinos que determine el estudio del reuso de los mismos. Se incluye en dicho control el de los efluentes originados en las industrias existentes y en las que se instalan en el futuro y la recepción de aguas negras de los pozos ubicados fuera del radio servido, llevados por camiones atmosféricos. Todas estas actividades confluyen en la obligación de entregar un efluente de la calidad requerida para su reuso.

El segundo sector está determinado por el área donde se utilicen efluentes entregados por la Cooperativa en medidor, los que serán usados con propósitos múltiples, de acuerdo con los resultados que arrojen las investigaciones y estudios actualmente en curso, dentro del convenio marco entre la Autoridad de Aplicación, la Municipalidad y la Cooperativa.

Control

Se ha previsto un programa de control preventivo que incluirá:

1.- Mediciones y determinaciones físicas2.- Determinaciones químicas inorgánicas3.- Parámetros químicos orgánicos4.- Parámetros microbiológicos

Para cada uno de sus componentes, se ha detallado el criterio de selección aplicado (para control, para correlaciones, etc.), la frecuencia con que será medido el perfil estacional durante las 24 horas, etc.) y el tipo de observación y de muestreo que se ha de realizar (puntual, perfil puntual, al azar para una hora determinada, compuesta durante las 24 horas cada hora, etc.). La Cooperativa efectuará tareas de control y monitoreo del relleno sanitario y en los pozos de observación ubicados aguas abajo de las lagunas de la planta de tratamiento, que permitirán evaluar las pérdidas que se producen y la calidad del lixiviado.

Laboratorio

En lo referente al laboratorio donde se efectuarán los análisis y ensayos que correspondan, se utilizará el que a la brevedad instalará la Autoridad de Aplicación. La Cooperativa, como productora de un bien de uso, deberá llevar los controles de calidad de su producto, independientemente de los que pueda llevar la Autoridad de Aplicación, o los agentes receptores de los efluentes. Se ha dispuesto instalar un laboratorio completo para atender a todas las actividades en su área de influencia, equipado con todos los adelantos técnicos para llevar a cabo los análisis físico-químicos, bioquímicos y microbiológicos que demanden las mismas, conforme lo determinado por la Ley de Impacto Ambiental.

La Cooperativa mantendrá el control de la calidad del efluente que entrega, efectuando a través de su operador o personal especializado la extracción de muestras que se remitirán al laboratorio ya mencionado, lectura de datos, identificación de olores y colores, etc. que correspondan. La Gerencia de Saneamiento de la Cooperativa suministrará los formularios a usarse en el nuevo servicio y las áreas de Administración y Técnica aportarán su respectiva infraestructura para dar al servicio un adecuado nivel de eficiencia. La información será procesada por computadora, lo que dará al control y evaluación una herramienta eficaz para aplicar en forma rápida las medidas correctivas que correspondan.

Personal

En lo referente al personal superior, la Cooperativa ya cuenta con dos ingenieros de nivel gerencial, siendo uno de los mismos civil con orientación hidráulica. La Cooperativa ha dispuesto su asistencia a un curso intensivo de Ingeniería Sanitaria. El numeral correspondiente de la memoria técnica incorporada al proyecto ejecutivo, consigna detalladamente el personal restante que hace falta incorporar y sus niveles de instrucción.

Previsiones

Por último, cabe señalar que en el pliego del llamado a licitación, se incluyen, entre otros, los siguientes rubros a ser provistos por el Contratista de la obra:

Movilidad para la inspección, la que quedará en poder de la Cooperativa al término de la obra.

Equipo para atender la operación del sistema. Equipos y elementos de laboratorio. Equipos para la extracción de muestras. Reactivos para los dos primeros años de funcionamiento. Estación meteorológica completa.

Area de reuso

En lo referente al control del área de reuso de los efluentes, ya se han instalado una serie de pozos de monitoreo, estratégicamente ubicados, donde se están efectuando análisis físico-químicos de las aguas provenientes de las distintas

napas. Una vez iniciada la operación del sistema, se deberá continuar con dichos muestreos a fin de verificar la permanencia de los datos, sus variaciones y las evaluaciones que correspondan en los aspectos hidráulicos, físico-químicos y microbiológicos.

Asimismo, se habrán de desarrollar programas de estudios de contaminantes en las plantas acuáticas, peces, productos agrícolas y/o forestales del cuerpo receptor.

5.- Obras de compensación ambiental

Con el fin de lograr una visión del conjunto más agradable, se plantarán árboles de hoja perenne sobre el perímetro total de la planta. Su disposición consistirá en un mínimo de 3 hileras de árboles, en tresbolillo, cuidando que no quiten el asoleamiento de las instalaciones en ninguna época del año y que la distancia entre ellos y con el alambrado perimetral permita la eliminación de malezas.

Esa cortina de árboles se densificará en la dirección del viento dominante, para la protección inicial de la plantación y como cortaviento, para la del propio establecimiento. El proyecto incluye asimismo la parquización general del establecimiento, donde se implantarán macizos de árboles y arbustos, con criterio estético. El régimen de mantenimiento del parque del establecimiento, que se incluye en el Manual de Operaciones y Mantenimiento (MOM), servirá como testimonio del fiel cumplimiento de las normas de mantenimiento para otros elementos menos aparentes.

6.- Planilla resumen del Impacto Ambiental

A título de ejemplo, pero referida al caso “ii” que sigue, se transcribe como anexo en el cuadro 8 la Planilla Resumen de Evaluación del Impacto Ambiental.

ALTERNATIVA: 7.1.- EVALUACION DE IMPACTO AMBIENTAL DEL CASO TEORICO “ii”

Ejemplo de Estudio detallado

a) LA LOCALIDAD

1.- Características locales y del entorno

Altitud sobre el nivel del mar: 420 m.

Temperatura media del mes más caluroso, enero: 24,7º C

Temperatura media del mes más frío, julio: 11,6º C

Precipitación media anual, en 30 años de observación: 1050 mm

Precipitación en el trimestre más caluroso (D-E-F): 536 mm.

Precipitación en el trimestre más frío (J-J-A): 36 mm.

Vientos dominantes, verano: N.E.; invierno: S.E.

Los relieves topográficos son manifiestos por las fuertes pendientes que se inician en la cadena montañosa y continúan acentuadamente en dirección este. Existen quebradas que dan lugar a arroyos y torrentes en épocas de fuertes lluvias, que confluyen como tributarios al río, el cual mantiene durante todo el año un caudal importante.

Los suelos son en su mayoría fértiles y se aprovechan con fines agrícolas. El gran caudal del río proporciona regadío a la zona, observándose exuberante vegetación en toda su extensión.

2.- Medios de transporte y fuentes de trabajo

Se accede a la localidad a través de la ruta pavimentada y por ruta provincial mejorada, que une a distintas localidades situadas en las estribaciones del cordón montañoso. Líneas de ómnibus conectan a la localidad con la capital de la provincia.

Las actividades de los pobladores se encuentran vinculadas a los siguientes rubros: industria manufacturera, comercio y bancos, administración pública y agricultura. En este último caso, se destaca la actividad frutícola, las hortalizas y la caña de azúcar.

El cierre del ingenio producido en la década del 60 y que constituía la única fuente de empleo en aquella época, trajo aparejado un profundo cambio socio-económico, que sólo fue superado por el establecimiento de nuevas industrias, que se radicaron amparadas en la Ley de Promoción Industrial, con lo que se revirtió la situación y se evitó el éxodo de los habitantes.

3.- Caracterización urbana, equipamiento comunitario y organización social

En su origen, la localidad se extendía de norte a sur, paralelamente a la ruta, pero distante unos 500 m. El cambio brusco que afectó sensiblemente a todos los estratos sociales de la localidad en oportunidad de las nuevas radicaciones industriales, provocó un crecimiento errático y sin control alguno, por falta de un plan regulador. Las ampliaciones se efectuaron en forma desordenada, alcanzando y superando a la ruta en pocos años y mezclándose industrias con barrios de viviendas.

La calle principal, ubicada en la zona antigua de la ciudad, contiene a los principales comercios y a unos pocos edificios en altura, que no sobrepasan los 3 pisos. Alrededor de dicha calle y sobre la plaza central, se ubican los principales edificios públicos (bancos, iglesia, municipalidad, registro civil, juzgado de paz, comisaría, etc.). Numerosos clubes deportivos y sociales, comisiones de fomento y bibliotecas, otorgan una fisonomía particular al equipamiento comunitario.

Existen jardines de infantes, escuelas primarias y secundarias de distinto tipo y una escuela agrotécnica que capacita a los jóvenes en agricultura, granja y mecánica agrícola, contribuyendo a su arraigo en el lugar. Así lo comprueba la pirámide de edades de la población, con importantes valores en los estratos dinámicos y activos.

La densidad de habitantes por hectárea es importante, existiendo una escasa cantidad de lotes baldíos. Se observan diferencias importantes en la calidad y terminaciones de las viviendas. Algunas construcciones nuevas se emplazan en terrenos amplios, rodeadas de jardines bien cuidados y grupos de monoblocks de planta baja y 2 pisos altos con adecuadas superficies parquizadas, se entremezclan con las tradicionales viviendas del siglo pasado.

Hacia el oeste de la localidad se efectuó un loteo de reducidas dimensiones, radicándose pobladores de escasos recursos, con alta densidad por manzana, que construyeron sus viviendas con materiales precarios, o con métodos tradicionales y por etapas, en otros casos.

La radicación industrial, que en su momento constituyó un importante flujo de inversiones, se estableció en forma desordenada a ambos lados de la ruta y a lo largo del río, impidiendo toda posibilidad de aprovechamiento del mismo con fines recreativos por parte de la población.

4.- Infraestructura

Un sector importante de la ciudad se encuentra pavimentado, mientras que en otros, se ejecutan los cordones cuneta. Un porcentaje elevado de sus calles cuenta con alumbrado público y el radio servido por gas natural alcanza al 50%. La recolección de residuos sólidos a cargo de la Municipalidad, se efectúa 3 veces por semana en casi el 80% del radio habitado, arrojándose la basura a un vaciadero a cielo abierto distante a 3 km del centro. La red de teléfonos está conectada al discado nacional y cuenta en la actualidad con 1500 abonados.

5.- Sistema de agua potable existente

El sistema de agua potable original estaba compuesta por una captación en el río mediante galería filtrante, cañería de hierro fundido y tanque elevado, que por gravedad alimentaba una red de distribución con conexiones domiciliarias. El sistema funcionó correctamente durante muchos años, pero la expansión de la localidad y la falta de ampliaciones superaron su capacidad, por lo que se lo sustituyó por captación directa, aducción, planta de tratamiento y nuevo acueducto de mayor diámetro de hierro fundido. Las sucesivas crecientes extraordinarias destrozaron las obras de captación e inundaron la planta de tratamiento, las que fueron reconstruidas dos veces en el mismo lugar. Finalmente y por falta de recursos, la Municipalidad construyó una toma directa en el río, reconstruida cada vez que las crecientes la destrozan y distribuye agua cruda a la población.

A fin de procurar una solución definitiva, la Municipalidad encaró la ejecución de un nuevo proyecto integral, el que se encuentra en plena ejecución, previéndose su habilitación a fines del corriente año. El proyecto consiste en una batería de pozos profundos ubicados en forma de evitar la interferencia y conectados a una impulsión de diámetro creciente hasta su llegada a una cisterna cuya cota permite el abastecimiento por acueducto a la mayoría de la población durante los próximos 25 años. Las viviendas ubicadas fuera del radio servido a presión, se abastecerán desde un nuevo tanque elevado ubicado en el Establecimiento. Un segundo y pequeño acueducto permitirá abastecer a las viviendas ubicadas en cota superior. Ambos almacenamientos serán alimentados por bombeo desde la cisterna.

El sistema de pozos se encuentra situado en el paleocauce del río, lo que permite obtener rendimientos de alrededor de 100 m3/h por pozo. Esta solución evitará la repetición de los hechos ocurridos en el pasado, debido a las periódicas inundaciones provocadas por las crecientes extraordinarias del río.

La operación del sistema actual es inadecuada, debido a la obsolescencia de las redes y accesorios que datan en su mayoría de 50 años o más. La entrega de agua cruda genera serios problemas sanitarios y la falta de un sedimentador, provoca la entrada de arena en el sistema, ocasionando los consiguientes problemas en la operación. El nuevo proyecto incluye la renovación de un importante metraje de la red existente y la limpieza de las cañerías que subsistirán.

La población está acostumbrada a un uso indiscriminado del líquido, por lo que habrá que llevar a cabo intensas y continuas campañas de educación sanitaria para establecer una disciplina y evitar el derroche.

6.- Sistema de evacuación de excretas existente

La localidad cuenta con una red de colectoras, colectora general y cloaca máxima, a las que está oficialmente conectado el 30% de la población, aunque durante la ejecución del proyecto se han detectado numerosas conexiones clandestinas. En general, los suelos permiten absorber los líquidos provenientes de las instalaciones domiciliarias internas, pero la zona de alta densidad y de bajo nivel económico ubicada hacia el oeste de la ciudad, ofrece un cuadro de desborde de los pozos negros a las calles, por cuanto los escasos ingresos de los pobladores no les permiten efectuar la limpieza periódica de sus pozos negros, con peligrosas secuelas sanitarias.

Si bien la Municipalidad presta un servicio gratuito de desagote por camión atmosférico en esta zona, los servicios no dan abasto frente a la demanda y persisten los problemas apuntados.

El sistema cloacal existente no cuenta con planta de tratamiento, por lo que los efluentes son volcados por gravedad al río en forma directa, provocando una fuerte contaminación en su curso.

7.- Estado sanitario de la población

Las condiciones sanitarias de la población pueden considerarse, en general, como deficientes. Las causas son evidentes, ya que la entrega de líquido a la población sin tratamiento origina serios cuadros de enfermedades parasitarias y trastornos gastrointestinales en la mayoría de sus habitantes y, en especial, en los grupos de alto riesgo. La situación es aún más grave en la zona oeste, debido a los derrames directos de los efluentes de pozos negros a las cunetas de las calles.

Completa el cuadro de deficiencias la existencia de un solo centro de asistencia municipal, con escasas camas, a igual que el centro materno infantil, por lo que la gran mayoría de los enfermos debe ser derivada a la capital de la provincia.

8.- Actividad industrial

Se recopilaron diversos antecedentes sobre la actividad industrial desarrollada en la localidad en los últimos 10 años, constatándose un sostenido descenso en el número de personas ocupadas para el periodo 1980 – 1985, manteniéndose cierta constancia a partir de esta última fecha.

Se relevaron las industrias existentes dentro del ejido municipal, diligenciándose personalmente cuestionarios confeccionados al efecto. En ellos se requieren respuestas sobre los consumos actuales y futuros de agua potable para uso sanitario y para los procesos industriales, así como sobre los vuelcos al sistema de desagües cloacales en proyecto. Los cuestionarios fueron procesados y sus resultados integran la memoria técnica del proyecto ejecutivo. Sus consumos pueden tener incidencia como carga puntual, en el cálculo de las respectivas redes.

Respecto a los consumos para los futuros 10 años, las respuestas de las industrias fueron unánimes en señalar que no poseían planes de producción a mediano plazo y que en la actualidad contaban con capacidad ociosa en distintos porcentajes.

El relevamiento efectuado permitió asimismo verificar que, salvo dos industrias que se abastecen mediante pozos ubicados en sus predios, las restantes no utilizan agua para los procesos industriales, abasteciéndose de agua del actual servicio municipal para el consumo ordinario.

Conforme al programa que desde hace dos años desarrolla la municipalidad en el área de saneamiento, las industrias deben adecuar sus instalaciones a las nuevas reglamentaciones que tienden, en primer lugar, a evitar incrementar el deterioro del medio ambiente y en segundo término, a lograr la progresiva mejoría del mismo.

La ordenanza ha impuesto un plazo de 5 años a los industriales para adecuar sus instalaciones a los requerimientos del nuevo código, lo cual, si bien no se acompañó con un plan regulador integral, permite canalizar dentro de ciertos parámetros el desarrollo industrial.

El nuevo código prohibe expresamente aprovechar las descargas pluviales para cualquier otro destino que no sea el de evacuar las aguas de lluvia.

Para asegurar el cumplimiento de estas medidas, se efectuará un control periódico de las instalaciones fabriles, destinado a evitar transgresiones a estas normas.

La Municipalidad requirió al proyectista que, dentro de su plan de extracción de muestras y análisis de agua, se incluyera los correspondientes a los procesos de fabricación de las dos industrias antes mencionadas y que se proveen de líquido mediante pozos propios. Se efectuaron análisis físico-químicos y bacteriológicos de las muestras, arrojando resultados insatisfactorios en este último aspecto, razón por la cual la Municipalidad conminó a ambas industrias a proceder a su desinfección a la salida de la perforación.

Fuera de estas dos industrias, el resto deberá obligatoriamente conectar sus instalaciones sanitarias a los nuevos servicios de provisión de agua potable una vez finalizada la obra.

Los desechos industriales líquidos serán volcados en forma obligatoria a las redes, previo tratamiento adecuado para cada caso que como mínimo estará compuesto por rejas y sedimentador.

En el caso de las dos industrias que utilizan agua en sus procesos, el volumen del sedimentador será calculado en forma de permitir el almacenamiento para regulación de flujo y mantener un caudal constante durante las 24 horas del día, en lugar del que correspondería a las 10 horas de trabajo, que podría ocasionar la sobrecarga de la estación elevadora y, en consecuencia, de la planta de tratamiento. El vuelco de los efluentes de estas industrias representa el efecto de una población equivalente al 25% de la población actual.

Sin perjuicio de las medidas señaladas, se adoptaron otras medidas tendientes a evitar la vulnerabilidad del sistema ante sobrecargas esporádicas que pudieran producir las dos industrias mencionadas. Estas consisten en la descarga del efluente bombeado a boca de registro ventilada y de allí por cañería de sección y pendiente adecuadas hasta estación elevadora, calculada para desagotar el caudal medio horario en los próximos cinco años. Cualquier intento de sobrepasar dicho caudal haría entrar en carga la cañería y aflorar el líquido desde la boca de registro a la calle, con lo que se acusaría en forma inmediata la anomalía del sistema.

En la determinación de la pendiente y sección, se tuvieron en cuenta las previsiones efectuadas por parte de los directivos de ambas industrias respecto al crecimiento de sus producciones, conviniéndose que con suficiente antelación, se daría parte a la Municipalidad sobre la necesidad de incrementar la sección disponible de descarga.

9.- Descripción del nuevo proyecto de evacuación de excretas

La población actual alcanza los 22.000 habitantes y de acuerdo con los cálculos extraidos de la memoria técnica del proyecto ejecutivo, la población de diseño a los 24 años será de 41.000 habitantes.

Se han aplicado programas por computación de cálculo de valores de infiltración para la red existente, ejecutada en caño de hormigón simple de 1,20 m. de largo con junta de cemento, en forma separada del valor considerado para la nueva red, que será con cañería de PVC de 6 m. de longitud y junta de caucho sintético.

También se ha calculado para el radio existente, el aporte de aguas de lluvia provenientes de las azoteas y patios a las instalaciones domiciliarias internas, pues se presume que la falta de control sobre las obras, en el pasado, habrá posibilitado tales prácticas. En cambio, para las nuevas conexiones, la Municipalidad ha reglamentado el proyecto y construcción de las instalaciones sanitarias internas.

Se ha previsto un sistema general de tipo unitario, compuesto por red colectora, conexiones domiciliarias, colectores generales y cloaca máxima, todas en

cañería de PVC con juntas de caucho sintético. La nueva cloaca máxima se ha diseñado con una traza paralela a la anterior y su construcción se diferirá para una segunda etapa, cuando se considere que la actual está funcionando a sección de máximo escurrimiento. Se prevé que ello ocurrirá en un plazo de mayor a los 10 años.

A efectos de dar una solución definitiva al problema planteado por los pobladores de la zona oeste (sector de bajos recursos y de alta densidad por manzana), la Municipalidad ha previsto el suministro gratuito de materiales para las conexiones internas domiciliarias, para que bajo la supervisión de personal idóneo construyan las mismas y se conecten a la red de colectoras. Este programa se complementará con la aplicación de una tarifa diferencial, acorde con los ingresos, durante un periodo de 5 años a partir de la habilitación del servicio, lo cual se ha comunicado a los pobladores para incentivarlos y dar así solución al problema sanitario.

Por otro lado, fue estudiado el problema sanitario que origina el vuelco directo al río, sin tratamiento alguno, por parte de las dos industrias procesadoras de productos agrícolas. Analizadas varias alternativas, todas coincidieron en la necesidad de intercalar una estación elevadora para posibilitar el ingreso de los efluentes a la cloaca máxima. Se aprovechará dicha estación elevadora para dar servicio a un sector de viviendas cercano al río, que no podía desaguar por gravedad al sistema.

El relevamiento planialtimétrico efectuado reveló las fuertes pendientes que se originan en el faldeo montañoso. Las pendientes, de dirección oeste-este, son de suficiente importancia como para definir la red de escurrimiento general del sistema.

Las alternativas para la solución del sistema de desagües son, en consecuencia, escasas y de limitada significación, reduciéndose al emplazamiento de la estación elevadora antes expuesta, a la elección del cruce o cruces de rutas y a la ejecución de la planta de tratamiento en etapas, no teniendo por lo tanto repercusión en el estudio del impacto ambiental.

La ubicación de la cloaca máxima y de la planta de tratamiento resultan naturalmente impuestas por la topografía de los terrenos. Los terrenos para la construcción de la planta fueron expropiados hace 30 años y e elaboró el proyecto, pero la obra no se llevó nunca a cabo, enviándose los efluentes al río, sin ningún tratamiento. La cota de estos terrenos supera al máximo nivel alcanzado por el río en épocas de creciente en los últimos 100 años.

10.- Cuerpo receptor y determinación del tipo de tratamiento

El cuerpo receptor de los efluentes provenientes de la población es el río que corre en su costado norte y marca el límite de la jurisdicción del ejido. Presenta las características de un fluvio de alta torrencialidad, en consonancia con los elevados valores de las pendientes en sus cursos superior y medio y a la variabilidad de sus caudales.

Se efectuaron estudios de su curso en lo atinente a la hidrología, morfología, sedimentología e hidráulica de su escurrimiento. A fin de ampliar los antecedentes

obtenidos, se recurrió a los archivos de organismos nacionales que habían efectuado detallados estudios sobre la hidrología del curso durante más de 50 años. Los caudales medios así obtenidos arrojaron los siguientes valores:

Máximo: 23,9 m3/sMínimo: 5,1 m3/s yPromedio: 10,6 m3/s

correspondiendo a enero el primero de ellos y a julio el segundo. Las crecientes acontecen en la época estival y pueden asumir picos de tal importancia que ocasionan daños en las zonas aledañas al río, como ya ocurrió con la antigua toma y planta de tratamiento, reconstruidas en dos oportunidades. Estos fenómenos fueron tomados en cuenta en el diseño de la obra de descarga de los efluentes.

Como ya se manifestara en el numeral anterior, en la actualidad descargan directamente al río sin tratamiento previo alguno, los efluentes de las fábricas envasadoras de jugos cítricos y de tomates, arvejas y legumbres en conserva. También vuelcan en distintos puntos del río los efluentes provenientes de vertidos clandestinos en el sistema pluvial municipal y los de numerosas cañerías particulares con residuos domésticos e industriales no tóxicos originados en las limpiezas periódicas que se realizan en sus instalaciones.

Estas intervenciones sobre el curso del río han provocado el alejamiento de sus habitantes, imposibilitando toda posibilidad de aprovechamiento recreativo. También se ha afectado el uso agrícola, la propagación de especies ictícolas y el uso de agua potable en la localidad emplazada 15 km aguas abajo.

Para proceder al diagnóstico de la situación actual, se llevaron a cabo numerosas campañas de medición y muestreo en lugares elegidos estratégicamente:

aguas arriba de la primera descarga, a una distancia tal que no recibe influencia alguna de ésta;

en cada una de las descargas residuales;

en el curso del río, entre cada una de las descargas puntuales;

en el curso del río, a partir de la última descarga aguas abajo, donde se establecieron cinco estaciones hasta sobrepasar la toma de agua potable ubicada a 15 km de la localidad. Una de ellas se estableció en el lugar de la futura descarga del sistema proyectado.

El periodo del estudio permitió tomar datos en oportunidades del máximo y mínimo caudal del río. En cada una de las estaciones establecidas, se hicieron las siguientes determinaciones:

Caudales

Monitoreo para la determinación de:

Demanda bioquímica de oxígenoOxígeno disueltoDemanda química de oxígenoNitrógeno amoniacalNitrógeno totalSólidos suspendidosColiformes totalesColiformes fecalesConteo de parásitos

Monitoreo para la determinación de coeficientes:

mortalidad de coliformesreacción del río en sus diversos tramosdesoxigenación para diversos tramos del río y descargas puntuales

Los resultados de las mediciones y análisis permitieron obtener distintos parámetros y coeficientes que indican que los factores que más inciden en la afectación de los usos del río, por su proporción y frecuencia son:

coliformes totalescoliformes fecalesparásitos ysólidos

Las conclusiones del diagnóstico indican que:

a ) La principal contaminación tiene origen en la descarga fecal, siguiendo en importancia las descargas de desechos sólidos.

b ) Se evidencia la importancia de la carga bacteriana sobre la carga orgánica, por lo que se destaca la necesidad de seleccionar procesos de tratamiento con alta eficiencia en la remoción bacteriana.

c ) Las concentraciones de bacterias y parásitos encontradas en el río son de tal importancia, que pese a la capacidad de oxigenación por efecto de la alta velocidad que posee, no puede reducirse mediante la dilución.

d ) Hay una gran cantidad de desechos sólidos que se arrojan desde el área urbana.

e ) A raíz de lo consignado en c) y en d), se hace imprescindible impedir las descargas directas al río, procediéndose a su intercepción y/o tratamiento.

f ) La primera estación de medición y muestreo (aguas arriba de la ciudad), arrojó durante todo el periodo de observación una baja concentración de coliformes fecales (no mayor de 100 NMP/100 mL) y oxígeno disuelto en valores cercanos a la saturación. No existen descargas de contaminantes de ningún tipo aguas arriba de esta estación.

Se dio respuesta a lo expuesto mediante el desarrollo de una serie de alternativas de solución ya descriptas en el numeral 9), que aconsejan la

construcción de un colector interceptor de todas las descargas puntuales existentes. El colector termina en una estación elevadora que desagua en la cloaca máxima, lográndose así el tratamiento de todos los desechos domésticos e industriales ya expuestos, con un eventual pretratamiento previo a su vuelco para aquellos efluentes industriales que lo requieran.

La solución se completa con una adecuada reglamentación y permanente inspección municipal del uso dado a los desagües pluviales y la obligación de los usuarios de conectarse al sistema de provisión de agua potable en vías de terminación y al sistema de desagües cloacales una vez construido.

Con las medidas tomadas se garantiza el retorno de los usos tradicionales de ribera que existían en la localidad, antes de la implantación de las industrias. Dadas las características propias del río, que se señalan como de alta torrencialidad, es dable esperar que la recuperación de estos usos sea rápida, a partir de la eliminación de los contaminantes puntuales consignados. Será necesario de todos modos acompañar esta recuperación con la realización de tareas de limpieza en las orillas afectadas, para facilitar la restitución del uso recreativo originario.

Lo expresado en el acápite f) del presente numeral reconoce al curso del río condiciones naturales para satisfacer los usos pretendidos. En efecto, de la observación de las curvas detalladas en el Handbook of Variables for Environmental Impact assessment de Canter y Hill se desprende que en el caso de coliformes fecales, para 100 NMP/100 mL, la curva de ORSANCO (Ohio River Sanitation Commission) le otorga la calidad óptima (valor 1); la del Battelle Environmental Sanitation System un valor de 0,86 y la de la National Sanitation Foundation (NSF) señala el valor más bajo de calidad, de sólo 0,40. Cabe destacar que las tres curvas, en particular la intermedia de Battelle, con forma de S, destacan la crítica degradación de la calidad del agua que se produce cuando los coliformes fecales superan el rango de 102 NMP/100 mL hasta alcanzar el nivel de 104 NMP/100 mL.

En lo que respecta al oxígeno disuelto, la respectiva curva funcional de la NSF señala un índice de calidad cercano al máximo de 1, pues se encuentra próximo al nivel de saturación, que se asume en 9 mg/L.

La ausencia absoluta de descargas contaminantes aguas arriba de la primera estación posibilita que se mantengan estos parámetros críticos de calidad.

Antes de procederse a la determinación del grado de tratamiento, se definieron los usos del río y las metas de calidad a mantenerse en el futuro. Para los primeros se previó la defensa de los usos ya establecidos y para los segundos se fijaron en el punto de descarga de la planta de tratamiento los siguientes:

Coliformes fecales: 4.000 NMP/100 mLOxígeno disuelto: 5 mg/LMaterias de flotación: 0

La determinación del grado de tratamiento se realizó teniendo en cuenta numerosas corridas del modelo de simulación. De acuerdo a lo consignado en el punto f), el río trae una concentración de coliformes fecales inferior a los 100

NMP/mL, permitiendo establecer las siguientes metas de eficiencia para la planta de tratamiento.

Reducción de coliformes totales: 96%Reducción de parásitos: 100%Reducción de DBO soluble: 94%Reducción de material flotante: 100%

De todas las alternativas estudiadas, se seleccionó la correspondiente a lagunas de estabilización, en razón de su mas alta eficiencia y bajo costo. El tratamiento estará compuesto por serie-paralelo de lagunas aeradas, lagunas facultativas y lagunas de maduración.

Se aplicó un modelo matemático de calidad dando valores para las condiciones finales de diseño y mes más desfavorable, logrando un grado de eficiencia compatible con la preservación de los usos definidos inicialmente. La aplicación del modelo para periodos intermedios arrojó idénticos resultados, no existiendo tramos de calidad restringida a partir del sitio de descarga de la planta de tratamiento.

Por último, se aplicó dicho modelo para las condiciones de limpieza, es decir, ingresando todo el caudal para los distintos periodos de diseño, en una sola batería. Sus resultados también fueron óptimos, otorgando una eficiencia compatible con la preservación de los usos del cuerpo receptor.

b) ESTUDIO DEL IMPACTO AMBIENTAL

1.- Evaluación de la calidad ambiental existente

No existe información disponible que refleje estadísticamente los problemas sanitarios de la población. Si bien se registran en libros los casos de entradas al centro asistencial y al centro materno infantil, no se efectúan estudios estadísticos sobre los mismos. Las entrevistas con los médicos de la localidad dieron como resultado que existe un alto índice, no valorizado, de enfermedades de origen hídrico, cuyas principales causas serían, a su juicio, la mala calidad del agua entregada en la red (agua cruda), el estado sanitario de algunas calles parcialmente anegadas por líquidos provenientes de los pozos negros y el bajo nivel de recursos de un sector de la población, que vive en condiciones marginales.

El estado de salud de la población general es por lo tanto precario, en opinión de los facultativos consultados, salvo en los sectores de mayores recursos, siendo de imperiosa necesidad la urgente terminación y habilitación del sistema de provisión de agua potable y el comienzo de la ampliación de las obras de desagües cloacales, para revertir esta situación.

Las industrias no emiten gases tóxicos, ni desechos tóxicos que contaminen los suelos y napas y tampoco emiten ruidos capaces de alterar anímicamente a los habitantes.

El cambio drástico en la forma de vida originada por la radicación de industrias, sin previa planificación municipal, llevó a la situación actual. La

Municipalidad ha asumido el problema desde hace varios años, pero se requiere intensificar su acción para lograr una mejora sustancial en el estado sanitario de la población.

Si no se concretaran los proyectos de agua y desagües cloacales en curso, la situación ambiental revestiría características calamitosas, pese a los paliativos ensayados por el Municipio y los usuarios, tanto sean viviendas como industrias, seguirían arrojando sus residuos y efluentes en los lugares inadecuados, aumentando la concentración de contaminantes.

2.- Identificación de los impactos ambientales potenciales y evaluación de los mismos

Los impactos ambientales positivos que puedan presentarse con motivo de la implantación del nuevo sistema serán directos, de carácter permanente y del tipo local, ya que solo beneficiarán un mejor nivel de vida a todos los sectores de la población, resultando indispensable la previa y urgente habilitación del nuevo sistema de agua potable, para la mitigación o eliminación de los problemas ambientales existentes.

Durante la ejecución de la obra

Los impactos negativos responden a diversas causas y situaciones. Durante la ejecución de las obras, habrán de ser accidentales, temporarios y remediables, salvo casos aislados. La probabilidad de ocurrencia dependerá de las medidas de prevención que tome el contratista de la obra y de su experiencia, aunque ello no logre evitar totalmente el riesgo.

El área de afectación estará constituida básicamente por los frentes de trabajo en las distintas calles. Por debajo de 0,80 m, se encuentran terrenos muy duros y en otros casos, afloran rocas, que requerirán el empleo de equipos de martillo neumático y eventualmente, de explosivos. La excavación para la estación elevadora puede presentar al respecto algunos problemas y riesgos de daños a terceros.

Debido a estas causas, pueden ocasionarse impactos ambientales de corta duración. Los pliegos incluyen los artículos que tratan sobre las medidas de seguridad y la forma de eliminación o mitigación de los impactos potenciales.

En lo que se refiere a la capacidad del Ente que controla la ejecución de las obras, la Municipalidad dispone de una estructura adecuada y con suficiente experiencia, obtenida de la ejecución de la actual obra de agua potable, por lo que no deberían existir problemas en la detección y solución de los problemas que se susciten.

Funcionamiento normal

El manual de operación y mantenimiento que se adjunta al proyecto ejecutivo suministra todos los detalles para una correcta operación del sistema, lo cual, con un personal adecuadamente calificado, debiera reducir las probabilidades de fallas.

En este manual se especifican claramente y con la terminología adecuada al nivel correspondiente, limpieza de aeradores, zonas de cortocircuitos, eliminación de malezas, manejo de cargas de acuerdo al flujo de entrada tanto en la etapa inicial de puesta en marcha como en las de rutina y en casos de emergencia, etc.

Todo ello debe ser reforzado con la asistencia a cursos de adiestramiento periódicos, con un nivel de excelencia cada vez más elevado. Solo con estas medidas puede pretenderse una correcta y permanente operación del sistema y su normal mantenimiento.

Funcionamiento anormal

Por funcionamiento anormal se entiende toda acción que implique un desvío que atente sobre la calidad del efluente que se entrega, o sobre los operadores del sistema, o consecuencias sobre los habitantes de la localidad.

La operación del sistema proyectado no ofrece, en general, problemas que no puedan ser previstos, salvo los originados por incorrecta operación, incorrecto mantenimiento operativo y preventivo, emergencias como las provocadas por lluvias excepcionales y sobrecargas debidas a la falta de capacidad de las instalaciones, por no haberse ejecutado en tiempo las ampliaciones previstas en el diseño. Todas estas situaciones se encuentran especificadas en el manual de operación y mantenimiento en forma detallada, tanto en lo que se refiere a los daños que podrían ocasionar, como a las soluciones que deben aplicarse.

El manejo de productos químicos, tales como hipoclorito, herbicidas y larvicidas, deberá ser hecho de manera muy cuidadosa, para evitar consecuencias peligrosas para la salud de los operadores.

En lo que respecta al sistema de recolección de los residuos líquidos, debe prestarse particular atención a las entradas a las bocas de registro, por los eventuales problemas que podrían plantear la falta de oxígeno, o la existencia de otros gases dentro de las mismas o en las colectoras. En este aspecto, cabe señalar que la mayoría de los accidentes, que por otra pare no son frecuentes, se deben al no cumplimiento de las medidas de seguridad por exceso de confianza originadas en las tareas de rutina.

Todas las tareas de los operadores del sistema deben ser reforzadas con la asistencia a cursos de adiestramiento, dictados fuera del área donde se cumplen sus funciones, para que de esa forma se aprecien los problemas que se generan en otros servicios, la forma en que son atendidos y las soluciones que se aportan.

En lo referente a la capacidad del ente que tendrá a su cargo la explotación del servicio, deben tomarse cuidadosas medidas para su mejoramiento institucional. Si bien se ha apreciado que la inspección de la obra de provisión de agua es eficiente y cuenta con experiencia, no se presenta igual circunstancia para la faz de explotación. Por tal motivo, se sugiere la formación de un ente autárquico dentro de la municipalidad, o la de un ente de carácter privado, integrado por los mismos usuarios, que tenga a su cargo la prestación de diversos servicios públicos, quedando en este ultimo caso a cargo de la Municipalidad la tarea de control de la calidad de los mismos. Cualquiera sea la solución a la que se arribe, se debe

implementar una organización capaz de atender la correcta explotación de los servicios prestados.

3.- Medidas adoptadas o a adoptar para la eliminación o mitigación de los impactos ambientales.

a) Durante la ejecución de la obra

Del pliego del llamado a licitación se extrae una serie de artículos que tratan sobre la forma de eliminar o mitigar los impactos ambientales negativos que podrían presentarse en el transcurso de la ejecución de la obra:

Señalamiento diurno y nocturno, Art. 32, PCG.Apuntalamiento en excavaciones profundas, Art. 35, PCGMedidas de seguridad, Art. 36, PCG.Rotura de pavimentos y veredas con martillo neumático, Art. 26, PCG.Uso de explosivos. Medidas a tomar, Art. 42, PCG.Pozos negros en vereda. Continuidad del servicio, Art. 27, PCP.Destino de las aguas provenientes de las pruebas hidráulicas, Art. 32, PCP.Cruce de rutas. Desvíos, Art. 33, PCP.Apertura de zanjas. Duración excesiva, Art. 39, PCP.Utilización de equipos mecánicos, Art. 44, PCP.Infraestructura subterránea. Detección y cuidados a emplear, Art. 45, PCP.Tiempos para reparación de veredas y pavimentos, Art. 46, PCP.Primeros auxilios, Art. 52, PCP.Prevención de lesiones, Art. 55, PCP.

b) Durante la operación del sistema

Del Manual de Operación que acompaña al proyecto ejecutivo, se extraen los artículos que señalan la forma de tratamiento de mitigación o eliminación de los impactos ambientales, provenientes de una operación normal y/o anormal del sistema proyectado.

Red de colectoras, colectores y cloaca máxima.

Estación elevadora, Art. 12, MOM.Medidas de higiene, Art. 23, MOM.Equipos a utilizar en las tareas de operación, Art. 24, MOM.Bocas de registro con derrame, Art. 26, MOM.Presencia de insectos, Art. 27, MOM.Cuidado en el manejo de tapas de bocas de registro, Art. 32, MOM.Uso de productos químicos para eliminar raíces, Art. 43, MOM.Reparaciones. Señalamiento diurno y nocturno. Art. 49, MOM.Primeros auxilios, Art. 53, MOM.Prevención de lesiones, Art. 63, MOM.Prevención de infecciones, Art. 64, MOM.

Prevención contra gases nocivos e inflamables y deficiencias de oxígeno en las bocas de registro. Pruebas, Art. 70, MOM.

Planta de tratamiento

Medidas de higiene, Art. 74, MOM.Equipos a utilizar, Art. 75, MOM.Dificultades al iniciar la operación; vuelco de efluentes provenientes de pozos negros, Art. 75, MOM.Equipos electromecánicos, Art. 76, MOM.Eliminación de lodos. Periodicidad. Lugar de depósito, Art. 77, MOM.Tendencia de las lagunas a secarse, Art. 78, MOM.Tendencia de las lagunas a desbordarse, Art. 79, MOM.Producción de olores, Art. 80, MOM.Problemas con las obras de arte, Art. 82, MOM.Uso de productos químicos, Art. 94, MOM.Primeros auxilios, Art. 97, MOM.Prevención de infecciones, Art. 99, MOM.Medidas de seguridad. Timbre. Art. 100, MOM.Medidas a adoptar en caso de emergencia, Art. 101, MOM.

4.- Programa de monitoreo

Acompaña al proyecto ejecutivo el programa de monitoreo que permitirá ejercer el control de los procesos de tratamiento y la vigilancia de la calidad de los efluentes y del río.

Control

Los procesos componentes de la planta de tratamiento de aguas residuales son:

CribadoLagunas aereadasLagunas facultativasLagunas de maduración

Cada uno de estos procesos tiene un objetivo específico de cambio o mejoramiento de la calidad de uno o varios de los parámetros de calidad de las aguas residuales que están siendo tratadas. Para el control de estos procesos es necesario efectuar una serie de mediciones y determinaciones, que a su vez permiten deducir otros parámetros de control, tales como:

La carga orgánica superficial al procesoLa eficiencia en la remoción de materia orgánica y de bacterias

Previamente se debe determinar la frecuencia, tipo de observación y /o muestreo, lugar de extracción, volumen de la muestra y forma de su preservación, en cada una de las etapas del tratamiento, como así también en los lugares predeterminados del curso del río. Para cada uno de estos parámetros, se ha aplicado el criterio de selección para control solamente, correlación con otros

parámetros, o control para futuras ampliaciones. En lo referente a la frecuencia, se ha elegido: diaria, semanal, quincenal, mensual, de registro continuo, perfil estacional durante 24 horas, diaria a hora determinada, etc. Con referencia al tipo de observación y/o muestreo, podrá ser: puntual, global en cada laguna, perfil puntual, compuesta durante 24 horas cada hora, determinación en sitio de muestra al azar, etc.

Para mayor ilustración, se transcriben como anexos, los siguientes cuadros, que podrán servir de guía:

Cuadro 1: Parámetros seleccionados y su relación con criterios de calidad para lagunas de estabilización y reuso agrícola;

Cuadro 2: Parámetros a medirse en operación de lagunas de estabilización y criterios de selección;

Cuadro 3: Frecuencia sugerida para muestreo y determinaciones en la evaluación de lagunas de estabilización;

Cuadro 4: Tipo de muestreo sugerido para varios parámetros en lagunas de estabilización.

Estos cuadros han sido transcriptos de la publicación “Control y manejo del proceso de lagunas de estabilización”, Dr. Fabián Yáñez, CEPIS.

También se transcriben otros cuadros, de la misma autoría, que resultan de aplicar los conceptos anteriores a un caso similar al que nos ocupa. Para condiciones de rutina y de evaluación intensiva, a saber:

Cuadro 5: Parámetros de control de los procesos de tratamiento

Cuadro 6: Programa de mediciones y determinaciones

Cuadro 7: Tipo de muestreo y preservación para los diferentes análisis

Para la realización del programa de medición y muestreo, se han tomado en cuenta algunos aspectos, tales como:

El tipo de medición o análisis a efectuarseLos requisitos de preservación de las muestras y tiempo máximo de esperaLa variabilidad del parámetroEl uso práctico de la información a desarrollarseEl personal disponible y las partidas presupuestarias asignadas a operación y mantenimiento.

También contiene el programa las indicaciones para evaluar el comportamiento de los efluentes y procesos de fabricación en las industrias existentes y en otras similares, que pudieran radicarse en la localidad.

Laboratorio

En lo referente al laboratorio, la Municipalidad ha firmado un convenio con la Facultad de Agronomía, por el cual ésta efectuará los análisis físico-químicos, bioquímicos y microbiológicos correspondientes, en los laboratorios que posee. Además; capacitará al personal que envíe la Municipalidad en las técnicas para la extracción de muestras, preservación y transporte y al personal que se desempeñe en el propio laboratorio en las tareas auxiliares. La Municipalidad contribuirá con el suministro de todos los equipos que se requieran para llevar a cabo las determinaciones seleccionadas, como así también con la reposición periódica de drogas, vidriería, etc.

Personal

En el numeral correspondiente de la memoria técnica, se incluye un detallado listado del personal que se requiere para desarrollar las tareas durante la explotación del sistema y el nivel de instrucción que debe poseer cada uno de ellos. La dirección estará a cargo de un profesional con título de Ingeniero Sanitario, o similar.

Organización

Se acompaña un esquema de organización-tipo, par la atención de los servicios de provisión de agua y evacuación de excretas. La selección del personal será rigurosa y la asistencia a cursos de adiestramiento por parte del mismo, será periódica y obligatoria.

En el caso de mantenerse el ente dentro del ámbito municipal, deberá dársele un adecuado nivel de jerarquización, siendo conveniente anexar al mismo la operación y mantenimiento del sistema pluvial.

Previsiones

En el Pliego del llamado a licitación se han incluido, entre otros, rubros que hacen a la explotación del servicio, tales como:

Movilidad para la inspecciónEquipos para atender la operación del sistemaEquipos y elementos de laboratorioEquipos para extracción de muestrasReactivos para los dos primeros años de funcionamiento

5.- Obras de compensación ambiental

La fracción oportunamente expropiada para emplazar a la planta de tratamiento es de una amplia superficie, adecuada para el funcionamiento del nuevo proyecto, proveyendo espacios suficientes alrededor de las instalaciones, que serán destinados a la parquización.

La fracción será repoblada con especies forestales locales y otras de efecto decorativo y rápido crecimiento, que aseguren la continuidad y armonía con el paisaje y la aislación de eventuales ruidos u olores.

El cerco perimetral de alambre tejido que se construirá por razones de seguridad, se combinará con tramos de muros de piedra bola del lugar, con fines paisajísticos.

6.- Planilla resumen del Impacto Ambiental

A título de ejemplo, referida al presente caso “ii”, se transcribe como Anexo en el cuadro 8, la Planilla resumen de evaluación del Impacto Ambiental.

Normas.Volumen 3

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