PROPUESTA DE DISEÑO DE PTAR

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CAPITULO IV: PROPUESTA DE DISEÑO DE PLANTA DE TRATAMIENTO

4.1 INTRODUCCIÓN

En este capítulo se desarrolla la propuesta de diseño de la planta de tratamiento de aguas residuales, partiendo de las consideraciones generales que deben ser tomadas en cuenta a la hora de elaborar proyectos de este tipo. Esta propuesta se divide en cuatro fases de tratamiento, siendo éstas las siguientes: preliminar, primario, secundario y digestión de lodos. Cada una de estas fases la constituyen elementos diseñados para lograr remover algunos componentes presentes en las aguas residuales una vez que ésta pasa por ellos, logrando de esta manera producir un efluente de la planta que cumpla con los requisitos para ser descargada a un cuerpo receptor, en este caso quebrada “La Bóveda”, sin alterar negativamente la flora y fauna presente en éste. Es decir lograr los requerimientos de ANDA mencionados anteriormente.

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4.2 CONSIDERACIONES GENERALES

4.2.1 CARACTERÍSTICAS FISICOQUÍMICAS DE LAS AGUAS RESIDUALES

Período de muestreo Parámetro 11/06 /03 09/07/ 03 pH 6.90 7.11 Sólidos totales 614.50 Mg/lt 533.00 Mg/lt Demanda bioquímica de oxígeno (DBO) 305.35 Mg/lt 319.25 Mg/lt Demanda química de oxígeno (DQO) 359.85 Mg/lt 647.48 Mg/lt Grasas y aceites 20.40 Mg/lt 27.00 Mg/lt Sólidos sedimentables - 6.00 Mg/lt

Los muestreos al agua residual se realizaron en distintos períodos de tiempo con el objeto de medir su calidad.

Basándose en información empírica de ANDA en cuanto al tratamiento de aguas residuales sí la relación DQO/DBO < 2.4 se puede utilizar procesos biológicos de tratamiento.

Así tenemos:

Período 11/06/03; DQO/DBO = 359.85/305.35 = 1.18 Período 09/07/03; DQO/DBO = 647.48/319.25 = 2.03

“Debido a los valores obtenidos de la relación DQO/DBO en ambos períodos es menor que 2.4 establecemos que para tratar el agua residual de la ciudad de Nueva Guadalupe se pueden utilizar procesos biológicos”.

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4.2.2 DIMENSIONAMIENTO DE TRATAMIENTO PRELIMINAR I- ETAPAS DE IMPLANTACIÓN

• Inicio de operación: 2003 • Horizonte del proyecto: 2028 II- POBLACIÓN A SERVIR ( P )

P2 0 0 3 = 5736 habitantes

P2 0 2 8 = 9527 habitantes

III- CÁLCULO DE CAUDALES

4.2.2.1 Alcantarillado Doméstico

Las normas técnicas de ANDA en la sección I numerales 5 y 6 establece lo siguiente:

Consumo “per cápita” de agua: q = 175 lt/p/d Coeficiente de variación diaria K1= 1.20 a 1.50

Coeficiente de variación horaria K2= 1.80 a 2.40

Coeficiente de variación mínima

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Las normas técnicas de ANDA en la sección II numeral 4 establece que: Coeficiente de retorno de agua residual C = 0.8

Caudal de Desecho Domestico.

Se obtiene a través de las siguientes expresiones.

Caudal Medio: (Ec. 4.1)

Q = 15.44 lt/seg

Caudal Máximo Qm a x = K1. K2 . Q (Ec. 4.2)

Caudal Mínimo Qm i n = K3 . Q (Ec. 4.3)

Los caudales resultantes se presentan a continuación utilizando los valores 1.5, 2.4 y 0.3 para K1, K2 y K3 respectivamente.

Tabla 4.1. Caudal de desecho domestico (lt/s)

AÑO MEDIO MÁXIMO MINIMO

2003 9.29 33.46 2.79 2028 15.44 55.58 4.63 Los caudales de desechos líquidos Industriales serán considerados constantes en todo el horizonte del proyecto.

86400 P q C Qm d = 86400 (9527 hbts) (175lt/hbt/día) (0.8) Qm d =

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4.2.2.2 Desechos Líquidos Industriales.

“Según la inspección y levantamiento de datos de campo, no existe en el área ubicación de industria, tales como: Ingenios, Beneficios u otros, básicamente son actividades económicas pequeñas las que predominan. Sin embargo tomando en cuenta el posible desarrollo de la zona, se han incluido los siguientes caudales:

• Caudal Medio: IND = 0.40 lt/seg • Caudal Máximo: INDmax = 0.60 lt/seg • Caudal Mínimo: INDm i n = 0.0 lt/seg.

“En este caso el caudal medio de desecho líquido industrial = 0.40 lt/seg será considerado constante en todo el horizonte del proyecto”

4.2.2.3 Caudal de Infiltración2 0_.

Características de la ciudad:

Mediante visitas al municipio se pudo determinar que:

- La superficie de las calles por donde pasa la red de recolección de las aguas residuales se encuentra asfaltada en un 15%, Adoquinadas un 50% y un 35% lo constituyen calles de tierra o empedradas.

- Los pozos de visita que se encuentran en carretera pavimentada poseen tapaderas de hierro fundido, mientras que los que se encuentran en calles adoquinadas y de tierra o empedradas tienen tapadera de concreto reforzado.

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Extensión de red colectora (L).

• L2 0 0 3 = 10,006.18 mts

“Tomada de la propuesta del rediseño del sistema de alcantarillado sanitario de la ciudad”.

“Debido a que la población se incrementa en un 60% al final del período de diseño, se aplica un aumento del 50% a la extensión de la red actual obteniéndose una longitud total para el año 2028 de 15,009.27m, la cual será utilizada para calcular el caudal de infiltración”

Tasa de infiltración

La tasa de infiltración según lo establecen las normas técnicas de ANDA en la sección II numeral 4 será i = 0.20 lt/seg.ha para tubería de cemento y 0.10 lt/seg.ha para tubería PVC.

Caudales de Infiltración.

Los caudales de infiltración son calculados por: I = ha x i (Ec. 4.4)

Donde:

i = Tasa de infiltración ha = Área de calles

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Tabla 4.2. Caudales de Infiltración (lt/s)

Año Longitud (m) Ancho de calle ( m) Área (ha) Caudal

2003 10,006.18 6.50 6.504 1.301

2028 15.009.27 6.50 9.756 1.951

La tabla 4.2 muestra los caudales de infiltración para los años 2003 y 2028 respectivamente.

4.2.3 Cálculo de los Caudales Totales del Alcantarillado Sanitario. El caudal total del alcantarillado sanitario, es la sumatoria de las tres áreas:

Afluente = Desecho Domestico + Desecho Industrial + Infiltración.

Caudal general de afluente sanitario.

Tabla 4.3. Caudal de alcantarillado sanitario (lt/s)

Año Mínimo Medio Máximo

2003 3.298 10.995 39.582

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4.3 FASE I - TRATAMIENTO PRELIMINAR

Según la norma Brasileña NBR. 12.208/89 y 12.290/90, se establece que el gradamiento y desarenación, deben tener remoción mecánica de los materiales retenidos, cuando el caudal de dimensionamiento fuera igual o superior a 250 lt/seg, como en nuestro caso el caudal máximo final es de 64.037 lt/seg podemos definir que:

• El gradamiento utilizará rejillas de barras de remoción manual.

• La desarenación será por caja de arena tipo canal de limpieza manual, siendo dos unidades en paralelo, una de las cuales queda en reserva.

• El control del escurrimiento en la caja de arena y en el canal de unión de la rejilla será obtenido por la instalación de una canaleta Parshall, precedida de un rebalse, el cual también permitirá la lectura del caudal afluente.

El control de velocidad de escurrimiento evitará que ocurra un arrastre de material arenoso, cundo la velocidad excede los 0.60 m/seg. y ocurrirá la disposición de materia orgánica cuando la velocidad es inferior a 0.30 m/seg.

De acuerdo con la norma brasileña NBR. 12.290/90, la velocidad debe ser igual o superior a 0.30m/seg; Para un caudal medio, no debiendo exceder a 0.40 m/seg; para caudal máximo.

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4.3.1 Diseño Hidráulico del Canal Desarenador

“Se construirán dos cámaras desarenadoras iguales en paralelo, las cuales funcionarán alternadamente para facilitar su limpieza. Se construirá además aguas debajo de los desarenadores un regulador de velocidades constituido por un canal Parshall”

Datos básicos para el diseño:

Qm a x : 64.037 lt/seg = 2.26 pie3 / seg ( de tabla 4.3 )

Qm i n : 3.298 lt/seg = 0.116 pie3 / seg ( de tabla 4.3 )

Velocidad reja limpia: 0.3 m/seg = 0.984 pie/ seg, ya que a velocidades menores la materia orgánica se decantaría.

Tabla 4.4. Velocidades de sedimentación según Imhoff

Diámetro (mm) 1.000 0.50 0.20 0.10 0.05 0.010 0.005 Arena (cm/seg) 13.94 7.17 2.28 0.67 0.17 0.008 0.002 Carbón (cm/seg) 4.220 2.11 0.72 0.20 0.042 0.002 4.2x10- 5

La tabla 4.4 muestra que para sedimentar partículas de 0.20mm diámetro que son los utilizados para este diseño se debe utilizar una velocidad de sedimentación de 2.28 cm/seg.

Cálculo de las dimensiones de los canales desarenadores

“Dado que el ancho (B) del canal varía entre 2 y 3 veces el ancho de la garganta (W) de la canaleta Parshal y para este diseño W = 1pie = 0.305 m, se asumirá un ancho del canal B = 76 cm aplicando una relación 2.5W”.

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Por lo tanto el ancho del canal B = 0.76 m (ver plano 4.2)

El nivel máximo de agua en el canal desarenador representado por

(dm a x) será calculado mediante la expresión:

Qm a x = V.A (Ec. 4.5)

Qm a x/V = A pero A = B x dm a x

Sustituyendo A en Ec. 4.5 se tiene:

dm a x = Qm a x / V.B (Ec. 4.6)

dm a x = (0.064 m3/seg) / (0.3 m/seg) (0.76 m)

dm a x = 0.28 m

El nivel mínimo de agua en el canal desarenador representado por

(dm i n) será calculado mediante la ecuación 4.6 pero utilizando el

caudal mínimo.

dm i n = Qm i n / V.B

dm i n = (0.0033 m3/seg) / (0.3 m/seg) (0.76 m)

dm i n = 0.014 m

“Consecuente con los valores obtenidos para dm a x y dm a x en el

desarenador, las paredes verticales de éste tendrán una altura de 50 cm dejando 22 cms de borde libre a partir del nivel máximo calculado en el desarenador”.

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Cálculo de la longitud (L) de los canales desarenadores

Datos básicos:

Diámetro mínimo de las partículas a sedimentar = 0.20 mm

La velocidad de sedimentación correspondiente a un diámetro de 0.20 mm es = 22.8 mm/seg. (de tabla 4.4)

Por lo tanto la longitud de los canales desarenadores viene dada por la expresión:

L= (0.3 m/seg) (0.28 m) / (0.0228 m/seg.)

L = 3.68 m (ver plano

4.2)

Cálculo de volumen de arena depositada en el canal desarenador

Se estima que el volumen retenido de arena será de 30 lt por cada 1000 m3

de agua, o sea:

VA r e n a = (0.030 m3) (5532.8 m3 /día) /1000 (Ec. 4.8)

VA r e n a = 0.166 m3 /día

Previendo su retiro o limpieza cada 5 días se determina la altura que se profundizará el fondo de las cajas para el almacenamiento de la arena: 5Vol =B. L.h (Ec. 4.9)

(Velocidad de reja limpia) (d

m a x)

Velocidad de sedimentación

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Despejando h de Ec. 4.9 se tiene: h = 5Vol / B.L

h = 5 (0.166 m3_{) / (0.76 m) (3.68 m)}

h= 0.297 m se asumirá una altura de 0.30 m (ver corte A-A, plano 4.2) Para los sólidos retirados de la Rejilla se construirá una plataforma de secado o bandeja de escurrimiento. Esta consistirá en una placa perforada para que los objetos extraídos se puedan almacenar temporalmente para su drenaje.

Las dimensiones de esta bandeja debido a que se ubicará sobre el canal desarenador tendrá el mismo ancho que este canal es decir 0.76m y de largo tendrá una longitud de 0.60m.

El área útil de la plataforma de secado será de:

AP = (0.60 m) (0.76 m) = 0.46 m2 (Ec. 4.10)

A la misma se le serán perforados 48 agujeros menores de 2.5 cm de diámetro espaciados cada 5 cm para el drenaje del agua remanente en los sólidos retirados.

4.3.2 Diseño de la Trampa de Sólidos Gruesos (Rejilla)

Consiste en interponer una malla, usualmente de barras de hierro planas en el canal de entrada de las aguas residuales crudas. Estas mallas generalmente se colocan con las varillas inclinadas con un ángulo de 30 a

(14)

60º en la dirección del flujo, con una separación de 2 a 3 cm de claro libre entre barras.

Los datos básicos para el diseño de la rejilla son los siguientes: Espesor de las barras en cm t = 1/4" = 0.635 cm

Ancho de las barras en cm b = 2.5 cm Separación entre barras a = 2.5 cm

Ángulo de inclinación de las barras: ∝ = 60º

Velocidad de entrada: VR L = 0.30 m/seg (reja limpia)

Velocidad de entrada VR S = 0.60 m/seg. (reja semiobstruida)

Para la velocidad de entrada el área libre entre las barras (AL) será:

De Ec. 4.5 se tiene: AL = Qm d / VR L

(15)

Cálculo del Área de la sección transversal de flujo (Af) aguas arriba

de la reja:

Donde:

Af = Área de flujo

a = Separación entre barras t = Espesor de las barras

Af = 0.062 m2

Como el ancho del canal desarenador = 0.76 m entonces el ancho de la rejilla debe ser el mismo.

Por lo tanto ancho de la rejilla = 0.76m (ver plano 4.2)

La longitud sumergida de la reja (LS) será:

L S = dm a x / sen 60º (Ec. 4.12)

L S = 0.28 m / sen 60º

L S = 0.32 m

Sí N° = Número de barras que conforman la reja, entonces:

(N° + 1) a + N° ( t ) = B (Ec. 4.13) Af = 0.06 m2 (0.025 m + 0.00635 m) / 0.025 m

(16)

Donde :

N° = (B – a) / (a + t)

N° = (76 cm – 2.5 cm) / (2.5 cm + 0.635 cm) N° = 24 barras

Pendiente de la plantilla del canal (S)

De Cheezy – Manning

V = (1/n) (R 2 / 3_{) (S}1 / 2_{) (Ec. 4.14)}

Donde:

V = Velocidad de reja limpia = 0.3 m/seg.

n = Coeficiente de rugosidad, para concreto = 0.013 S = Pendiente

R = Radio Hidráulico

Para el cálculo del radio hidráulico (R) se tiene:

R = 16.12 cm ( 76 cm ) ( 28 cm ) 76 cm + 2 (28 cm) R = ( B ) (dm a x ) ( B + 2 dm a x ) R = (Ec. 4.15)

(17)

Sustituyendo R en Ec. 4.14 se tiene:

S = 0.023 %

Como se puede observar la pendiente en el canal desarenador es casi cero, es decir casi plano.

Diseño hidráulico de canaleta Parshall Datos básicos:

Caudal Q = 2.26 pie3_/seg.

Ancho de la garganta W = 1 pie de tabla 2.5 1. Condiciones hidráulicas de entrada

a) El nivel de agua en la garganta de la canaleta (Ha) se calcula con la fórmula 0.015 (0.3 m / seg.) (0.1612 m) 2 / 3 S = 2 0.015 V R2 / 3 S = 2 0 . 0 2 6

2.26 pie3_/seg. _{= 4(1pie)Ha}1 . 5 2 2 ( 1 )

2.26 pie3_/seg. _{= 4(1pie)Ha}1 . 5 2 2 0 . 0 2 6

(18)

Obteniéndose el valor de Ha = 0.69 pies = 0.21 m.

Uno de los requisitos en el diseño de la canaleta parshall establece que la relación de Ha/W esté entre 0.40 y 0.80 y en este caso esta relación 0.69 /1 = 0.69 por lo tanto se cumple dicha condición.

b) Ancho de la canaleta en la sección de medida

D' = 2(D - W)/3 + W (Ec. 4.17) D' = 2 (0.845m – 0.305m)/3 + 0.305m D' = 0.67 m c) Velocidad en la sección D' VO = Q/( D' . hO) (Ec. 4.18) Donde: hO = Ha VO = (0.064m3/seg.)/ (0.67m) (0.21m) VO = 0.45 m/seg. d) Energía específica E = (VO 2/ 2g) + hO + N (Ec. 4.19)

(19)

E = [(0.45 m/seg.)2_{/ 2 (9.8 m/seg}2_{)] + 0.21m + 0.114m}

E = 0.33

2. Condiciones en la garganta

a) Velocidad antes del resalto

V13 – 2g . V1 . EO = - 2 Qg/W (Ec. 4.20)

V13 – 6.468 V1 = - 4.11

De donde V1 por tanteo es = 2.13 m/seg.

b) Altura antes del salto hidráulico

h1 = Q / (V1 . W) (Ec. 4.21) h1 = (0.064 m3/seg) / (2.13 m/seg.) (0.305m) h1 = 0.098 m c) Número de Froude Nf = V1 / (g . h1)0 . 5 (Ec. 4.22) Nf = (2.13 m/seg) / [(9.8 m/seg2) (0.098 m)]0 . 5 Nf = 2.17

(20)

Según requisito de diseño de canaleta parshall el número de Froude debe estar comprendido entre los rangos 1.7 – 2.5 o 4.5 – 9.0, lo cual se cumple.

3. Condiciones de salida

a) Altura después del resalto

h2 = (h1 / 2) [(1 + 8 Nf2)0 . 5 – 1] (Ec. 4.23) h2 = 0.256 m b) Sumergencia S = (h2 – N) / hO (Ec. 4.24) S = (0.256 m - 0.114 m) / 0.21 m S = 0.68

Otro de los requisitos en el diseño de la canaleta parshall establece que la relación de máxima Sumergencia Hb/Ha para una garganta de 1 pie no debe exceder de 0.7 y en este caso esta relación Hb/Ha = 0.68 < 0.7 por lo tanto se cumple esta condición.

0.098 m

2 1 + 8 (2.17)

2 0.5 _{– 1}

(21)

c) Pérdida de carga

hf = Ho + N – h2 (Ec. 4.25)

hf = 0.21 m + 0.114 m – 0.256 m

hf = 0.068 m

Los valores de N, D, W, son los que aparecen en la tabla 2.5 de dimensiones de la canaleta Parshal para una garganta de 0.305 m.

Como ha podido comprobar, se cumplen todos los requisitos de diseño hidráulico para la canaleta parshall que se ha propuesto.

4.4 FASE II - TRATAMIENTO PRIMARIO 4.4.1 Tanque de Sedimentación Primaria

Tabla 4.5. Información usual para diseño de sedimentadores rectangulares y circulares empleados para el tratamiento primario y secundario de aguas residuales

Valor según tipo de tratamiento

Primario Secundario

Parámetro Unidad Intervalo Valor usual Intervalo Valor usual

Rectangular Profundidad pie 10-16 14 10-22 18 Longitud _pie 50-300 80-130 50-300 80-130 Ancho _pie 10-80 16-32 10-80 16-32 Velocidad del barredor Pie/min 2-4 3 2-4 3

(22)

Tabla 4.6. Información para diseño de sedimentador primario seguido por tratamiento secundario.

Valor

Parámetro Unidad Intervalo Valor usual

Tiempo de retensión h 1.5-2.5 2.0

Carga superficial

Para caudal medio _gal/pie2_{. d} 740-1230 1000

Para caudal máximo _gal/pie2_{. d} 2000-3000 2200

Carga sobre

vertedero gal/pie . d 10000-40000 15000

Velocidad de arrastre. Para evitar la resuspensión de las partículas

sedimentadas, las velocidades horizontales a lo largo del tanque deben mantenerse lo suficientemente bajas. A partir de los resultados de los estudios realizados por SHIELDS (1936), CAMP (1946) desarrolló la siguiente ecuación para calcular la velocidad crítica horizontal.

(Ec. 4.26) Donde:

VA = Velocidad horizontal a la cual se inicia el arrastre de

partículas

K = Constante que depende del material arrastrado S = Gravedad específica de las partículas

G = Aceleración debida a la fuerza de la gravedad D = Diámetro de las partículas

F = Factor de fricción de Darcy Weisbach VA = 8k (s – 1) gd

f

(23)

Los valores usuales de k son: 0.04 para arenas unigranulares y 0.06 para partículas más aglomeradas. El factor de fricción de Darcy Weisbach depende de las características de la superficie sobre la que tiene lugar el flujo y el número de Reynols. Los valores usuales de f van desde 0.02 hasta 0.03. la ecuación 4.26 se puede usar tanto en unidades del sistema inglés como en unidades del sistema internacional, siempre y cuando se haga en forma consistente ya que k y f son adimensionales.

Remoción de Demanda Bioquímica de Oxígeno (DBO) y Sólidos sedimentables totales (SST)

Información habitual a cerca de la eficiencia en la remoción de DBO y SST en tanques de sedimentación primaria, como función de la concentración afluente y el tiempo de retención usando la siguiente expresión:

R = t/a + bt (Ec. 4.27) Donde:

R = % de remoción esperado.

t = Tiempo nominal de retensión (en horas) a, b = Constantes empíricas.

Las constantes empíricas de la ecuación 4.27 toman los siguientes valores a una temperatura de 20 ºC.

Variable a, h b

DBO 0.018 0.020 SST 0.0075 0.014

(24)

4.4.1.1 Diseño del Tanque de Sedimentación Primaria

Datos básicos:

Caudal Medio Diario = 1536.88 m³/dia Caudal Máximo Diario = 5532.80 m³/dia

Tasa de valor superficial = 1000 gal/pie².dia (40.72 m³/m².dia) De tabla 4.6

Profundidad efectiva del agua = 11 pies (3.35 m) De tabla 4.5

Dimensionamiento

a) Cálculo del área superficial para una relación largo – ancho 4-1 (Ec. 4.28) A = 37.74 m² 4L² = 37.74 m² (Ec. 4.29)

De donde el ancho es 3.07 mts. y el largo 12.28 mts. Sin embargo, por conveniencia, las dimensiones del área superficial se redondean a 3.10m x 12.30 m (ver plano 4.4). Qm d TVS A = 1536.88 m³/dia 40.72 m³/m².dia

=

(25)

b) Cálculo del tiempo de retención para caudal medio, tomando un valor = 11 pies = 3.35 m (de tabla 4.6) como profundidad efectiva del agua (ver corte C–C, plano 4.5)

Entonces el Volumen del tanque = (3.10 x 12.30 x 3.35) = 127.73 m³ Utilizando la ecuación 4.5 se tiene:

c) cálculo del tiempo de retención y la carga superficial para caudal máximo

d) Cálculo de la velocidad de arrastre usando la 4.26 ecuación Qmed A 1536.88 m³/día (3.10 x 12.3) Carga superficial = = = 40.31 m³/m² . d Vol. Qmed 127.73 m³ 1536.88 m³/dia

Tiempo de retención = = = 2 Horas.

Qmax A 5532.8 m³/día (3.10 x 12.3) Carga superficial = = = 145.10 m³/m².d Vol. Qmax 127.73 m³ 5532.8 m³/dia

(26)

CAPITULO IV: PROPUESTA DE DISEÑO DE PLANTA DE TRATAMIENTO Donde: Constante de cohesión (k) = 0.05 Gravedad específica (s) = 1.25

Aceleración de la gravedad (g) = 9.8 m/seg² Diámetro de las partículas (d) = 0.003 m

Factor de fricción de Darcy – Weisbach (f) = 0.025

Comparando la velocidad de arrastre calculada con la velocidad horizontal bajo condiciones de caudal máximo.

La velocidad horizontal a través del sedimentador para caudal máximo es igual al caudal máximo entre el área de la sección del flujo

“El valor de la velocidad horizontal, incluso bajo condiciones de caudal máximo, es sustancialmente menor que la velocidad de arrastre. Por lo tanto, el material sedimentado no será resuspendido. Para recolectar los sólidos sedimentados se utilizarán rasgadores horizontales que arrastran el fango hasta la poseta situada en el extremo del tanque (ver plano 4.5) desde donde serán extraídos en forma intermitente a través de tuberías

5532.8m³/día ( 3.1 m x 3.35 m) A = = 0.006 m/seg Qmax VH = = 532.77 m/dia VA = 8 k (s-1) gd f 0.5 VA = 8 ( 0.05 )( 0.25 )( 9.8 )( 0.003 ) 0.025 0.5 = 0.34 m/s

(27)

instaladas en el fondo de la poseta, dicha extracción se realizará por presión hidrostática”

a) Cálculo de las tasas de remoción de DBO y SST a caudales medio y máximo utilizando la ecuación 4.27

Donde:

R = porcentaje de remoción esperado t = tiempo nominal de retención

a,b = constantes empíricas 1) Para caudal promedio:

2) Para caudal máximo

“Como se mencionó en el capítulo II los tanques de sedimentación primaria son capaces de remover entre un 30 a un 60% de los sólidos totales en suspensión (SST) y de reducir la demanda bioquímica de oxígeno (DBO) entre 25 a 35%, el tanque sedimentador diseñado estará removiendo un 56.3% de SST y un 34.5% de DBO” R = t a + bt Remoción de DBO _{a + bt}t _{0.018 + ( 0.020 x 2 )} 2 = 34.5 % = = = t a + bt = 0.55 0.018 + ( 0.020 x 0.55) = 19 % Remoción de DBO = t a + bt = 0.55 0.0075+ ( 0.014 x 0.55) = 36.2 % Remoción de SST 0.0075 + ( 0.014 x 2 ) t a + bt 2 = 56.3 % = = Remoción de SST

(28)

4.4 FASE III TRATAMIENTO SECUNDARIO 4.4.1 Filtros Percoladores Biológicos

Los datos básicos para el diseño son:

Caudal medio diario Qm d = 17.788 lt/seg. = 1536.88 m3/día

Caudal máximo horario Qm a x = 64.037 lt/seg. = 5532.88 m3/día

DBO bruto = 319.25 mg/lt

DBO del efluente final: 60 mg/lt (Requerido por ANDA en la sección II numeral 20)

Profundidad = 1.8 m

Para el diseño se usarán las ecuaciones del NCR (National Research Council U.S.A.)

Donde:

E1 = Rendimiento de eliminación de la DBO para el primer filtro

E2 = Rendimiento de eliminación de la DBO para el segundo filtro

E1 = 100 1 + 0.4425 ( W1 / V1 . F )0 . 5 (Ec. 4.30) E2 = 100 0.4425 1 + _{1 – E} 1 ( W2 / V2 . F ) 0 . 5 (Ec. 4.31)

(29)

W1 = Carga de DBO aplicada al primer filtro

W2 = Carga de DBO aplicada al segundo filtro

V1 = Volumen del primer filtro

V2 = Volumen del segundo filtro

F = Factor de recirculación

r = Razón de circulación: para nuestro caso r = 0 entonces F = 1 Considerando lo anterior y el requerimiento de ANDA se determina realizar el proceso en dos etapas a través de dos filtros colocados en serie.

Proceso de diseño:

a) Cálculo de la eficiencia para cada filtro E1 y E2

E1 + E2 (1 – E1) = 0.73 (Ec. 4.34) E1 = E2 = 0.48 F = 1+ r ( 1 + 0.1r ) 2 (Ec. 4.32) 209.11 – 56.5 209.11 x 100 = 73 %

(30)

b) Cálculo de la carga de Demanda Bioquímica de oxígeno (DBO) del primer filtro

W1 = (DBO influente) (Qm d) (Ec. 4.35)

W1 = (209.11 mg/lt) (1536.88 m3/día)

W1 = (0.20911 kg/m3) (1536.88 m3/día)

W1 = 321.38 kg/día

c) Cálculo del volumen para la primera etapa usando la Ec. 4.30

V1 = 53.62 m3

d) Cálculo del área del primer filtro

A1 = V1/ h A1 = 53.62 m3/1.8 m A1 = 29.79 m2 De donde: L1 = 3.0 m y L2 = 10.0 m E1 = 100 1 + 0.4425 (W1 / V1 . F)0 . 5 48 = 100 1 + 0.4425 ( 321.38 / V1 . 1)0 . 5

(31)

“La distancia más corta ha sido asumida con el objeto de evitar elementos de apoyo (vigas) para los canales de distribución del agua residual en los filtros y además con estas dimensiones se logra el área anteriormente calculada” (ver planta arquitectónica, plano 4.7).

e) Cálculo de la carga de Demanda Bioquímica de oxígeno (DBO) del segundo filtro

W2 = (1 – E1) (W1) (Ec. 4.36)

W2 = (1 – 0.48) (321.38 Kg/día)

W2 = 167.12 Kg/día

f) Cálculo del volumen del filtro para la segunda etapa usando Ec.

4.31

V2 = 103.12 m3

g) Cálculo del área del segundo filtro

A2 = V2/ h E2 = 100 0.4425 1 + _{1 – E} 1 ( W2 / V2 . F ) 0 . 5 1 – 0.48 48 = 100 0.4425 1 + ( 167.12 / V2 . 1 )0 . 5

(32)

A2 = 103.12 m3/1.8 m

A2 = 57.29 m2

De donde L1 = 6.0 y L2 = 10.0 m

Este filtro estará dividido por una pared intermedia (de 30 cm de espesor) con el fin de apoyar los canales de distribución del agua residual y además con estas dimensiones se logra el área necesaria. (ver corte E-E, plano 4.8)

h) Cálculo de la carga orgánica de cada filtro Filtro de la primera etapa

Carga de DBO = W1/ V1 = (321.38 Kg/día) / 53.62 m3 = 5.99 kg/m3 . día Filtro de la segunda etapa

Carga de DBO = W2/ V2 = (167.12 Kg/día)/103.12 m3 = 1.62 kg/m3 . día i) Cálculo de la carga hidráulica de cada filtro

Filtro de la primera etapa

Carga hidráulica = Qm a x/ A1 = (5532.88 m3/día) / 29.79 m2

Carga hidráulica = 185.73 m3_/m2_{. día} Filtro de la segunda etapa

(33)

Carga hidráulica = 96.58 m3_/m2_{. día}

Tabla 4.7. Información típica de diseño para filtros percoladores

E l e m e n t o B a j a ca r g a C a r g a i n t e r m e d i a C a r g a a l ta M u y a l t a ca r g a D e d e s ba s t e M e d i o f i l t r a n te P i e d r a , e s c o r i a P i e d r a , e s c o r ia P i e d r a P i e d r a P l á s t i c o , m a d e r a C a r g a h i d r á u l i c a m 3 / m 2 . d í a 1 . 2 0 - 3 .5 0 3 . 5 -9 . 4 9 . 4 -3 7 .5 5 1 1 .7 0 -7 0 .4 0 4 7 - 1 8 8 C a r g a o r g á n ic a K g d e D B O / m 3 . d í a 0 . 0 8 - 0 .4 0 0 . 2 5 - 0 .5 0 0 . 5 0 - 0 .9 5 0 . 4 8 - 1 .6 0 1 . 6 - 8 P r o f u n d i d a d m 1 . 8 0 - 2 .4 0 1 . 8 0 - 2 .4 0 0 . 9 0 - 1 .8 0 R e l a c i ó n d e r e c i r c u l a c i ó n 0 0 - 1 1 - 2 1 - 2 1 - 4 M o s c a s e n e l f i l t r o A b u nd a n t e s A l g u n a s E s c a s a s E s c a s a s o n i n g u n a E s c a s a s o n i n g u n a A r r a s t r e d e s ó l i d o s I n t e r m i t e n t e s I n t e r m i t e n t e C o n t i n u a C o n t i n u a C o n t i n u a E f i c i e n c i a d e e l i m i n a c i ó n d e l a D B O , % 8 - 9 0 5 0 -7 0 6 5 -8 5 6 5 -8 0 4 0 - 6 5 E f l u e n t e B i e n n i t r i f i c a d o P a r c i a l m e n t e n i t r i f i c a d o E s c a s a m e n t e n i t r i f i c a d o E s c a s a m e n t e n i t r i f i c a d o N o n i t r i f i ca d o

“Basándose en los resultados obtenidos de la carga hidráulica, carga orgánica y eficiencia requerida, se diseñarán filtros de desbaste sin recirculación para no tener que mecanizarlos”.

4.5 FASE IV: TRATAMIENTO DE LODOS

El término lodos se utiliza para designar a los sólidos que se sedimentan cuando las aguas negras pasan a través del tanque de sedimentación. El

(34)

lodo producido por estos tanques está formado por los sólidos orgánicos e inorgánicos presentes en el agua cruda, al momento de salir del tanque de sedimentación los lodos contienen un 5% de sólidos y un 95% de agua. El método común de disposición de lodos es la digestión.

4.5.1 Digestor de Lodos

Son tanques generalmente circulares que sirven para retener el lodo producido por los sedimentadores. La digestión de los lodos bajo condiciones anaerobias es producto de bacterias capaces de vivir en las mismas condiciones ambientales. Estas bacterias atacan las sustancias orgánicas complejas, las grasas, los carbohidratos y las proteínas convirtiéndolas en compuestos orgánicos simples y estables.

En base a las condiciones ambientales en la zona una buena digestión se da en el período de 20 a 30 días de retención.

Para el diseño de las unidades que componen el tratamiento de lodos se utilizan los datos de la siguiente tabla:

Tabla 4.8 Producción de lodos en litros por persona por día

Lodos Nuevos Lodos Digeridos Lodos Secos

Sedimentación primaria 1.10 0.30 0.10 Filtros biológicos 1.50 0.50 0.15 Lodos activados 1.80 0.80 0.20

(35)

Dimensionamiento

Los datos básicos para el diseño son: Población = 9527 habitantes

Producción de lodos nuevos = 1.10 lt/p/día (de tabla 4.9) Período de retensión = 20 días

Cálculo del volumen necesario del tanque digestor

Vn = N de habitantes x PL n x Tr (Ec. 4.37)

Donde:

PL n = Producción de lodos nuevos

Tr = Tiempo de retensión

Entonces:

Vn = (9527) (1.10) (20)

Vn = 209,594 lts = 209.594 m3 Cálculo del diámetro:

Se tomará una profundidad total h = 3.40 m, distribuida de la siguiente manera:

Una parte cilíndrica con una altura de 1.40 m y un diámetro de 11.40 m (ver plano 4.10).

(36)

Una parte cónica de 2.0 m de altura (ver corte F-F, plano 4.11).

Entonces:

VT = Vol. del cilindro + Vol. del cono (Ec. 4.38)

VT = π .d2 hc i l. /4 + π .d2 hc o n o /12

VT = π(11.40m)2 (1.4m) /4 + π(11.40m)2 (2.0 m) /12

VT = 210.9 m3 > Que el Vol. Necesario.

4.5.2 Patios de Secado de Lodos

En este diseño los patios de secado son lechos de 15 a 30 cm de arena que descansa sobre capas de grava de diámetros de 3 a 6 mm en la parte superior y de 18 a 35 mm en la parte inferior con un espesor total de grava de 30 cm.

Las paredes laterales y divisorias de los patios de secado son de concreto y se elevan unos 35 cm por encima de la superficie de arena y el fondo tendrá una ligera pendiente hacia los tubos de drenaje.

El funcionamiento de los patios de secado se distribuyen los lodos en capas de 15 a 20 cm de espesor. Se produce una pérdida de agua por evaporación y la otra parte es conducida al cuerpo receptor. El lodo seco es inofensivo y puede utilizarse para rellenar depresiones del terreno o como fertilizante.

(37)

Dimensionamiento.

Datos básicos:

Población = 9527 habitantes

Producción de lodos secos = 0.10 lt/p/día (de tabla 4.9) Período de retensión: 20 días

Distribución de capas: 0.20 m

Cálculo del volumen necesario (Vn)

Vn = N de habitantes x PL s x Tr (Ec. 4.39)

Donde:

PL s = Producción de lodos secos

Tr = Tiempo de retensión

Entonces:

Vn = 9527 x 0.10 x 20.0 = 19054 lt = 19.054 m3

Cálculo del área necesaria

(38)

Donde:

Vn = Volumen necesario

EC L = Espesor de capas de lodos

Entonces:

An = 19.054 m3/0.20 m = 95.27 m2

Se construirán 2 patios de secado con dimensiones de: 6.80 m de ancho y 7.0 m de largo (ver plano 4.12).

La construcción de estos patios puede realizarse en dos etapas, el primer patio se construirá junto con los otros elementos de la planta y el segundo cuando sea necesario, es decir cuando la producción de lodos sea tal que supere la capacidad de almacenamiento del primero.

Estabilización con cal de los lodos

Para estabilizar los lodos crudos se añadirá cal en cantidades suficientes como para elevar el pH a 12.

El pH alto mata los microorganismos presentes en el lodo y, por consiguiente, estabiliza la materia orgánica.

Dentro de las ventajas de estabilización por cal se encuentran los tiempos de retención cortos que se requieren, la simplicidad del proceso y, en donde hay condiciones de suelo ácido, el pH alto del lodo es un beneficio en la aplicación en suelo.