009799_cap4 filtros percoladores

90

CAPITULO IV: PROPUESTA DE DISEÑO DE PLANTA DE TRATAMIENTO

91


4.1 INTRODUCCIÓN

En este capítulo se desarrol la la propuesta de diseño de la planta de

tratamiento de aguas residuales, part iendo de las consideraciones

generales que deben ser tomadas en cuenta a la hora de elaborar

proyectos de este t ipo. Esta propuesta se divide en cuatro fases de

tratamiento, siendo éstas las siguientes: prel iminar, 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 el los, 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 f lora y fauna presente en éste. Es decir lograr los

requerimientos de ANDA mencionados anteriormente.

92


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

Sól idos 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

Sól idos sedimentables - 6.00 Mg/lt

Los muestreos al agua residual se real izaron en dist intos períodos de

t iempo con el objeto de medir su cal idad.

Basándose en información empírica de ANDA en cuanto al tratamiento de

aguas residuales sí la relación DQO/DBO < 2.4 se puede uti l izar 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 uti l izar procesos biológicos”.

93


4.2.2 DIMENSIONAMIENTO DE TRATAMIENTO PRELIMINAR

I- ETAPAS DE IMPLANTACIÓN

• Inicio de operación: 2003

• Horizonte del proyecto: 2028

II- POBLACIÓN A SERVIR ( P )

P2003 = 5736 habitantes

P2028 = 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

horaria, consumo medio diario K3= 0.10 a 0.30.

94


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 Qmax = K1. K2 . Q (Ec. 4.2)

Caudal Mínimo Qmin = K3 . Q (Ec. 4.3)

Los caudales resultantes se presentan a continuación uti l izando 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 l íquidos Industr iales serán considerados

constantes en todo el horizonte del proyecto.

86400 P q C

Qmd =

86400 (9527 hbts) (175lt/hbt/día) (0.8)

Qmd =

95


4.2.2.2 Desechos Líquidos Industriales.

“Según la inspección y levantamiento de datos de campo, no existe en el

área ubicación de industr ia, tales como: Ingenios, Beneficios u otros,

básicamente son actividades económicas pequeñas las que predominan. Sin

embargo tomando en cuenta el posible desarrol lo 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: INDmin = 0.0 lt/seg.

“En este caso el caudal medio de desecho l íquido industr ial = 0.40 lt/seg

será considerado constante en todo el horizonte del proyecto”

4.2.2.3 Caudal de Infiltración20.

Características de la ciudad:

Mediante visitas al municipio se pudo determinar que:

- La superf ic ie de las cal les 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 cal les de t ierra o empedradas.

- Los pozos de visita que se encuentran en carretera pavimentada poseen

tapaderas de hierro fundido, mientras que los que se encuentran en cal les

adoquinadas y de t ierra o empedradas t ienen tapadera de concreto

reforzado.

96


Extensión de red colectora (L).

• L2003 = 10,006.18 mts

“Tomada de la propuesta del rediseño del sistema de alcantari l lado

sanitario de la ciudad”.

“Debido a que la población se incrementa en un 60% al f inal del período de

diseño, se apl ica 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 uti l izada para calcular el caudal de inf i l tración”

Tasa de infiltración

La tasa de inf i l tración 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 inf i l tración son calculados por:

I = ha x i (Ec. 4.4)

Donde:

i = Tasa de inf i l tración

ha = Área de cal les

2 0 Normas Técn icas de A.N.D.A. Secc ión 2, numera l 4 , E l Sa lvador 1998

97


Tabla 4.2. Caudales de Infiltración (lt/s)

Año Longitud (m) Ancho de cal le ( 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 inf i l tración para los años 2003 y 2028

respectivamente.

4.2.3 Cálculo de los Caudales Totales del Alcantarillado Sanitario.

El caudal total del alcantari l lado sanitario, es la sumatoria de las tres

áreas:

Afluente = Desecho Domestico + Desecho Industrial + Infi l tración.

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

2028 5.336 17.788 64.037

98


4.3 FASE I - TRATAMIENTO PRELIMINAR

Según la norma Brasi leña 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 uti l izará rej i l las de barras de remoción manual.

• La desarenación será por caja de arena t ipo canal de l impieza

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 rej i l la será obtenido por la instalación de una canaleta

Parshal l , 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 brasi leña 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.

99


4.3.1 Diseño Hidráulico del Canal Desarenador

“Se construirán dos cámaras desarenadoras iguales en paralelo, las cuales

funcionarán alternadamente para faci l i tar su l impieza. Se construirá

además aguas debajo de los desarenadores un regulador de velocidades

constituido por un canal Parshal l”

Datos básicos para el diseño:

Qmax : 64.037 lt/seg = 2.26 pie3 / seg ( de tabla 4.3 )

Qmin : 3.298 lt/seg = 0.116 pie3 / seg ( de tabla 4.3 )

Velocidad reja l impia: 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 part ículas de 0.20mm diámetro

que son los uti l izados para este diseño se debe uti l izar 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 apl icando una relación 2.5W”.

100


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

(dmax) será calculado mediante la expresión:

Qmax = V.A (Ec. 4.5)

Qmax/V = A pero A = B x dmax

Sustituyendo A en Ec. 4.5 se t iene:

dmax = Qmax / V.B (Ec. 4.6)

dmax = (0.064 m3/seg) / (0.3 m/seg) (0.76 m)

dmax = 0.28 m

El nivel mínimo de agua en el canal desarenador representado por

(dmin) será calculado mediante la ecuación 4.6 pero utilizando el

caudal mínimo.

dmin = Qmin / V.B

dmin = (0.0033 m3/seg) / (0.3 m/seg) (0.76 m)

dmin = 0.014 m

“Consecuente con los valores obtenidos para dmax y dmax en el

desarenador, las paredes vert icales de éste tendrán una altura de 50 cm

dejando 22 cms de borde l ibre a part ir del nivel máximo calculado en el

desarenador”.

101


Cálculo de la longitud (L) de los canales desarenadores

Datos básicos:

Diámetro mínimo de las part ículas 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:

VArena = (0.030 m3) (5532.8 m3 /día) /1000 (Ec. 4.8)

VArena = 0.166 m3 /día

Previendo su retiro o l impieza 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 l impia) (dmax)

Velocidad de sedimentaciónL= (Ec. 4.7)

102


Despejando h de Ec. 4.9 se t iene:

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 sól idos retirados de la Reji l la se construirá una plataforma de

secado o bandeja de escurrimiento. Esta consist irá 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

sól idos 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 vari l las incl inadas con un ángulo de 30 a

103


60º en la dirección del f lujo, con una separación de 2 a 3 cm de claro l ibre

entre barras.

Los datos básicos para el diseño de la rej i l la 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 incl inación de las barras: ∝ = 60º

Velocidad de entrada: VRL = 0.30 m/seg (reja l impia)

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

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

De Ec. 4.5 se t iene:

AL = Qmd / VRL

AL = (0.017788 m3) / (0.3 m/seg) = 0.06 m2

104


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

de la reja:

Donde:

Af = Área de f lujo

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

rej i l la debe ser el mismo.

Por lo tanto ancho de la rej i l la = 0.76m (ver plano 4.2)

La longitud sumergida de la reja (LS) será:

L S = dmax / 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

Af = AL (a + t) / a (Ec. 4.11)

105


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 l impia = 0.3 m/seg.

n = Coeficiente de rugosidad, para concreto = 0.013

S = Pendiente

R = Radio Hidrául ico

Para el cálculo del radio hidrául ico (R) se t iene:

R = 16.12 cm

( 76 cm ) ( 28 cm )

76 cm + 2 (28 cm) R =

( B ) (dmax )

( B + 2 dmax ) R = (Ec. 4.15)

106


Sustituyendo R en Ec. 4.14 se t iene:

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 .026 2.26 pie3/seg. = 4(1pie)Ha1.522(1 )

2.26 pie3/seg. = 4(1pie)Ha1.522

0 .026 Qmax = 4WHa1.522W (Ec. 4.16)

107


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

Uno de los requisitos en el diseño de la canaleta parshal l 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)

108


E = [(0.45 m/seg.)2 / 2 (9.8 m/seg2)] + 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

109


Según requisito de diseño de canaleta parshal l 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 parshal l 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 h2 =

110


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

hidrául ico para la canaleta parshal l 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

111


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 part ículas

sedimentadas, las velocidades horizontales a lo largo del tanque deben

mantenerse lo suficientemente bajas. A partir de los resultados de los

estudios real izados por SHIELDS (1936), CAMP (1946) desarrol ló la

siguiente ecuación para calcular la velocidad crít ica 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 específ ica de las partículas

G = Aceleración debida a la fuerza de la gravedad

D = Diámetro de las part ículas

F = Factor de fr icción de Darcy Weisbach

VA = 8k (s – 1) gd f

0.5

112


Los valores usuales de k son: 0.04 para arenas unigranulares y 0.06 para

part ículas más aglomeradas. El factor de fr icción de Darcy Weisbach

depende de las característ icas de la superf icie sobre la que t iene lugar el

f lujo 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, s iempre 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 efic iencia en la remoción de DBO y SST

en tanques de sedimentación primaria, como función de la concentración

afluente y el t iempo 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

113


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 superf ic ial = 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 superf ic ial 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 superf ic ial se redondean a 3.10m x

12.30 m (ver plano 4.4).

Qmd

TVS A =

1536.88 m³/dia

40.72 m³/m².dia =

114


b) Cálculo del t iempo 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

Uti l izando la ecuación 4.5 se t iene:

c) cálculo del t iempo de retención y la carga superf icial 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 superf ic ial = = = 40.31 m³/m² . d

Vol.

Qmed

127.73 m³

1536.88 m³/diaTiempo de retención = = = 2 Horas.

Qmax

A

5532.8 m³/día

(3.10 x 12.3)Carga superf ic ial = = = 145.10 m³/m².d

Vol.

Qmax

127.73 m³

5532.8 m³/diaTiempo de retención = = = 0.55 Horas.

115


Donde:

Constante de cohesión (k) = 0.05

Gravedad específ ica (s) = 1.25

Aceleración de la gravedad (g) = 9.8 m/seg²

Diámetro de las part ículas (d) = 0.003 m

Factor de fr icción 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 f lujo

“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

sól idos sedimentados se uti l izarán 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

116


instaladas en el fondo de la poseta, dicha extracción se real izará por

presión hidrostática”

a) Cálculo de las tasas de remoción de DBO y SST a caudales medio y

máximo uti l izando la ecuación 4.27

Donde:

R = porcentaje de remoción esperado

t = t iempo 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 sól idos 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 0.018 + ( 0.020 x 2 )

t

a + bt

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

117


4.4 FASE III TRATAMIENTO SECUNDARIO

4.4.1 Filtros Percoladores Biológicos

Los datos básicos para el diseño son:

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

Caudal máximo horario Qmax = 64.037 lt/seg. = 5532.88 m3/día

DBO bruto = 319.25 mg/lt

DBO del ef luente 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 Counci l

U.S.A.)

Donde:

E1 = Rendimiento de el iminación de la DBO para el primer fi ltro

E2 = Rendimiento de el iminación de la DBO para el segundo f i l tro

E1 = 100

1 + 0.4425 ( W1 / V1 . F )0 .5(Ec. 4.30)

E2 = 100

0.4425 1 + 1 – E1

( W2 / V2 . F )0 .5 (Ec. 4.31)

118


W1 = Carga de DBO apl icada al primer f i l tro

W2 = Carga de DBO apl icada al segundo f i l tro

V1 = Volumen del primer fi l tro

V2 = Volumen del segundo f i l tro

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 real izar

el proceso en dos etapas a través de dos f i l tros 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 % Eficiencia conjunta = (Ec. 4.33)

119


b) Cálculo de la carga de Demanda Bioquímica de oxígeno (DBO)

del primer filtro

W1 = (DBO influente) (Qmd) (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

120


“La distancia más corta ha sido asumida con el objeto de evitar elementos

de apoyo (vigas) para los canales de distr ibución del agua residual en los

f i l tros 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 – E1

( W2 / V2 . F ) 0 .5

1 – 0.48

48 = 100

0.4425 1 + ( 167.12 / V2 . 1 )0 .5

121


A2 = 103.12 m3/1.8 m

A2 = 57.29 m2

De donde L1 = 6.0 y L2 = 10.0 m

Este fi l tro estará dividido por una pared intermedia (de 30 cm de espesor)

con el f in de apoyar los canales de distr ibución 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 hidrául ica = Qmax/ A1 = (5532.88 m3/día) / 29.79 m2

Carga hidrául ica = 185.73 m3/m2 . día

Filtro de la segunda etapa

Carga hidrául ica = Qmax/ A2 = (5532.88 m3/día) / 57.29 m2

122


Carga hidrául ica = 96.58 m3/m2. día

Tabla 4.7. Información típica de diseño para filtros percoladores

Elemento Baja carga Carga intermedia Carga a l ta Muy a l ta carga De desbaste

Med io f i l t ran te P ied ra ,

escor ia P iedra , escor ia P iedra P iedra

P lás t i co ,

madera

Carga

h id ráu l i ca

m3/m2 . d ía

1 .20 -3 .50 3 .5 -9 .4 9 .4 -37 .55 11 .70-70 .40 47-188

Carga orgán ica

Kg de DBO/m3

. d ía

0 .08 -0 .40 0 .25 -0 .50 0 .50 -0 .95 0 .48 -1 .60 1.6-8

Pro fund idad m 1 .80-2 .40 1 .80 -2 .40 0 .90 -1 .80

Re lac ión de

rec i r cu lac ión 0 0 -1 1 -2 1 -2 1 -4

Moscas en e l

f i l t ro Abundantes A lgunas Escasas

Escasas o

n inguna

Escasas o

n inguna

Ar ras t re de

só l idos

In te rm i ten t

es In te rmi ten te Cont inua Cont inua Cont inua

Ef i c i enc ia de

e l im inac ión de

l a DBO, %

8-90 50-70 65-85 65-80 40-65

Ef luen te B ien

n i t r i f i cado

Parc ia lmente

n i t r i f i cado

Escasamente

n i t r i f i cado

Escasamente

n i t r i f i cado

No

ni tr i f icado

“Basándose en los resultados obtenidos de la carga hidrául ica, carga

orgánica y ef ic iencia requerida, se diseñarán fi l tros de desbaste sin

recirculación para no tener que mecanizarlos”.

4.5 FASE IV: TRATAMIENTO DE LODOS

El término lodos se uti l iza para designar a los sól idos que se sedimentan

cuando las aguas negras pasan a través del tanque de sedimentación. El

123


lodo producido por estos tanques está formado por los sól idos orgánicos e

inorgánicos presentes en el agua cruda, al momento de sal ir del tanque de

sedimentación los lodos contienen un 5% de sól idos 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

convirt iéndolas 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

uti l izan 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

Fi ltros biológicos 1.50 0.50 0.15

Lodos activados 1.80 0.80 0.20

124


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 PLn x Tr (Ec. 4.37)

Donde:

PLn = 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, distr ibuida de la siguiente

manera:

Una parte ci l índrica con una altura de 1.40 m y un diámetro de 11.40 m

(ver plano 4.10).

125


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

Entonces:

VT = Vol. del ci l indro + Vol. del cono (Ec. 4.38)

VT = π .d2 hc i l . /4 + π .d2 hcono /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 superf ic ie de arena y el fondo

tendrá una l igera pendiente hacia los tubos de drenaje.

El funcionamiento de los patios de secado se distr ibuyen 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 uti l izarse para rel lenar depresiones del terreno o

como fert i l izante.

126


Dimensionamiento.

Datos básicos:

Población = 9527 habitantes

Producción de lodos secos = 0.10 lt/p/día (de tabla 4.9)

Período de retensión: 20 días

Distr ibución de capas: 0.20 m

Cálculo del volumen necesario (Vn)

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

Donde:

PLs = 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

An = Vn / ECL (Ec. 4.40)

127


Donde:

Vn = Volumen necesario

ECL = 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 real izarse 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 estabi l izar 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, estabi l iza la materia orgánica.

Dentro de las ventajas de estabi l ización por cal se encuentran los t iempos

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 apl icación en suelo.

009799_cap4 filtros percoladores

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