anejo6- red hidraulica y drenaje pluvial

Sistema de abastecimiento y saneamiento de Puerto Napo (Ecuador) Anejo 6. Cálculos hidráulicos

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ANEJO 6. CÁLCULOS HIDRÁULICOS

ÍNDICE

1. OBJETIVO DEL ANEJO.................................................................................... 2

2. RED DE ABASTECIMIENTO ........................................................................... 2

2.1. Dotación y demanda de agua ........................................................................ 2

2.1.1. Caudal de abastecimiento .................................................................. 2

2.1.2. Dimensiones del depósito .................................................................. 3

2.2. Requisitos técnicos ....................................................................................... 5

2.2.1. Presiones y velocidades admisibles en la red de distribución ........... 5

2.2.2. Diámetros utilizados en la instalación............................................... 6

2.2.3. Profundidad de la conducción ........................................................... 6

2.3. Cálculo de la red ........................................................................................... 6

3. RED DE SANEAMIENTO ................................................................................. 8

3.1. Planteamiento ............................................................................................... 8

3.2. Cálculo de la red de saneamiento ................................................................. 9

3.3. Resultados de la red de saneamiento ............................................................ 9

3.3.1. Características de los nudos ............................................................... 9

3.3.2. Características de las conducciones ................................................... 11

3.3.3. Mediciones de la excavación............................................................. 13

3.3.4. Esquema de la red .............................................................................. 13

4. RED DE EVACUACIÓN DE AGUAS PLUVIALES........................................ 14

4.1. Confección de la lluvia de proyecto ............................................................. 15

4.1.1. Construcción de las curvas IDF ........................................................ 17

4.2. Trazado de la red y disposición de sumideros .............................................. 22

4.3. Cálculo de la red ........................................................................................... 23

5. DISEÑO DEL REACTOR UASB....................................................................... 24

5.1. Dimensiones del reactor ............................................................................... 25

5.2. Sistema de distribución del afluente ............................................................. 25

5.3. Separador gas- líquido-sólido ........................................................................ 27

5.4. Sistema recolector del efluente..................................................................... 28

5.5. Desarenador .................................................................................................. 29


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1. OBJETIVO DEL ANEJO

El objetivo del presente anejo es exponer las características de los sistemas de

abastecimiento de agua potable, de saneamiento de aguas residuales domésticas y de

evacuación de aguas pluviales. Asimismo se explican los cálculos efectuados para el

correcto funcionamiento de dichos sistemas.

2. RED DE ABASTECIMIENTO

2.1 Dotación y demanda de agua

En este apartado se tratarán los cálculos referentes a la determinación del caudal que

debe llegar al depósito de abastecimiento por la conducción procedente de la red de

Tena y los que determinan a las dimensiones que ha de tener dicho depósito en base a

hipótesis que se detallarán a continuación.

2.1.1 - CAUDAL DE ABASTECIMIENTO

Los cálculos se han efectuado partiendo de los datos de las encuestas realizadas sobre la

población de Puerto Napo, cuyos resultados se exponen en el anejo nº3 del presente

proyecto.

Se han realizado encuestas en 81 casas, obteniéndose un total de 560 habitantes.

Mayorando esta cifra para considerar las 8 casas en las que no se pudo realizar encuesta

obtenemos un total de:

6158189

·560 = personas

Además debemos considerar 22 habitantes adicionales que según las encuestas pueden

residir en Puerto Napo de forma temporal y simultánea en algún momento del año,

obteniendo un total de:

615 + 22 = 637 personas

Por último consideraremos una posible ampliación de la red que se propone en este

proyecto, al grupo de casas que se encuentra en la zona superior del campo de fútbol,

ligeramente separadas del núcleo urbano. En base a todas estas hipótesis

consideraremos una población inicial de 700 personas.

Evolución de la población:


3

Consideraremos una tasa de crecimiento anual de un 5% y una vida útil de 20 años, por

lo que la población para la que hemos de dimensionar el caudal es de:

( ) 185705,1·700 20 = personas

Como es posible que las obras se inicien cuando la población ya haya crecido algo con

respecto a la existente en el momento del censo de las encuestas, mayoraremos este

resultado y consideraremos el abastecimiento necesario para una población de 2000

personas..

Caudal necesario:

Consideraremos un consumo de 100 l/hab·dia, bastante inferior al que se adopta en

España, pero que se adapta adecuadamente a las actividades de Puerto Napo. De esta

forma el caudal de abastecimiento necesario es de:

2000 habitantes · 100 l/hab·dia = 200000 l/dia · 1 dia/86400 seg = 2,31 l/s

Este será el caudal de abastecimiento para el que tendrá que dimensionarse la tubería

procedente de la red de Tena, conducción que queda fuera del ámbito del presente

proyecto.

2.1.2 - DIMENSIONES DEL DEPÓSITO

Para calcular el volumen del depósito necesario consideraremos un consumo triangular,

con un coeficiente de simultaneidad de 2,4. De esta forma el caudal punta que saldrá del

depósito será de:

2,3 · 2,4 = 5,52 l/s

Curva de demanda

0

12

3

4

5

6

0 5 10 15 20 25

Hora

Cau

dal

Curva demanda Demanda media

1 2


4

Figura 1. Curva de demanda

Considerando que llega un caudal continuo de 2,3 l/s, el momento en el que el depósito

se encuentre más lleno será el correspondiente al punto 1, mientras que estará más vacío

en el punto 2. El volumen que queda por encima de la línea será el que debe ser capaz

de almacenar el depósito. Dicho volumen se corresponde con el área por encima de la

recta Q = 2,3 l/s, y representa un volumen de 112,5 m3.

Margen de averías:

En caso de que el volumen del depósito fuese 112,5 m3, éste se quedaría vacío en el

momento correspondiente al punto 2, motivo por el cual se debe dejar un cierto margen

con el objetivo de que, en caso de avería, el pueblo no se quede sin abastecimiento de

agua. Para ello se tendrán en cuenta las siguientes consideraciones:

- El momento más desfavorable de cara a la aparición de la avería es aqué l en que

el depósito se encuentra más vacío.

- Dicho momento se da a últimas horas del día, con lo que las horas que siguen

son las de la noche, con un consumo de agua claramente inferior.

- Intentaremos dejar un margen suficiente para que los equipos técnicos tengan

tiempo de reparar la avería

Un volumen adicional de 100 m3, representa un margen de más de dos días de consumo

en los primeros años, en los que la población es menor. El margen va disminuyendo

hasta que al final del periodo para el que se ha ideado el depósito (20 años), es de

aproximadamente medio día.

A pesar de que este sea un margen corto para la reparación del depósito, cabe considerar

que se está considerando el caso más desfavorable en que la avería se produjese cuando

el depósito está más vacío, y el hecho de que las horas que siguen a ese momento sean

de bajo consumo, hace que el margen real sea superior. Dicho de otro modo, caso de

producirse la avería a últimas horas de la tarde, sería posible avisar al técnico en dicho

momento para que a la mañana siguiente efectuase la reparación necesaria sin que, de

esta forma, se viese afectada la población.

Por lo tanto consideraremos un volumen del depósito de 210 metros cúbicos.

En el siguiente gráfico aparece la evolución del margen de avería (en días) de que se

dispone en los diferentes años de la vida útil de la obra, y con las hipótesis de

crecimiento de la población realizadas.


5

0

0,5

1

1,5

2

2,5

0 5 10 15 20 25

Serie1

Figura 2. Evolución del margen de avería de la red de abastecimiento

2.2 Requisitos técnicos

2.2.1 PRESIONES Y VELOCIDADES ADMISIBLES EN LA RED DE DISTRIBUCIÓN

- Presión máxima:

En cualquier red de abastecimiento, la máxima presión tiene lugar en el momento en

que no se producen consumos, es decir durante la noche.

La limitación de presión máxima viene dada por la resistencia de las tuberías. Debido al

fenómeno de golpe de ariete, que produce una sobrepresión de unos 8 metros de

columna de agua (m.c.a.), se estima conveniente que la presión estática en la red de

distribución no sobrepase los 60 m.c.a.

Este hecho condiciona la ubicación del depósito de abastecimiento, ya que no deberá

haber demasiado desnivel entre este y el punto más bajo de la red, o en caso contrario,

hará necesaria la presencia de otros dispositivos para romper la presión. En el caso del

presente proyecto, el desnivel entre el depósito de abastecimiento y el punto más bajo

de la red no supera los 50 metros, por lo que en principio no habrá problemas en este

aspecto.

- Presión mínima:

En este aspecto, el objetivo es que en todos los puntos de la red haya una presión igual o

superior a la altura de las casas existentes.


6

Se intentará, por tanto, que en todos los puntos haya una presión igual o superior a 4

m.c.a.

- Velocidades máxima y mínima admisibles en la red de distribución

Las recomendaciones sobre las limitaciones de la velocidad vienen dadas por diferentes

motivos. La limitación para el valor máximo de la velocidad está asociada al fenómeno

del golpe de ariete y a las pérdidas localizadas. Por otro lado, la velocidad mínima viene

dada por criterios de no deposición de partículas que puedan viajar inmersas en el agua.

El tamaño de la población hará que sea imposible cumplir totalmente estos objetivos,

dado que las tuberías tienen un tamaño mínimo, pero de todas formas el proyecto

intentará adaptarse en la medida de lo posible a los siguientes valores de velocidad y

presión:

Presión máxima 60 m.c.a.

Presión mínima 4 m.c.a.

Velocidad máxima 2,5 m/s

Velocidad mínima 0,5 m/s

Tabla 1. Requisitos de presión y velocidades. Red de abastecimiento

2.2.2 - DIÁMETROS UTILIZADOS EN LA INSTALACIÓN

Todas las tuberías utilizadas en la instalación son de PVC, debido principalmente a las

condiciones ambientales de la zona. Los diámetros utilizados son 63,5mm (2,5”), para

la conducción que va del depósito de abastecimiento al núcleo urbano siguiendo la parte

superior de la calle Quito, y 38.1mm (1,5”) para la red mallada del interior del núcleo

urbano. La acometida a las casas se realizará con tuberías de 0,5”.

2.2.3 – PROFUNDIDAD DE LA CONDUCCIÓN

Toda la red estará situada a un metro de profundidad respecto del perfil del terreno.

2.3. Cálculo de la red

El cálculo de la red se ha efectuado mediante el programa EPANET 2.0. Este programa

permite realizar simulaciones del comportamiento de la red en periodos prolongados de

uno o varios días, tanto en lo referente al comportamiento hidráulico de la misma como

a la evolución de parámetros asociados a la calidad del agua.


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A continuación se exponen diversas figuras donde aparecen las velocidades y presiones

en los nudos y tuberías de la red, en los momentos de máximo y mínimo consumo.

Figura 3. Esquema de la red las 0:00 h

Figura 4. Esquema de la red a las 6:00 h


8

Figura 5. Esquema de la red a las 12:00 h

A la vista de los resultados se observa un incumplimiento de la condición de velocidad

mínima, hecho que, por otra parte, es inevitable debido al relieve del terreno en que se

encuentra el casco urbano y a la escasa demanda que hace que los diámetros utilizados

no puedan conducir el agua a mayor velocidad.

3. RED DE SANEAMIENTO

3.1 Planteamiento

La actual red de saneamiento de Puerto Napo fue construida hace aproximadamente 40

años, motivo por el cual se encuentra totalmente obsoleta, tanto desde el punto de vista

técnico como funcional, ya que la población de la parroquia ha cambiado a lo largo de

todos estos años. Actualmente existe una única red para la evacuación de aguas

residuales domésticas y de aguas pluviales. En este proyecto se plantea la ejecución de

una red separativa, con el objetivo de adaptarse por separado a los caudales asociados a

ambos tipos de aguas, que son de magnitudes bastante diferentes.

La red de alcantarillado que se estudia en este apartado funcionará en lámina libre y por

gravedad. Se considerará un coeficiente de simultaneidad igual al utilizado en la red de

abastecimiento (2,4) y un porcentaje de agua retenida en las viviendas de un 20%.


9

Las tuberías utilizadas serán de PVC, ya que es el material adecuado, tanto por las

condiciones ambientales de la zona como por la facilidad de adquirir ese tipo de

conductos en el mercado disponible. Por tanto se considerará un caudal de infiltración

nulo.

3.2 Cálculo de la red de saneamiento

Para el cálculo de la red de saneamiento se ha utilizado el programa SWMM (Store

Water Management Model). Sobre un mapa a la escala correspondiente del núcleo

urbano de Puerto Napo se han introducido los nudos de la red en las posiciones

correspondientes a los pozos de registro de las diferentes viviendas. Esto se ha hecho de

manera relativamente aproximada, ya que no se disponía de las coordenadas exactas de

dichos pozos de registro.

El programa SWMM utiliza la formulación de Manning para el cálculo de las pérdidas

de energía en los diferentes tramos de la red.

Se ha adoptado un diámetro de 20 cm para las conducciones, con el fin de evitar

posibles problemas debidos a residuos que puedan quedar atascados en las tuberías.

Como referencia, se ha intentado cumplir los siguientes criterios a la hora de

dimensionar la red, es decir, en el establecimiento de las profundidades de los distintos

nudos:

Velocidad mínima 0,5 m/s

Velocidad máxima 5 m/s

Pendiente mínima 0,5 %

Pendiente máxima 20 %

Calado máximo (respecto sección) 70 %

Tabla 2. Requisitos velocidades y pendientes. Red de saneamiento

En el plano 4.5 se exponen los detalles de la red de saneamiento de aguas domésticas.

De todas formas en el siguiente apartado del anejo se incluye un esquema de la misma,

así como un resumen de los resultados obtenidos.

3.3 Resultados de la red de saneamiento

3.3.1 CARACTERÍSTICAS DE LOS NUDOS


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En primer lugar se expone un listado de los diferentes nudos de la red, con las cotas

correspondientes y las profundidades que ellas representan respecto de la superficie.

Estas profundidades se han determinado intentando adaptarse de la mejor manera

posible a los criterios de velocidad mínima, que ha resultado ser el requisito más

restrictivo, como consecuencia del relieve del terreno. Asimismo, se ha intentado no

exceder una profundidad de 3 metros, con el objetivo de no dificultar excesivamente la

ejecución de las zanjas correspondientes.

Nudo Cota tubería Profundidad Nudo Cota tubería Profundidad 1 438.3 2,60 44 437.92 2,38 2 439.1 1,40 45 437.47 3,03 3 439 2,50 46 437.2 2,80 4 440.5 1,40 47 438.8 1,20 5 437.97 3,13 48 437.65 2,45 6 437.32 3,00 49 441.4 1,20 7 437.1 2,80 50 440.8 1,30 8 436.85 2,35 51 439.6 2,80 9 436.73 2,00 52 440 1,40 10 436.2 1,90 53 438.4 3,00 11 436.05 1,95 54 437 3,00 12 439.1 1,20 55 438.5 1,20 13 438.6 1,60 56 437.25 2,25 14 438.1 2,00 57 436.04 2,95 15 437.6 2,40 58 435.5 2,50 16 439.4 1,20 59 441.2 1,20 17 438.8 1,70 60 440.65 1,65 18 438.1 2,30 61 440.14 2,06 19 436.9 3,00 62 439.4 2,20 20 435.9 2,10 63 441.5 1,20 21 435.74 2,16 64 438.8 2,50 22 435.34 2,06 65 437.1 3,00 23 435.11 1,90 66 440.6 1,20 24 434.74 1,85 67 440.1 1,60 25 433.64 1,45 68 439.3 2,00 26 432.95 2,05 69 438.5 2,20 27 432 3,00 70 438.7 1,20 28 431 1,00 71 438 2,00 29 430.2 1,00 72 437.5 2,40 30 439.9 1,20 73 438.6 1,20 31 438.7 2,00 74 438 2,00 32 440.6 1,50 75 437.64 2,35 33 440 1,50 76 437.37 2,53 34 438.54 2,05 77 437.17 2,63 35 445.1 1,20 78 436.5 3,00 36 442.4 1,20 79 429.55 0,50 37 441.2 1,20 80 437.6 2,80 38 440.3 1,20 81 437.9 2,90


11

Tabla 3. Lista de nudos y profundidades

3.3.2 CARACTERÍSTICAS DE LA S CONDUCCIONES

Con estas características para los nudos, las pendientes de los diferentes tramos de

conducción, así como los caudales y velocidades que se han obtenido como resultado

son los expuestos en la siguiente tabla:

Conducción Nudo inicial

Nudo final

Longitud Velocidad

1 1 5 11,66 0,37 2 2 1 20,43 0,34 3 3 5 18,32 0,52 4 5 6 32,55 0,42 5 6 7 17,20 0,40 6 12 13 11,44 0,40 7 13 14 11,93 0,42 8 14 15 10,76 0,49 9 15 7 10,76 0,53 10 7 8 21,67 0,44 11 8 9 17,30 0,38 12 9 10 58,72 0,43 13 10 11 21,61 0,41 14 11 20 15,44 0,51 15 20 21 12,49 0,57 16 21 22 16,41 0,72 17 22 23 16,41 0,60 18 23 24 36,87 0,54 19 30 31 28,84 0,40 20 31 80 23,19 0,43 21 16 17 18,32 0,38 22 17 18 18,87 0,40 23 18 80 17,97 0,41 24 80 19 26,73 0,46 25 19 11 24,94 0,54 26 4 3 24,48 0,47 27 32 33 22,80 0,41 28 33 34 43,58 0,43 29 35 36 26,04 0,56 30 36 37 18,97 0,55 31 37 38 17,20 0,59 32 38 39 19,63 0,65 33 39 40 24,84 0,52 34 40 34 21,96 0,41

39 439.3 1,20 82 436.5 2,80 40 438.76 1,55 83 436 1,60 41 438.36 2,14 84 438.5 1,20 42 438.22 2,08 87 440 2,30 43 438.06 2,14 88 438.8 3,00


12

35 34 41 18,87 0,44 36 41 42 19,36 0,40 37 42 43 20,99 0,42 38 43 44 14,32 0,47 39 44 45 65,28 0,44 40 45 46 27,99 0,50 41 46 25 23,99 1,36 42 47 48 20,48 0,46 43 48 46 14,24 0,46 44 49 50 23,07 0,31 45 52 44 34,72 0,45 46 63 62 27,85 0,50 47 59 60 14,68 0,41 48 60 61 21,61 0,42 49 61 62 21,11 0,51 50 62 64 14,18 0,58 51 64 65 37,60 0,62 52 66 67 12,56 0,48 53 67 68 16,55 0,50 54 68 69 20,48 0,53 55 69 65 21,05 0,71 56 65 58 36,63 0,81 57 55 56 19,36 0,42 58 56 57 34,31 0,44 59 57 58 21,11 0,46 60 58 27 29,04 1,25 61 53 81 22,68 0,51 62 81 54 14,80 0,76 63 54 82 11,89 0,67 64 82 26 17,61 1,09 65 24 25 52,62 0,71 66 25 26 69,14 0,67 67 26 27 94,58 0,70 68 73 74 23,76 0,31 69 74 75 25,95 0,31 70 75 76 27,36 0,31 71 76 77 20,74 0,34 72 77 78 62,44 0,37 73 70 71 19,43 0,33 74 71 72 19,36 0,35 75 72 65 15,28 0,43 76 84 78 23,36 0,52 77 78 83 26,20 0,52 78 27 28 25,75 1,20 79 28 29 20,18 1,21 80 29 79 64,57 0,78 81 83 79 25,40 1,30 82 79 85 69,32 0,74 83 50 87 44,20 0,34 84 87 51 17,52 0,42


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85 51 88 33,09 0,43 86 88 53 20,40 0,49 Tabla 4. Lista de conducciones. Resultados

3.3.3 MEDICIONES DE LA EXCAVA CIÓN

Conducción Volumen Excavado

(m3)

Conducción Volumen Excavado

(m3) 1 66.8 44 43.3 2 61.2 45 98.4 3 77.3 46 71.0 4 149.6 47 31.4 5 74.8 48 60.1 6 24.0 49 67.4 7 32.2 50 50.0 8 35.5 51 155.1 9 41.9 52 26.4

10 83.7 53 44.7 11 56.4 54 64.5 12 171.7 55 82.1 13 62.4 56 151.1 14 46.9 57 50.1 15 39.9 58 133.8 16 51.9 59 86.3 17 48.7 60 119.8 18 103.7 61 100.4 19 69.2 62 65.5 20 83.5 63 51.7 21 39.8 64 64.1 22 56.6 65 130.2 23 68.7 66 181.5 24 116.3 67 358.2 25 92.6 68 57.0 26 71.6 69 84.7 27 51.3 70 100.1 28 116.0 71 80.3 29 46.9 72 263.7 30 34.1 73 46.6 31 31.0 74 63.9 32 35.3 75 61.9 33 51.2 76 73.6 34 59.3 77 90.4 35 59.3 78 77.2 36 61.3 79 30.3 37 66.4 80 72.6 38 48.6 81 40.0 39 264.9 82 145.6 40 122.4 83 43.1 41 76.5 84 36.8 42 56.1 85 69.5 43 56.1 86 45.9

3.3.4 ESQUEMA DE LA RED


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Figura 6. Esquema de la red de alcantarillado

4. RED DE AGUAS PLUVIALES

Para el diseño de la red de evacuación de aguas de lluvia se estructurará el estudio en

tres partes, siguiendo el mismo esquema que en este apartado del anejo.

En primer lugar será necesario definir una lluvia de proyecto. Para ello se utilizará un

estudio hidrológico disponible de la ciudad de Tena, en el que aparecen datos de lluvia

en el aeropuerto de la capital durante los últimos años. Con dichos datos se podrán

construir unas curvas IDF, que permitirán establecer la lluvia de proyecto.

Por otra parte se distribuirán sobre las calles de Puerto Napo un conjunto de sumideros

en los puntos que optimicen la recogida de las aguas de lluvia, y se asignará a cada uno

de ellos una porción de la cuenca urbana, con los parámetros correspondientes.

Asimismo se unirán los distintos sumideros mediante los conductos que constituirán la

red de recogida de aguas pluviales.

Por último, se realizará el cálculo de la respuesta de la red propuesta a la lluvia de

proyecto planteada mediante el programa SWMM (Store Water Management Model), el

mismo que se ha usado para dimensionar la red de saneamiento de aguas residuales

domésticas.


15

4.1 Confección de la lluvia de proyecto

Para el establecimiento de la lluvia de proyecto se hará uso de los datos pluviométricos

obtenidos del registro del DAC y del INAMHI, que se corresponden a precipitación

registrada en el aeropuerto de Tena, entre los años 1980 y 2004, con algunas

intermitencias. Las tablas correspondientes se pueden observar a continuación:

Figura 7. Datos de pluviosidad mensual total entre los años 1991 y 2003 en el

Aeropuerto de Tena, proporcionados por la DAC.


16

Figura 8. Datos de precipitación màxima en 24 horas mensual entre los años 1991 y 2003 en el Aeropuerto de Tena, proporcionados por la DAC

Figura 9. Precipitación total mensual obtenida del proyecto “EIA para el rescate del

estero Paushiyacu” realizado por el GMT

Figura 10. Precipitación màxima en 24 horas mensual obtenida del proyecto “EIA para

el rescate del estero Paushiyacu” realizado por el GMT


17

Los datos disponibles son únicamente de precipitaciones máximas en 24 horas. Por este

motivo las curvas IDF necesarias deberán construirse de forma sintética, utilizando

alguna expresión general.

4.1.1 – CONSTRUCCIÓN DE LAS CURVAS IDF

Para establecer las curvas IDF a partir de los datos de precipitación máxima en 24 horas

que se han expuesto anteriormente, se hará uso de la siguiente expresión:

)(24··

Thmáxn

m

PDTK

I =

I = intensidad máxima (mm/h)

D = duración de la lluvia con la intensidad anterior (min)

T = periodo de retorno (años)

K, m, n = constantes de ajustes de la ecuación determinadas mediante el método de

mínimos cuadrados

Pmax24h(T) = precipitación máxima en 24 horas para la zona de estudio asociada a un

periodo de retorno.

-Valores de las constantes:

Los valores de las constantes que aparecen en la expresión anterior, se pueden obtener a

partir de un estudio realizado por el INAMHI, en el que se han analizado

precipitaciones y cuencas en todo Ecuador. Se ha dividido el país en diferentes zonas

que corresponderán a diferentes valores de las constantes. La subdivisión del país se

puede apreciar en la siguiente figura:


18

Figura 11. Zonificación del país según la climatología de cada región

Tena y Puerto Napo se encuentran dentro de la zona 11, para la cual los valores de las

constantes quedan recogidos en la siguiente tabla:

m 0,135 n 0,693 K 1,63

Tabla 1. Valores de las constantes según el INAMHI


19

Con estos datos únicamente falta determinar el valor de Pmax24h(T). Para ello se utilizará

una distribución de extremos de tipo Gumbel.

- Cálculo de la intensidad máxima en 24 horas:

El cálculo se realizará a partir de los datos expuestos anteriormente. En la tabla

siguiente se pueden apreciar las precipitaciones máximas en 24 horas correspondientes a

cada uno de los años en los que ha sido posible obtener este dato:

PRECIPITACIÓN MÁXIMA ANUAL EN 24 h (mm) Año Pd n ESTACIÓN AEROPUERTO DE TENA

1980 110.40 1 1981 92.20 2 1984 96.52 3 1985 96.00 4 1989 96.52 5 1991 82.00 6 1992 147.10 7 1993 96.00 8 1994 98.00 9 1995 151.20 10 1996 109.30 11 1997 96.40 12 1998 130.50 13 1999 115.70 14 2003 155.00 15 2004 141.00 16

Tabla 2. Precipitaciones máximas en 24 horas

Con ello se obtienen los siguientes resultados para la distribución de extremos que se

buscaba:

n 16 M 113,37 Sx 23,83 Yn 0,5157 Sn 1,0316 Cv 0,2102

Tabla 3. Resultados para la distribución Gumbel

T: periodo de retorno

Pt: precipitación máxima en 24 h correspondiente a un periodo de retorno T

M: media de la serie de valores de precipitaciones máximas anuales


20

Sx: desviación típica de la serie de valores

Yn, Sn: parámetros estadísticos que sólo dependen de n

Idt: intensidad media de la precipitación Pt en 24h.

Dicha distribución conduce a los siguientes valores de precipitación máxima total en 24

horas:

Periodo de retorno

Yt Pt (mm/dia)

It (mm/h)

2 0,903 122,30 5,096 5 1,702 140,77 5,865 10 2,351 155,75 6,490 25 3,239 176,26 7,344 50 3,922 192,05 8,002 100 4,610 207,94 8,664 500 6,216 245,03 10,209

Tabla 4. Resultados

- Resultados para las curvas IDF:

Con los parámetros calculados anteriormente y la expresión que aparece al inicio de este

apartado, se pueden confeccionar las curvas IDF correspondientes, que aparecen en la

siguiente tabla, así como en el gráfico que vendrá a continuación:

INTENSIDADES T

(años) TIEMPO (minutos)

5 10 15 20 30 60 120 144 240 2 71,76 44,39 33,52 27,46 20,73 12,82 7,93 7,02 4,91 5 93,47 57,82 43,65 35,76 27,00 16,70 10,33 9,15 6,39 10 113,56 70,24 53,04 43,45 32,81 20,29 12,55 11,12 7,76 25 145,44 89,96 67,93 55,65 42,02 25,99 16,08 14,24 9,94 50 174,01 107,63 81,27 66,58 50,27 31,10 19,23 17,03 11,90 100 206,89 127,98 96,63 79,16 59,77 36,97 22,87 20,25 14,15 500 302,95 187,40 141,49 115,92 87,52 54,14 33,49 29,66 20,71

Tabla 5. Curvas IDF

No se conoce el tiempo de concentración de la cuenca que afecta a la red de aguas

pluviales que se está planteando, así que se estudiarán cuatro casos de lluvia de

intensidad constante y diferentes duraciones. El periodo de retorno adoptado para el

dimensionamiento será de 100 años.


21

Con todo ello las diferentes precipitaciones a las que se someterá a la red en este estudio

serán las resumidas en la siguiente tabla:

Duración (min) Intensidad (mm/h)

10 127,98

15 96,63

20 79,16

30 59,77

Tabla 6. Intensidades de las lluvias de proyecto calculadas

4.2 Trazado de la red y disposición de sumideros

Teniendo en cuenta el relieve del terreno y las diferentes zonas de terreno impermeable

donde el agua puede circular por superficie con mayor facilidad, se ha propuesto el

siguiente esquema de la red, donde los nudos se corresponden con la ubicación de un

sumidero a cada lado de la calle.

Figura 12. Disposición de los sumideros y subcuencas

Las tuberías de la red son de PVC con un coeficiente de Manning de 0,009 y tienen

sección circular con un diámetro de 0,5 metros. Se aprovechará el trazado de la red de

saneamiento para la disposición de las tuberías.


22

4.3 Cálculo de la red

El cálculo se ha efectuado con el programa SWMM (Storm Water Management Model).

Para ello se han introducido datos estimados para cada cuenca sobre los siguientes

aspectos:

- Área de la subcuenca

- Ancho equivalente de la subcuenca (el programa adopta una forma rectangular)

- Pendiente

- Porcentaje de superficie impermeable

- Coeficientes de Manning de la zona impermeable y la permeable

- Profundidad de almacenamiento en la zona impermeable y permeable

- Porcentaje de superficie impermeable con capacidad de almacenamiento

Para los coeficientes de Manning se han adoptado valores de 0,015 para la zona

impermeable y de 0,1 para la permeable. El resto de parámetros se han calculado o

estimado a partir de la información topográfica, fotográfica y observaciones sobre el

terreno.

Se ha realizado el cálculo de la red bajo la acción de las cuatro precipitaciones modelo

que se comentan al final del apartado 4.1, obteniéndose los resultados que se exponen

en las siguientes figuras:

Figura 13. Esquema de la red. Lluvia de duración 10 minutos.


23

Figura 14. Esquema de la red. Lluvia de duración 15 minutos

Figura 15. Esquema de la red. Lluvia de duración 20 minutos


24

Figura 16. Esquema de la red. Lluvia de 30 minutos

5. DISEÑO DEL REACTOR UASB

El funcionamiento de un reactor UASB está descrito con todo detalle en el capítulo 5 de

la tesina "Funcionamiento de un reactor UASB tratando agua residual urbana", que se

puede consultar en el anejo nº 8 del presente proyecto.

A modo de resumen, un reactor UASB es un tanque vacío en el que el efluente es

introducido por diversas conducciones distribuidas adecuadamente en el fondo. Las

aguas negras que entran por esas tuberías atraviesan un lecho de lodo con presencia de

microorganismos. Estos entran en contacto con el sustrato de las aguas residuales y se

van uniendo formando gránulos de 0,5 a 2 mm de diámetro que tienen una alta

velocidad de sedimentación y de esa forma resisten la limpieza del sistema aunque la

carga hidráulica sea alta.

El proceso de degradación anaerobio que producen esos microorganismos es el

responsable de la producción de biogás (CH4, CO2), que forma unas burbujas cuyo

movimiento ascendente genera una turbulencia hidráulica suficiente para mantener el

proceso de mezcla en el reactor. Ello hace que sea innecesario ningún aporte mecánico

para mantener esa turbulencia.


25

Figura 17. Esquema del reactor UASB

5.1 Dimensiones del reactor Para calcular el volumen de reactor necesario se utilizará el caudal medio de

abastecimiento futuro previsto, es decir, el mismo dato que el utilizado para el

dimensionamiento del depósito de abastecimiento:

31,2=mQ l/s

Con objeto de tener un cierto margen de seguridad para otras posibles actividades que se

incorporen dentro de la población, adoptaremos un caudal de diseño de:

3=dQ l/s

La solución propuesta consistirá en un depósito de dos compartimentos, de forma que

durante los primeros años sólo uno de ellos estará operativo, añadiéndose el segundo al

proceso de saneamiento, únicamente cuando la población haya crecido suficiente.

Para el tiempo de permanencia hidráulico se ha adoptado un valor de 6 horas, dato que

juntamente con el caudal de diseño, permite obtener el volumen de reactor necesario:

38,64/3·21600· mslsTPHQV dreactor ===

La velocidad de ascensión recomendada en el reactor es de 0,5 m/h, con lo que la altura

y la superficie en planta del reactor quedan determinadas de la siguiente manera:

mhhmTPHvh asc 36·/5,0· ===

6,21==hV

A m2

Por tanto cada compartimento tendrá una superficie de 10,8 m2 y 3 m de altura.

5.2 Sistema de distribución del afluente


26

El objetivo de este sistema es dividir el caudal que llega procedente de la red de

alcantarillado, de forma que entre el mismo caudal por diferentes puntos repartidos por

la base del reactor, y el funcionamiento de este sea lo más homogéneo posible. Estará

situado después del desarenador, que debe limpiarse periódicamente.

En el presente proyecto este sistema consistirá en 4 puntos de entrada con sus cuatro

tuberías correspondientes por cada uno de los dos compartimentos de que consta el

reactor. Dichos puntos de entrada están situados cerca de las esquinas de los

compartimentos, de forma que a cada conducto le corresponderá un cuarto de la base de

un compartimento del reactor. El reparto se realizará mediante dos casetas de

distribución, una para cada compartimento. En el primer periodo de funcionamiento,

sólo una de ellas estará operativa. El agua entra dentro de la caseta en lámina libre

procedente del desarenador y la red de alcantarillado, y sale por cada una de las cuatro

tuberías a presión.

Figura 18. Esquema de la caseta de distribución

Las tuberías de salida serán de un diámetro tal que la velocidad del agua sea de 0,3 m/s,

tal como está recomendado. En condiciones de máximo afluente (5,76 l/s), la superficie

correspondiente es de 0,0024 m2, a la que le corresponde un diámetro de 55 mm.

A partir de la fórmula de Darcy-Weisbach podemos obtener la pérdida de carga en las

tuberías, que será la diferencia teórica de alturas entre la cámara de distribución y el

canal de recolección del efluente, a la salida del reactor:


27

g

vdL

fH2

2

=∆

Donde H∆ = pérdida de carga

f = factor de fricción de Darcy

L = longitud de la tubería

d = diámetro de la tubería

v = velocidad del agua en la tubería

Se considerarán tuberías de dos tipos, una que va a las esquinas próximas (tipo 1) de

longitud 4,6 m y una que va a las esquinas opuestas (tipo 2) de longitud 5,4 m, ambas

con un factor de fricción de 0,027.

Además se considerarán las pérdidas en 3 codos de 90º con coeficiente 3,0=k y una

embocadura con 5,0=k , que en ambos casos vienen dadas por la expresión:

g

vkh

2·

2

=∆

Con todo ello se obtienen unos resultados de:

=∆ 1H 0,116 m 134,02 =∆H m

5.3 Separador gas-líquido-sólido Este es un elemento característico de los reactores UASB. Su objetivo es posibilitar la

sedimentación de los sólidos en suspensión y la separación del biogás. Los

condicionantes de su diseño son:

- 1 ≈masascv m/s

- Ángulo de inclinación de los elementos separadores: mayor o igual a 45º

- Recolección segura del biogás

Para que la velocidad máxima sea del valor anterior debe haber siempre un área libre

mínima de 22,4 m2 en cada compartimento. El sistema de recolección de biogás se ha

proyectado de forma que cuando se produzca una obstrucción en las tuberías, se

produzca un escape controlado sin que haya peligro de que explote ningún elemento.

Esto se ha conseguido mediante la siguiente disposición de los elementos:


28

Figura 19. Esquema del sistema GSL

Cuando se obstruye el sistema de recolección de biogás aumenta la presión en el cajón

de recogida. El aumento de presión hace bajar el nivel del agua y permite que el gas se

escape sin producir daños en la estructura. Los detalles de este sistema se pueden

observar en el plano 4.7.

5.4 Sistema recolector del efluente Para la recolección del efluente del reactor UASB se ha proyectado un canal de 3,3

metros de longitud y vertederos triangulares a ambos lados, separados 15 cm, tal como

se observa en el detalle del plano 4.8. De esta forma se tienen un total de 24 vertederos,

por lo que el caudal total a desaguar será de:

l/s 12,024

l/s 88,2==vQ

La geometría del vertedero triangular se ha obtenido utilizando la fórmula de Kindsvater

con un ángulo de 90º. Ello conduce a un calado máximo de 2,3 cm, por lo que el

esquema geométrico del aliviadero quedaría como se ilustra en la siguiente figura:


29

Figura 20. Geometría de los aliviaderos del sistema de colección del efluente

El dimensionamiento del canal efluente se ha realizado de forma que el calado uniforme

coincida con el calado crítico en condiciones de caudal máximo. La pendiente que hace

posible el cumplimiento de este criterio es de 0,005 m/m.

5.5 Desarenador

Al final de la conducción procedente de la red de saneamiento procedente de Puerto

Napo, y en la disposición relativa a los reactores que se indica en el plano 4.8, se

ubicará un desarenador. Éste tendrá un tiempo de permanencia hidráulico mínimo de 2

minutos, por lo que para el caudal máximo de 5,76 l/s se obtiene un volumen de 0,691

m3. Las dimensiones del desarenador que se han adoptado son de 1,4x0,7x0,7 m, y las

paredes serán de 0,1 m de espesor. Este elemento se colocará transversalmente, tal como

se indica en el detalle del plano 4.8, con el objetivo de que el agua sufra una mayor

disminución de la velocidad.

El agua llega al desarenador por la conducción circular de diámetro 0,2 m que

constituye la red de saneamiento, y sale por un conducto rectangular de ancho 0,2 m y

pendiente 0,005. Después de 3 metros de conducción se colocará un escalón de 6 cm

con el objetivo de provocar condiciones de calado crítico y poder subdividir el caudal en

dos partes iguales, una parte para cada reactor. La subdivisión se realizará mediante un

tabique de fibra de vidrio, y el caudal quedará repartido en dos conducciones de 0,1 m

de ancho, que seguirán con una pendiente de 0,005 hasta las casetas de distribución de

cada reactor.

anejo6- red hidraulica y drenaje pluvial

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