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Tercera edición
Jorge Arboleda Valencia
Teoría y práctica de la purificación del agua "El agua es esencial para la creación vegetal y animal, ya sea como alimento u otros propósitos, que su importancia probablemente sobrepasa la de cualquiera otra sustancia de la gran variedad que el autor de ia naturaleza nos regaló. La salud, el bienestar y el placer de la humanidad requieren un abastecimiento de agua abundante y, por consiguiente, si la utilidad es un criterio justo de valor debe dársele una atención particular a las invenciones y actividades que tienen por objetivo suministrarla, fácil y generosamente, en un estado limpio y saludable". W Matthews, 1835 En nuestra profesión, a veces nosotros nos vemos favorecidos por alguien que dedica sus esfuerzos a pasar el resto de nosotros, viejos y jóvenes, los beneficios de su experiencia. Pero, con menos frecuencia, nos vemos favorecidos por un profesional que · entrega su vi,d~ a conseguir una comprensión profunda de los factores que influencian muchas de nuestras decisiones y diseños, y que los ha puesto en práctica. Jorge Arboleda ValenCia es uno de esos profesionales. Su libro nos entrega esa prpfundidad de conocimientos q~e pocos de nosotros tenemos la fortuna de poseer. . Yó disfruté por largo tiempo de su primera edición y estoy ansioso de contar con la versión ampliada de la misma. Aprecio el esfuerzo que ha requerido prepararlo y recomiendo su contenido a todos los que desean aprender más acerca de nuestro campo, y particulart:llente, a aquellos que usarán sus enseñanzas para mejorar su des~mpeño profesional. Su trabajo ha afectado profundamente los proyectos de tratamiento del agua en América Latina .Y en e(iñ.undo. Es para mí un gran privilegio respaldar su mensaje. J. Edward Singley Ph. D Presidente de la Asociación Americana de ·' Acueductos y Alcantarilláclo, AWWA Gainesville, Florida Febrero de 1992 ISBN 958-41-0012·2
9 789584 100122
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1 Tercera edición TOM02
JORGE ARBOLEDA VALENCIA Ingeniero civil y sanitario Especialización en ingeniería sanitaria, Universidad de Minnesota y C.I.B., Londres
Revisión técnica ARNUL RENDON SOTO Ingeniero civil y sanitario Especialización Universidad de Sao Paulo
Santa Fe de Bogotá • Buenos Aires • Caracas • Guatemala • Lisboa • Madrid México • Nueva York • Panamá • San Juim • Santiago de Chile • Sáo Paulo Auckland • Hamburgo • Londres • Milán • Montreal • Nueva Pelfíi • París San Francisco • San Luis • Sidney • Singapur • Tokio • Toronto
Teoría y práctica de la purificación del agua. Tomo 2
No está permitida la reproducción total o parcial de este libro, ni su tratamiento informático, ni la transmisión de ninguna forma o por cualquier medio, ya sea electrónico, mecánico, por fotocopia, por registro u otros métodos, sin el permiso previo y por escrito de los titulares del Copyright. DERECHOS RESERVADOS. Copyright © 2000, por JORGE ARBOLEDA VALENCIA DERECHOS RESERVADOS. Copyright © 2000, por McGRAW-HILL INTERAMERICANA, S.A. Avenida de las Américas 46-41. Santa Fe de Bogotá, D.C., Colombia Editor: Rodrigo Pertuz Molina 1234567890
2134567890
ISBN: 958-41-0014-9. Tomo 2 (ISBN: 958-41-0013-0. Tomo 1) (ISBN: 958-41-0012-2. Obra completa)
Se imprimieron 5.700 ejemplares en el mes de febrero del 2000 Impreso en EDITORIAL NOMOS S. A. Impreso en Colombia-Printed in Colombia
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TE ORlA
lA FllTRACION DEl AGUA
Historia de la Filtración .... .... ... .. ... ... ...... .. .. .. .. ... ... .. ...... ..... ... .... ... .. .. .. .. ..... .. . Mecanismos Responsables de la Filtración.............................................. Transporte de Partículas ............................................................................. Cernido ........................................................................................................ Sedimentación ............................................................................................. Intercepción................................................................................................. Impacto Inercial ........................................................................................... Difusión ... ... .. .. .. .. .. ... .. ... .. ... .. .. ... .. ... .. ... .... .. .. .. .... .... .. ... .. .. .. .. ... ..... .. .. .. .. .. ... .. .. . Acción Hidrodinámica ................................................................................ Importancia Correlativa de los Mecanismos de Transporte..................... Adherencia ................................................................................................... Fuerzas de Van Der Waals .. .... ... .. ... .. .. .. .. ... .... .. .... .. .. .. ... .... .. .. ... ... .. ... ... .. .. ... .. Fuerzas Electroestáticas ............................................................................. Puente Químico........................................................................................... Mecanismos Responsables de la Filtración Biológica ... .. .. ... .. .... .. .. ... .... . Modelos Matemáticos de la Filtración ................................................... .. Modelo de Mintz y Krishtul ....................................................................... Otros Modelos ............................................................................................ Ecuaciones para Determinar la Pérdida de Carga en el Lecho Filtrante ........................................................................ Análisis Granulométrico de Materiales Granulares .............................. .. . Pérdida de Carga Inicial .............................................................................. Régimen de Flujo ... .. ...... .. .. .. ...... .. .. ... ... ... .. .. ..... .. ... ... .. .. ... ... ...... ... ... .. .. ... .... .. Lechos de granos des uniformes ................................................................. Pérdida de Carga Final ................................................................................. Factores que Influyen en la Filtración .... .. ..... .. ... ... .... .. .. .. .... .... ......... .. .. ..... .. Tipo de Medio de Filtrante .......................................................................... Velocidad de Filtración ................................................................................. Tipo de Suspensión ..................................................................................... 1
3 64 367 36 8 368 368 37 O 37 1 3 71 37 3 37 3 37 5 37 5 37 6 377 37 8 37 9 383 3 84 38 8 3 89
~J9f 3 94 3% 399 401 401 401 402
IV
CONTENIDO
Características Físicas .................................................................................. Características Químicas .............................................................................. Influencia de la Temperatura........................................................................ Dureza de Floc. .. ......... .. ..... ............ ......... .. ... ... .... .. ..... ............... ........... .. .. .... . Acondicionamiento del Floc Afluente .. ...... ........... .. ...... ..... .......... .... ........ .. Teoría del Lavado de Medios Filtrantes Granulares ................................... Fluidificación ................................................................................................ Cálculo de la Pérdida de Carga .................................................................... Expansión del Medio Filtrante..................................................................... Cálculo de la Porosidad................................................................................ Fluidificación Mínima................................................................................... Estratificación de Partículas ........................................................................ Fórmulas Básicas ......................................................................................... Fluidificación de Lechos con Partículas de Distinta Densidad.................. Cálculo de la Expansión .. .. .. .. ... .. .. .. .. .. .. ..... .. ... .. .. .. .. ... ..... .. ... .. .. ... ... ... ... .. ... .. .. Mecanismos Responsables de la Limpieza de los Medios Granulares durante el Lavado ....................................................... Expansión y Gradiente de Velocidad Óptimos.......................................... Interpretación de las Ecuaciones de Gradiente de Velocidad .................. Bibliografía..................................................................................................
402 402 405 4()7
408 412 412 413 415 415 418 418 418 421 425 431 432 433 435
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION Filtros Químicos ......................................................................................... Filtros Biológicos....................................................................................... Filtros Rápidos Convencionales ... .. .... ... .. .. .. .... ... ... .. ... ... .... .. ... ... .. ... ... .. ...... Medio Filtrante............................................................................................ Arena ................................................................................................ ;........... Antracita....................................................................................................... Otros Materiales para Medios Filtrantes ............................................... ... Grava............................................................................................................. Lechos Mixtos con Material de Diferentes Densidades .... ... .. ...... ... .. ... .. . Características de los Medios Filtrantes .. .. ..... .. ... .. .. ... .. .... ... .... ...... .. ...... ... Diseño de los Lechos Múltiples .... ... .. .. .. .. .. .. .......... .. ... .. .. .... ... .. ... ........ ... .. . Números de los Medios por Usar.............................................................. Tamaño y Peso Específico de los Granos ................................................. Espesor de cada Lecho ............................................................................... Soporte del Lecho Inferior......................................................................... Filtros de Capa Profunda............................................................................ Antecedentes ............................................................................................... Parámetros de Diseño................................................................................. Rata de Filtración o Carga Superficial.......................................................
439 439 441 442 443 444 444 444 446 446 44 7 44 7 44 8 450 451 451 451 453 454
CONTENIDO
Pérdida de Carga .......................................................................................... Presión Negativa.......................................................................................... Profundidad de la Capa de Agua sobre el Filtro ......................................... Lavado del Filtro ... ... .... ....... . .. ... .. ... ...... .... .. ..... .. ... .. ... .. ... .. ...... ... .. .. .... .. .... ..... Modalidades de Lavado de Filtros .. ..... ...... ....... ......... .. .. .. .. ....... .. .. .... .. .. .. .. .. Lavado Ascendente con Agua ..... .. ... .. .. ... .. .... ... ... ... .. ..... .... .. .. .. ... .... .. .. .. .. ... Lavado Auxiliar con Agua .... ..... ...... .. ...... ... .. ... .. .. .... .. .... ... .. .. .. ....... .... .. .. .... .. Lavado Auxiliar con Aire .. .... ...... ... ... .. ....... .. ... .. .. ... ... .. .. .. ..... .. .. .. .... ... .. .. .. .. ... Métodos para Aplicar el Agua de Lavado.................................................. '" Tanque Elevado ........................................................................................... Lavado con Bomba ... .... .. ... .. .. ... .. .... .. .... ... .. .. ..... ... .. ... .. ... .. .. .. .. .. ... .... .. .. .. .. .. ... Lavado con Flujo Proveniente de Otras Unidades ..................................... Lavado Continuo .... ..... .. ... .. ... ... .. ... ..... .. .. ... .. ... .. ... .. ... .. .. ....... .. ..... .. .. .. .... .. .. ... Sistemas de Recolección del Agua de Lavado .... .. ....... .... ... .. ... .. ...... .... .. .. .. Sistemas de Drenaje .. ...... .. ....... ... ... .. ... .. .. ... ........ .... ..... .. .. ... .... .. .. ... .... .. .... .. ... Tuberías Perforadas para Trabajo con Bloques y Grava ............................ Boquillas Plásticas Patterson Candy .... .. ..... .. .... ... ... ..... ...... ..... .. .... .... .. ... .... . Fondo Weeler .. .. .. .... ... ... .. ... .. .. ... .. ... ... ...... ... .. ... .. ... ... .. .... ... .. .. .. .. ....... ...... .... ... Fondo Leopold. .. .. .. .. ...... .. ... ........ .. ... .. .... ... .... ..... ... .. ... .... ... ...... .. ... .. .... .. .. ..... . Boquillas ...................................................................................................... Fondos Prefabricados ..... ... ... .. ... ... .... ... .. .. .... ...... .. ... .. ... .... .. ...... ... ... .. .. ... ... .... Placas Porosas ............................................................................................. Hidráulica de la Distribución del Agua ................................................... .. .. Plantas Pilotos.............................................................................................. Sistemas de Control de los Filtros ... ... .... .... ... .... .... ... ... ... .. ...... ..... .. ...... ..... ... Rata Constante de Filtración ....................................................................... Control de Entrada - Afluente Igualmente Distribuido .... .. .. .. ... .. .. .. .. .. .. ...... Control de Salida con Regulador de Caudal .. .. ... .. ... .. .... ..... .. .... ... .. .. .. .... ... .. Control del Gasto ......................................................................................... Control del Nivel .......................................................................................... Rata Declinante ............................................................................................ Rata Declinante Continua ............................................................................ Rata Variable Declinante Escalonada ... .. ... .. .. .... ... ... .. .... ... .. .. .... ..... .... .. ... .. ... Clasificación de los Filtros de Rata Declinante Escalonada ....................... Diseño Racional de un Filtro de Rata Declinante Escalonada................... Pérdidás de Carga ........................................................................................ Pérdidas de Carga Turbulentas .... ... .. .. .. ....... .. .. ... .. ... .. .. .... ... .. ..... .. .... .. .... ... .. Balance de Flujos......................................................................................... Generalización de las Ecuaciones .... .... .. .. .. .. .... ... ... ... .. .. .. .. .. ... .. ... .... ... ... .. .. ... Método de Solución .... ... .... .. ....... .. .. .. .... ... .. .. ..... ... .. .. ... .... .. .. ... .. .. ..... .... .... ... . Comportamiento de los Filtros de Rata Declinante Escalonada .. .. .... .... ..... Aplicación del Modelo a casos Prácticos ................................................ ... Configuración de los Filtros .. ... ... ... .. .. .. .. .. .. .. ... .. ... ... .. .. .. ..... .. ..... .. .. .. .. .. ... .. ...
V
460 460 462 462 466 467 468 471 471 471 474 474 476 477 480 481 482 483 484 486 486 489 490 492 494 494 495 495 495 497 498 499 501 504 509 509 511 511 512 512 513 517 518
VI
CONTENIDO
Díseño de Filtros Convencionales de Rata Constante ..... .. ..... .. ... .. ... ... .. .. .. Diseño de Filtros de Control Hidráulico y Rata Declinante ....................... Posibilidad del Vaciado de la Caja de los Filtros......................................... Estructuras Demasiado Profundas .............................................................. Estructuras muy Bajas ............................ ,.................................................... Alta Velocidad Inicial de Filtración ......... ...... ............. .... .. ..... .................. ... .. ... Diferentes Modelos de Filtros de Rata Declinante................................. Configuraciones de Entrada........................................................................ Configuraciones de Salida.......................................................................... Modelo de Compuerta Unica ..................................................................... Modelo con Caja de Agua Filtrada .. .. .. .. .... .. .... .. .. ... ..... ... ... .. .. ..... .. ... ... .. .. .... Modelo con Tubería y Válvula de Aislamiento......................................... Otros Sistemas de Filtración ... .. .. .... .. .... .. .. .. .. .. ... .. ... .. .. .. ... .. .. .. ... .. ... ........ ... . Filtración Directa ........................................................................................ Clasificación de la Filtración Directa ... .................................................... Ventajas y Desventajas de la Filtración Directa .... ... .. .... ... .... .. .. ... ... ....... .. . Parámetros Básicos para el Diseño de Sistemas de Filtración Directa.. Configuraciones de Entrada........................................................................ Calidad del Agua Cruda ............................................................................... Tipo de Coagulación y Coagulantes ... .. .. .. .. .. ... .. .. .. .. ..... .. .. .. .. .. ... .. ... ..... .. .. ... Tiempo e Intensidad de la Agitación ........................................................ .. Volumen del Floc y Carreras de Filtración................................................ Filtros Rápidos de Flujo Ascendente......................................................... Hidráulica de los Filtros de Flujo Ascendente ......................................... Rata Constante y Rata Declinante.............................................................. Especificaciones del Lecho Filtrante........................................................ Filtros de Flujo Ascendente-Clasificación ............................................... Floculación .................................................................................................. Sedimentación............................................................................................. Filtración ..................................................................................................... Ventajas del Filtro de Flujo Ascendente.................................................... Desventajas del Filtro de Flujo Ascendente.............................................. Filtros de Flujo Ascendente-Descendente................................................ Filtros Biflujo .............................................................................................. Filtros Biológicos ....................................................................................... Filtros Rápidos Biológicos ........................................................................ Lavado de Filtros Biológicos ..................................................................... Lecho Filtrante ............................................................................................ Filtros Lentos Biológicos .......................................................................... Filtros Lentos Convencionales .................................................................. Prefiltros ..................................................................................................... Prefiltros en Grava de Flujo Ascendente ..... ... ... .. .. .. .. .. .. .. ... .. .... .. ... .. ... .. .. .. Filtros Dinámicos .......................................................................................
518 523 524 525 528 528 528 52 8 530 532 53 2 535 53 6 53 6 53 7 53 7 53 8 52 8 53 8 53 9 53 9 540 541 542 543 545 545 545 546 546 546 54 7 549 5 51 5 51 552 554 555 556 557 5 64 5 64 567
CONTENIDO
Prefiltros en Grava de Flujo Horizontal.................................................... Bibliografía..................................................................................................
VII
571 576
1 CONTROL DEL PROCESO
FILTRACION
Precisión de los Instrumentos de Control de la Filtración ... .. .. .... .. .. ... .... Medidor de CauJal de Filtración ............................................................... Medidor de Pérdida de Carga ..................................................................... Oscilaciones de la Pérdida de Carga.......................................................... Control de Lavado....................................................................................... Control de Rata de Lavado .... .. ... .. .... .. .. .. ..... ...... ...... ..... .... .. ..... ....... .. ........ ... Duración del Lavado ................................................................................... Antecedentes ............................................................................................... Expansión del Lecho ................................................................................... Desplazamiento de la Grava........................................................................ Análisis del Medio Filtrante ... .. ... ..... ... .. .. .. .. ... .. ... ... .. .. ....... .. ... .. .... .. ... .... .. ... Granulometría del Lecho Filtrante ............................................................ Bolas de Lodo.............................................................................................. Peso Específico .......................................................................................... Porosidad..................................................................................................... Dureza.......................................................................................................... Solubilidad en Acido Clorhídrico .. .. .. .. ... .. .. .... .... ... .. .. ...... ... .. ... .. .. .... ... .. ..... Eficiencia de los Filtros ............................................................................. Turbidimetría ... .. .. .. ... ... ... .. .. .. ... ... ... ..... ... ... .. .. ... .. ..... ... .. .. ..... .. ... .. ... .. ...... ..... .. Patrones de Turbiedad................................................................................. Instrumentos para la Lectura de la Turbiedad............................................ Fotómetros de Transmitancia - Turbidímetro de Jackson ........................ Turbidímetro Hellige .. ..... .. .. ... .. ... ... .. .. .. ... .. .. .. .. .... .. .. ..... .. .. ... .... ... .. .. ...... .... .. Luz sumergida.............................................................................................. Fotómetros Nefelométricos ...................................................................... Monitores de Turbiedad.............................................................................. Turbiedades Permisibles del Agua Filtrada ............................................... In dices de Dureza de Floc .......................................................................... Evaluación de Partículas ............................................................................. Sistema de Conteo de Partículas ... ............................................................ Monitor de Partículas (índice) .... ..... .. .... .... .... .... .. ... .. .. .... ... .. ... .... ........ ....... Aluminio Residual .. ...... .. .. ... .. ...... .. .. .... ... .. .... .. ... ... ... .... .. .. ... .. ... .. .. ... .. .. .... ..... Estudio Microscópico del Agua ............................................................... .. Filtros Pilotos ... ... .. ... ... .. .. ... .. ... .. ... ... ..... ... ....... .. ..... .. ... .. .. ... .. ... .. .. ... ..... .. ... .. . Columnas de Filtración...............................................................................
58 2 582 58 3 5 84 586 58 6 58 6 586 58 9 5 91 5 94 594 597 59 8 599 600 60 1 601 602 603 603 603 604 605 605 606 607 61 O 611 611 612 613 616 616 617
VIII
CONTENIDO
Sistema de Entrada....................................................................................... Sistema de Control .................................................................................... ... Sistema de Lavado .. ..... ......... .......... .. .. ...... .... ....... .. ... ............... .. .. ... ............ . Sistemas de Medición de Turbiedad .. .......... ... .... .. .. ... ............ ................. .... Piezómetros .... :. ............................................................................................ Filtros Pilotos para el Control del Proceso de Coagulación-Filtración...... Filtros Pilotos para Experimentación .... .. ... .. ... .. .. ....... ... ... .. ..... .. .................. . Plantas Piloto Automáticas de Filtración .......... ..... ........ .............. ...... ..... .... Análisis Bacteriológico .. .. .... ... ... .. ... .... .. ........ ... .... .. .. .......... ..... ........ ........ .. ... Bibliografía...................................................................................................
618 618 621 621 623 624 625 628 628 631
11 TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA Eficiencia Bacteriológica de los Procesos de Clarificación ..... ..... ........ .. ... . Remoción producida por la Coagulación-Floculación y Sedimentación......................................................................................... Remoción producida por la Filtración....................................................... Desinfección del Agua ................................................................................ Bacterias ...................................................................................................... Protozoarios................................................................................................ Virus ............................................................................................................. Tremátodos .................................................................................................. Velocidad con que se realiza la Desinfección........................................... Factores que influyen en la Desinfección .. ... .. .. .. ...... ....... ... .. ..... .. .... .. ... ... . Relación Concentración-Tiempo ... .. ..... ... .. ... ...... ........... .. ..... .. .. ... .. .... .. ... ... Temperatura ................................................................................................. Potencial Hidrógeno pH ............................................................................. Número y Tipo de Organismos................................................................... Modos de Desinfección del Agua.............................................................. Desinfectantes Físicos ................................................... ............................ Rayos Ultravioletas..................................................................................... Calor............................................................................................................. Desinfectantes Químicos ........................................................................... Desinfección con Cloro ..... .. ... .. ... .. .. .. .. ... .. ... ... .. .. ....... ... ... .. ... .. .. .. .... ... ... .. ... Reacciones del Cloro en el Agua............................................................... Reacciones Hidrolíticas ............................................................................. Reacciones de Oxidación-Reducción........................................................ Reacciones del Cloro con el Nitrógeno Amoniacal................................. Reacciones del Cloro con la Materia Orgánica y otros compuestos Químicos ................................................................... El fenómeno del Punto de Quiebre............................................................
633 634 635 636 6 36 636 637 637 639 640 641 641 642 642 642 643 643 643 644 644 64 7 649 653 654 6 56 6 61
CONTENIDO
Eficiencia de la Desinfección con Cloro .. ..... ... .. ............ ... ... ..... ..... ......... .... . Eficiencia de la Cloración en la Destrucción de Bacterias.......................... Eficiencia de la Cloración en la Destrucción de Protozoarios ..... .... .... .. .. .. . Eficiencia de la Cloración en la Destrucción de Virus ................................. Otros Desinfectantes Químicos................................................................... Yodo.............................................................................................................. Bromo........................................................................................................... Plata Ionizada ............................................................................................... Ozono........................................................................................................... Dióxido de Cloro........................................................................................... Comparación de la Actividad Germicida de los Desinfectantes Químicos ................................................................ Recrecimiento de Bacterias en las Tuberías ............................................. Métodos de Aplicaciones del Cloro.......................................................... Estimación de la Dosis de Cloro ............................................................... El Valor CT Concentración-Tiempo........................................................... Bases del Parámetro Ct .............................................................................. El Cloro y los Compuestos Orgánicos .................................................... .. Remoción de los Subproductos Formados................................................ Reducción de la Concentración de Orgánicos antes de Clorar ............... Cambiar el Desinfectante ........................................................................... Interferencia en la Cloración ...................................................................... Turbiedad...................................................................................................... Nemátodos ................................................................................................... Temperatura................................................................................................. Calcio........................................................................................................... Potencial Hidrógeno ..............................................................................._.... Fenoles ......................................................................................................... Bibliografía..................................................................................................
IX
665 666 669 670 671 671 673 674 674 676 677 678 678 68O 681 682 6 87 688 689 689 691 691 691 691 691 691 691 694
1 DISEÑO DE ESTACIONES
CLORACION
Capacidad de las Estaciones de Cloración ................................................ Punto de Aplicación del Cloro ... .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Almacenamiento y Transporte del Cloro Gaseoso .. .. ... .. .. .. .. ... .. .. .. .. .. .. .. .. . Medidas de Seguridad en el Manejo y Transporte ......... ..... ........... ........... Evaporadores ... .. .. .. ... .. ... ... .. ... .. ... .... .. ... .. .. .. .. .. ... .. .. .. ... ... .. .. .... .. .. ... .. .. .. ..... .. ... Sistema de Medición y Control ...... .... .. .. .. .. .... ..... ....... .... ....... ............ ... ..... Cloradores de Alimentación Directa a Presión .. .. .. ... .. .. .. .. .. .. .. .. ... .. .. .. .. ... . Cloradores de Alimentación al Vacío .. .. .. ... .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. ... .. .. .. Sistema de Inyección .. ... ... .. ... ... ... ... ... .. .. .. .. .. .. .. ... .. ... .. .. .. .... .. ..... ..... .. .... .......
698 7 00 7 O1 7 04 7 04 7 07 7 O8 7 O8 71 O
X
CONTENIDO
Abastecimiento de Agua ..... .. .. .. .... .. .... ... .. .... .... .. ... .. ...... .. .. .... ... .. .. ... ... .. .. ... .. Difusión y Mezcla Rápida .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Equipos de Protección................................................................................ Sistemas de Alarma ... .. .. ... .. .. .. ... .. ... ... ... .. .... ...... ...... ..... ..... .. .... .. .. ..... ... .. ... .. .. Máscaras ..... .. .. ... ...... .. .. .. ... .. .. .. ... .. ... ... ... ... ... ... .. ... .. .. .. .. .... .. ... .. ... .... .. ... ... .. ... .. Equipo para Taponamiento de Fugas .... ...... ...... ...... .... .... .. .. .. ............ ...... .. .. Botellas de Amoniaco................................................................................. Toxicidad del Cloro .. .. .. ... .. .. .. .. ... .. .. .. .. ... ... ... ... .. .... .. .... .. .. .. ... ... ... .. .. .... ... ... .. .. Análisis de Cloro Residual .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. . Analizador Automático de Cloro Residual .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Sistemas de Operación de los Cloradores ................................................. Consideraciones Prácticas sobre el Diseño de Salas de Cloración ........ Dosis Optima ............................................................................................... Cálculo de Consumo Diario....................................................................... Almacenaje y Transporte ............................................................................ Area de Cloración y Ubicación.................................................................. Emergencias ................................................................................................ Puntos de Aplicación del Cloro................................................................. Método de Operación .. ... .. .. .. .. .. .. ... .... .. ... .. .. .. .. .. .. .. .. ... .. ... .. .. .. ... .. .. ... .. .. .. .. .... Plomería ............................................................................. ,........................ Diagramas de Flujo...................................................................................... Bibliografía..................................................................................................
7 12 713 715 715 715 718 718 718 7 18 7 19 721 7 24 725 725 726 726 728 729 7'3 1 731 733 733
1 EJEMPLO DE DISEÑO UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA Concepción del proyecto ........................................................................... Cálculos hidráulicos ... .. ....... ... ... .. ... .. ... .. ... ... ..... ..... ... .. .. .... .. ... .. .. ... ... .. .. .. ..... Admisión y Mezcla Rápida .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. . Canaleta Parshall ... ... ... ... .. .... .. .. .. .. ...... ... .... ... ..... .. ... ... .. .. ...... ... .. ... .. .. .. ... ... ... . Alturas de Lámina Líquida (Sección Convergente) ............ ...... .. .............. Pérdida de Carga.......................................................................................... Cámara de Distribución de Agua Mezclada .... .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. . Vertederos de Salida ...................................... ;............................................. Floculación .. .. .. ... .. .. ... .. .. .... .. .. .... .. .... .. .. ..... ... .... .... .... .... ... ... .. ... .. .. ... ... .. .. .... ... Cámaras de Floculación .... .... .. .......... .......... .... ...... .............. .......... ........ .... .. Variación del Gradiente de Velocidad ........ .......................... ........ ........ .... .. Sedimentación ............................................................................................. Tipo de Unidades ......................................................................................... Dimensionamiento de Tanques .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. . Sistema de Admisión de Agua Floculada ...................................................
734 739 739 739 739 739 7 40 740 7 40 7 40 7 40 7 42 7 42 74 2 7 43
CONTENIDO
Orificios de Distribución ........................................................................... Dueto de Distribución ... ... .... .... ....... ... .. .. .... ... .. ... .. ... .... ...... ... .. .. .... ... ... ... .. .. . Sistema de Recolección y Descarga de Lodos ......................................... Manifolds ..................................................................................................... Hidráulica del Desagüe ............................................................................... Sistema de Recolección de Agua Sedimentada .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. . Tubos de Recolección................................................................................. Orificios de Recolección .. ...... .. .... .. .. .. .. .. ............ ...... .... .. .. .. .. .. .. .. .. .. .... .... ... Filtración ..................................................................................................... • Dimensionamiento de las Cámaras de Filtración ..................................... Conexiones Inmediatas de Cada Filtro .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Admisión .. ... .. ... .. .. .. ... .. .... .. .. .. ... .. ... ... ... .. .... .. ..... .. ... .. ... .. .... .. .. .. ..... .. .. .. .. .. .... ... Desagüe ... ... ... .. ... .. .. .. .. .... .. ... .. ... .. ... ....... .. ... .. .. .. .. ... ... .. .. .. .. .... ... .. .. ... ...... .... .. .. . Conexión entre Canal de Interconexión y Filtros..................................... Drenaje de Filtros ....................................................................................... Dueto de Distribución de Agua de Lavado ................................................ Lechos Granulares .. .. ... .. ... .. ... .. ... ... ... .. .... .. .. .. .. ... .. ....... .. .. .. ... .. .. .. .. ... ... ... .. ... . Lecho de Grava............................................................................................ Lecho de Arena .. .. .. .. ... .. ... ... .. ... .. ... .. .... ...... .... .. .. .... .. .. .. .. ... .... .. .. ... ... ... ....... .... Lecho de Antracita .. .. ... ... ... .. ... .... ... ... .. .. .. .. .. ... .... .. .... .. .... ... ... .. .. .. .. ... .... .. .. ... . Hidráulica del Lavado ................................................................................. Pérdida en Sistema de Comunicación entre Canal de Interconexión y Filtro ... ... .. .. ...... .... ... ... .. ... .. .. ... ... .. .. .. .. .. .. ... .. .. .. .. .. .. ..... .. . Pérdida por Entrada al Dueto de Distribución .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Pérdida de Carga en Orificios de Distribución .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. . Pérdida de Carga en el Fondo "Leopold" .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Pérdida de Carga en la Grava .. .. .. .... .. .. .. .... .... .. .. .... .. .. .. .. .. .... ........................ Pérdida de Carga en Lechos Filtrantes .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Lámina de Agua sobre el Vertedero de Lavado ........ .............. .... ............ ... Resumen de Pérdidas de Carga durante el Lavado para Velocidades Ascensionales Máxima y Mínima .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. . Vertedero de Control del Lavado ........................ ...... ........................ .... .. ... Hidráulica de la Filtración .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Datos de Entrada.......................................................................................... Expresión de Pérdidas Cuadráticas .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Resultados de las Corridas de Computador Variando HL ......................... Resultados Programa de Simulación a Tasa Declinante .. .. .. ........ ............. Resultado de Corridas de Computador para Optimizar el Diámetro de Entrada .. .. .. .... .... .. ... ... .. .. .. .. .. .. .. .. ... ... .. .. .. .. .. .. .. ... .. .. .. .. .... ..... .. . Altura de la Cámara del Filtro .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. ... .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. . Canal de Lavado de Filtros .. .... .. .... .. .................. .... .... .............. ........ ........ .... Canal de Desagüe de Filtros .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Canal General de Desagüe .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .
XI
7 43 7 44 7 45 7 45 7 45 74 7 74 7 747 7 48 7 48 74 8 74 8 749 7 49 7 49 7 49 7 5O 750 7 5O 7 5O 7 50 7 5O 75 1 75 1 75 1 7 52 7 52 7 52 7 52 7 53 7 53 7 53 7 54 7 54 7 56 757 757 758 758 759
XII
CONTENIDO
Vertederos de Rebose .... .... .. ... .. .. ....... .............. ..... ............... ... .. ... ... ... ...... .. .. Tanque de Agua Filtrada .. ... .. .. ....... ............ .. ......... ... ... .. ......... .... .......... ... .... Cámara de Contacto de Cloro .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. .. Cámara de Reacción de Cal.......................................................................... Salida de la Planta .. .. .. .. .. .. .. ... ... .... .. .. ..... ... .... .. ..... .. ... .......... .......... .... .. ......... .
7ffJ 7ffJ 7ffJ 761 762
Apéndices ..... ... .. .. .. .. .. ... .... ... .. .... .. ......... ... ... .... ....... ...... .. ... ...... .... .. ... ... .. .... ...
7 71
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
111
1
111
1
363
"
El objetivo básico de la filtración es separar las partículas y microorganismos objetables, que no han quedado retenidos en los procesos de coagulación y sedimentación. En consecuencia el trabajo que los filtros desempeñan, depende - directamente de la mayor o menor eficiencia de los procesos preparatorios. La filtración puede efectuarse en muchas formas: Con baja carga superficial (filtros lentos) o con alta carga superficial (filtros rápidos), en medios porosos (pastas arcillosas, papel de filtro) o en medios granulares (arena, antracita, granate o combinados), con flujo ascendente de abajo hacia arriba o descendente de arriba hacia abajo y mixto (parte ascendente y parte descendente). Por último, el filtro puede trabajar a presión o por gravedad, según sea la magnitud de la carga hidráulica que exista sobre el lecho filtrante. La Tabla VIII-1 presenta una clasificación de los filtros basada en estas ideas. La filtración se identifica por la velocidad de pasaje del agua a través del manto filtrante o del manto poroso, medida como rata o carga superficial, qF, o sea el cociente entre el caudal, Q , y el área filtrante A F : (VIII-1)
En donde, A = Area superficial Q = Caudal que entra al filtro Obsérvese que si desarrollamos la expresión (VIII-1) se obtiene (ver figura . VIII-1) que la rata qp es justamente la velocidad de filtración vp. La palabra rata (del latín: rata, ratione) fue aceptada por el diccionario de la Real Academia Española (Anexo 1970) con el sentido de parte proporcional, variación en el tiempo.
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
364
Q
MANTO FILTRANTE
AF
Area su pe rficial
Q
Caudal
V
Volumen del manto
h
Fig. VIII.l
La expresión general VIII-2 es válida para cualquier sistema coherente de unidades. La tasa o rata de filtración, qp, sin embargo, se mide normalmente en m31m21d, por su similitud con tasa o rata de sedimentación. Por otra parte la velocidad de filtración v F , suele indicarse normalmente en m/hora o cm/s. Tradicionalmente en las plantas de tratamiento municipales se han utilizado filtros de arena con flujo descendente por gravedad. Tabla VIII.l. Clasificación de los filtros
Según la velocidad de filtración Rápidos 120-360 m3/m2 /día
Según el medio filtrante usado
Según el sentido del flujo
Según la carga sobre el lecho
l. Arena (h=60-75 cm)
Ascendentes
Por gravedad
2. Antracita (h=60-75 cm)
Descendentes
Por presión
3. Mixtos: Antracita (35-50 cm) Arena (20-35 cm)
Lentos 7-14 m3/m2/día
4. Mixtos: Arena, Antracita, Granate
Flujo Mixto
Arena (h=60-100 cm)
Descendente Ascendente Horizontal
Por gravedad
El sentido del flujo de los filtros ha permanecido descendente especialmente en Norteamérica, pero existen plantas en Europa y Rusia con filtros de flujo ascendente o mixtos cuyo mérito discutiremos posteriormente. En Latinoamérica también se han usado dichos filtros.
HISTORIA DE LA FILTRACION Los primeros filtros tuvieron carácter doméstico. Entre nosotros se usaron por mucho tiempo los filtros de piedras porosas colocadas en tinajeros. En Francia,
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
365
se difundieron mucho en los siglos XVIII y XIX los filtros de esponja, paño, lana y otros materiales. Cuando se hicieron los primeros filtros no domésticos el agua filtrada no se distribuía por tuberías, sino que se vendía por galones al consumidor. Así, surgieron las primeras compañías de agua que fueron de carácter privado. A partir de 1856, en FranCia, aparecieron los filtros a presión: "Fonvielle" y "Souchon Los primeros estaban constituídos por un cono truncado de hierro fundido con tapa semiesférica, en el cual había O. 70 m de lecho filtrante compuesto de 0.25 m de esponjas marinas, 0.25 m de piedra caliza, se lavaban extrayendo el material filtrante. Los segundos estaban constituidos por tres lechos de paño de 0.20 m de espesor. El objeto de estos filtros era colar los sedimentos d~l agua. 11
•
Fue en Inglaterra (Paisley, Escocia) en 1804, donde por primera vez se pensó en hacer una instalación de filtros para toda una población. Más tarde en 1829, en Londres (Chelsea) se construyó la primera planta de filtros lentos de arena hecha por IIThe Chelsea Water Work Co. A medida que la demanda de agua filtrada aumentaba, se fue estudiando más a fondo el trabajo de los filtros y se halló que ellos no sólo hacían un proceso de cribado sino que también transformaban la materia orgánica. Se formaron dos escuelas: Los que creían en la filtración de arriba hacia abajo (descendente) y los que creían en la filtración de abajo hacia arriba (ascendente). Los primeros alegaban que al filtrar hacia abajo, la mayoría de la materia suspendida quedaba retenida en las primeras capas del lecho, lo que facilitaba la limpieza del filtro, pues bastaba raspar esas. capas (procedimiento que todavía se usa en los filtros lentos). Los segundos decían que al filtrar hacia arriba a través de material cada vez más fino, la gravedad producía el asentamiento de la mayoría de las partículas en el fondo del filtro, y las restantes que alcanzaran a subir, podrían ser fácilmente lavadas invirtiendo el sentido del flujo. Lentamente se impuso la primera escuela (filtración descendente) y el uso de los filtros lentos de arena se popularizó tanto en Europa como en América. Con el advenimiento de la microbiología, nacida a mediados del siglo XIX (L. Pasteur, 1822-1895), se le fue dando cada vez mayor importancia al aspecto bacteriológico de la filtración y a fines de dicho siglo muchas ciudades tanto del viejo como del nuevo mundo habían construído plantas de filtración. 11
•
El mejor conocimiento del proceso condujo al diseño de los filtros rápidos que aparecieron en Norteamérica a mediados del siglo pasado bajo patente. Se les llamó filtros "mecánicos" o "americanos", en contraposición a los "filtros ingleses" que eran lentos. La gran innovación de los filtros rápidos fue en la limpieza del lecho filtrante, pues en lugar de hacerse raspando la capa superior del mismo que era un sistema largo y costoso, se hacía invirtiendo el sentido del flujo, que en el proceso de filtrado era de arriba hacia abajo y en el de lavado de abajo hacia arriba, con lo cual se eliminaban las impurezas que habían quedado retenidas en el lecho. Esto facilitaba la operación casi continua del filtro y permitía el uso de cargas superficiales considerablemente mayores (aproximadamente 30 veces más) que la de los filtros lentos. El primer filtro "mecánico" o rápido lo construyó en l9s Estados Unidos, en la ciudad de Somerville en 1855, l. Smith Hyatt (1835-1885),-quíenhabía obtenido patente el año anterior para un sistema de "coagulación-filtración". Hyatt no usaba todavía el sulfato de aluminio sino coagulantes férricos, los cuales inye.ctaba antes de que el flujo entrara al filtro, para formar una capa de material coagulado en la superficie del mismo. Este sistema pasó a Bélgica, Alemania y Francia y pronto surgieron varias compañías que obtuvieron patente para sus respectivos diseños. El mayor inconveniente que tenían era que, por falta de un sistema de sedimentación adecuado, los filtros se tapaban con demasiada frecuencia cuando· la turbiedad afluente era muy alta, lo que obligaba a gastar agua en el lavado.
366
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
En Holanda en 1880, B. Salbach, ingeniero alemán de Dresde, construyó un sistema de sedimentadores con coagulación de sulfato de aluminio como pretratamiento para un sistema de filtros lentos que existían en la población de Groningen. En la planta de tratamiento de Lousville (1898) y Little Fall (Estados Unidos) más tarde, se introdujeron sistemas de mezcla, coagulación y sedimentación en tanques separados a fin de remover la mayoría de las partículas sedimentables antes de que llegaran a los filtros. Esta última planta tenía una capacidad de 0.34 mgd (18 1/s) y su funcionamiento fue mucho más eficiente. Sus lineamientos generales coinciden con diseños aceptados hasta el presente. Fue así como, a partir de los filtros como proceso único de tratamiento, se fueron creando las plantas de potabilización modernas en las que todos los tratamientos son preparatorios o complementarios de la filtración. En los últimos sesenta años, tanto la teoría como la práctica de la filtración se han venido desarrollando notablemente y siguen desarrollándose y lográndose mayores eficiencias con base en un mejoramiento de los mantos y una optimización de los procesos de operación, pero sin que se le hayan hecho modificaciones sustanciales al proceso inicial. Lentamente se han ido produciendo modificaciones, cuyo objetivo ha sido en principio: a) aumentar la rata de flujo; b) mejorar la turbiedad efluente; e) facilitar el control de los filtros; d) optimizar la limpieza del medio filtrante; e) una combinación de los anteriores objetivos. De los filtros rápidos que trabajaban con lo que se llamó la rata normal de 120 m-'lm2/d, y que tenían una profundidad de alrededor de 0.60 o 0.75 m que prevaleció durante toda la primera mitad del siglo, se pasó en la década de 1960 a los medios mezclados de arena y antracita; o granate, arena y antracita, que podía filtrar con velocidades dos y tres veces más altas, con un lecho de 0.60 a 0.75 de profundidad, produciendo carreras mayores de 24 horas y turbiedad menor de 1.0 UNT. En la década de 1970, por último, se empezaron a diseminar los filtros llamados de capa profunda introducidos por fabricantes europeos. Sin embargo la expresión: filtración de capa profunda o en profundidad, ha venido apareciendo indistintamente en la literatura técnica desde hace más de 20 años. Comúnmente a esta expresión se le ha dado el significado de filtración, en la que las partículas penetran profundamente dentro del lecho granular y se distribuyen en gran parte de su masa, en lugar de quedar retenidas sólo en la capa superficial. En el presente trabajo se distingue entre filtración en profundidad, descrita en el párrafo anterior, y el término filtración de capa profunda o en medios profundos, que se entiende como la que se realiza en medios porosos de altura mayor de 1.0 m, diámetro del medio filtrante mayor de 1.0 mm y velocidad de filtración mayor de 300 m-'lm2/d. Esta puede parecer una definición arbitraria, pero tiene por objeto puntualizar la importancia que tiene la intenelación del diámetro, la profundidad y la velocidad en la penetración de las partículas dentro del lecho y, por tanto, en la longitud de las caneras de filtración, la maduración del lecho y la productividad volumétrica, definida como el volumen de m 3 producidos durante la carrera por cada m 3 de lecho filtrante. En otras palabras, lo que se busca con los medios profundos es incrementar su tamaño para que elfloc penetre bastante adentro de los granos del filtro, compensando la mayor penetración con la mayor altura del lecho y estimulando el transporte de material a las capas inferiores por medio del incremento de la velocidad. La interdependencia de estos tres parámetros (tamaño d, profundidad l, y velocidad v) hace que su manejo, en la práctica, sea difícil, pues al variar uno, hay que variar los otros, dentro de ciertos rangos, sin salirse de límites precisos, fuera de los cuales se anula la efectividad del proceso.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
367
MECANISMOS RESPONSABLES DE LA FILTRACION La remoción de partículas muchísimo más pequeñas que los poros del medio filtrante descartó la idea primitiva de que la filtración se realizaba por el simple efecto físico de cernido. En efecto, el agua, ya sea sedimentada o no, que entra a un filtro contiene una variedad muy grande de partículas en suspensión. Su tamaño puede variar desde flóculos relativamente grandes de 1 mm de diámetro hasta coloides, bacterias y virus con tamaños inferiores a l0-3 mm (l¡..t). Dentro de esta gama, se pueden encontrar partículas electropositivas, electronegativas y neutras, o microflóculos con polímeros adsorbidos. Todo este conjunto queda en mayor o menor proporción retenido en el lecho filtrante, preferentemente adherido a la superficie de sus granos formando una película alrededor de ellos, cuya resistencia al esfuerzo cortante producido por la fuerza de arrastre del flujo es función de la magnitud de las fuerzas que mantienen pegadas las partículas a cada elemento del medio granular. Si estas fuerzas son débiles, el floc será anastrado por el flujo y penetrará cada vez más hondo, hasta que eventualmente aparecerá en el efluente. Si son, en cambio, fuertes, el floc quedará obstaculizando temporalmente el paso del agua. Evidentemente los mecanismos que transportan la materia en suspensión dentro del lecho filtrante y lo adhieren con mayor o menor eficiencia a él tienen que ser distintos según sea el tamaño de las partículas, su densidad y las características electroquímicas que posea. El floc grande, cuyo volumen es mayor que el de los poros del medio granular, queda retenido por simple cernido en los intersticios del lecho; en cambio, el material finamente dividido cuyo orden de magnitud es varias veces menor que el de los poros (las bacterias son hasta 100 veces menores que ellos) queda removido debido a una variedad de fenómenos, que describiremos luego y que pueden actuar separada o simultáneamente y tener mayor o menor importancia, según el tipo de suspensión y lecho filtrante de que se trate. Las partículas de menor diámetro que los poros del medio filtrante, entran libremente en el material granular, y tienen que atravesar una distancia relativamente grande antes de poderse adherir a los granos que forman dichos poros. El proceso de filtración por tanto se puede considerar que ocurre en dos etapas distintas pero complementarias, como lo sugieren O'Melia y Stumm (1967): l. La de transporte de las partículas dentro de los poros. 2. La de adherencia a los granos del medio. E 1 transporte de partículas es debido a fenómenos físicos e hidráulicos, influenciados por los factores que gobiernan la transferencia de masas. La adherencia es debida a fenómenos de acción superficial que son influenciados por parámetros físicos y químicos. Los mecanismos que pueden realizar el transporte son: a. Cernido. b. Sedimentación. c. Intercepción. d. Difusión. e. Impacto inercial. f. Acción hidrodinámica. Los que pueden realizar la adherencia son: a. Fuerzas de Van der Waals.
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368
b. Fuerzas electroquímicas. c. Puente químico. Cuál de ellos sea el que controla el proceso de filtración ha sido asunto de largos debates. Es indudable que no todos necesariamente tienen que actuar al mismo tiempo y que, en algunos casos, la contribución que uno o varios de ellos pueden hacer para retener el material suspendido, es quizás despreciable. Pero hay que tener en cuenta que dada la complejidad del fenómeno, más de un mecanismo deberá entrar en acción para transportar y adherir los diferentes tamaños de partículas al medio granular.
1. Transporte de partículas Los distintos mecanismos de transporte de las partículas dentro de los poros del medio filtrante están esquematizados en la figura VIII-2. En ella se ve cómo simultáneamente pueden actuar varias causas para aproximar el material suspendido hasta los granos del medio filtrante. Es interesante destacar que estas causas varían si se trata de la filtración que se produce en las capas superficiales, que si se trata de filtración que se produce en profundidad en el seno del manto. En el primer caso la acción física de cernido es el factor dominante, mientras que en el segundo caso es el de menor importancia.
a. Cernido Es evidente que cuando la partícula es de tamaño mayor que los poros del lecho filtrante, puede quedar atrapado en los intersticios, cuyo tamaño suele variar entre 0.1 y 0.2 mm para granos de 0.5 mm, y entre 0.3 y 0.6 mm para los de 1.2 mm, dado que el floc grande puede tener de 0.5 a 2.0 mm de diámetro. El cernido en general actúa sólo en las capas más superficiales del lecho y con partículas relativamente fuertes capaces de resistir los esfuerzos cortantes producidos por el flujo, cuya velocidad aumenta en las constricciones. Con base en consideraciones geométricas, Hall considera que la probabilidad de remoción de una partícula por cernido, Pr, es directamente proporcional a su diámetro "d" e inversamente proporcional al diámetro del medio filtrante "De" elevado a los 3/2, así: P r =d[ De
]X
(VIII- 3)
Hay que tener en cuenta que el mecanismo de cernido es independiente de las características del floc afluente.
b. Sedimentación Ya en 1904, Hazen había sugerido que la remoción de partículas menores que el tamaño de los poros, podía deberse a la sedimentación de ellas en la superficie de los granos.
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TAMAÑO GRANO (500 p) TAMAÑO PORO )1 00-20011 ~ Tamaño Micro-flóculo ~ Tamaño esferoidal
+
Partícula Sílice
•
Tamaño Bacteria
(3011) (20 11)
(1 =211)
Fig. VIII.2. Diferentes mecanismos que producen transporte de las partículas hasta los granos de un medio filtrante
En realidad esta superfice es muy grande, Hazen indicó que 1 m3 de arena seca de 0.35 mm de diámetro, puede tener un área superficial de 8,000 m2 • Como no toda esta área está en condiciones de recibir sedimentos, ya que una parte de ella no es útil por estar los granos en contacto unos con otros y otra parte por estar en puntos donde la velocidad del flujo es muy alta, la superficie aprovechable para la sedimentación se ha estimado que puede ser solamente un 5.56% de la total, o sea unos 444 m2 por m3 • Aun aceptando un gran margen de error en estas cifras, es indudable que el medio filtrante ofrece una enorme área, donde los sólidos suspendidos pueden quedar depositados por sedimentación. Varios autores, entre ellos Fair y Geyer (1956) y Stanley (1955), han desarrollado esta teoría y hallado relaciones entre la velocidad del flujo, la densidad y el tamaño de las partículas removidas. Sin embargo, este mecamismo no explica por qué el filtro remueve el floc con un peso específico muy cercano al del agua, o partículas de tamaño coloidal como bacterias o virus cuya velocidad de. sedimentación es del orden de milímetros por día, ni por qué la materia que ha sedimentado no es arrastrada de nuevo por el flujo, en especial teniendo en cuenta el aumento de velocidad en los intersticios.
370
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
. La sedimentación sólo puede producirse, por eso, con material suspendido relatiVamente grande y denso cuya velocidad de asentamiento sea alta, y en zonas del lecho donde la carga hidráulica sea baja. Ives (1965), sugiere que algunas partículas más pequeñas y floculentas pueden que?ar retenidas en regiones donde la velocidad de escurrimiento sea pequeña deb1do a la distribución parabólica de velocidades en el régimen laminar. c. Intercepción .camp (1964), trabajando con un modelo de filtro construido por una caja de luclta transparente, dentro de la cual se habían dejado gránulos cilíndricos de 1 mm de diámetro, llegó a la conclusión de que "la remoción del floc dentro del lecho es llevada a cabo primeramente por contacto de las partículas de floc con la superficie de los granos o con floc ya depositado o adherido a ellos". . .La figura VIII-3 esquematiza esta idea. Si suponemos que las partículas (A) VIaJan con las líneas de flujo, lo cual es cierto para bajas velocidades, resulta claro que al producirse el estrechamiento de dichas líneas en la constricción (B) éstas se yen forzadas a ponerse en contacto entre sí y con el medio filtrante, quedando mterceptadas por éste.
GRANO
GRANO
DEL LECHO
DEL LECHO
Fig. VHI.3. Contacto casual de las partículas con el medio filtrante
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
371
El proceso progresa en una serie de pasos: l. Inicialmente el floc empieza a pegarse a la carga superior del grano, y a medida que mayor cantidad de materia se le adhiere va siendo recubierta con una película, inclusive hasta la cara inferior. 2. Esta película va creciendo con el tiempo, con lo que la velocidad del flujo intersticial aumenta al disminuir el tamaño de las constricciones, de modo que un menor número de partículas puede adherirse a lo granos superiores y tiene que penetrar hasta las capas inferiores. 3. Al continuar la filtración, aparecen segmentos que cuelgan de los granos, los cuales eventualmente se rompen y son retenidos más abajo por otros granos menos recubiertos. 4. Este proceso de arrastre de la película se hace cada vez mayor a medida que su espesor crece, con lo que la colmatación del medio filtrantre progresa en profundidad. 5. Existe una marcada diferencia en la capacidad de adhesión de las partículas de floc. Las partículas débiles son arrastradas y reemplazadas por otras más fuertes. Sin embargo, "casi cada solución preparada, conlcuye Stein ( 1940), tiene sus características peculiares. Pequeñas diferencias en el pH final, a menudo afectan la capacidad de adhesión y la resistencia de la película del floc al esfuerzo cortante". Debe por tanto considerarse la existencia de otro tipo de fuerzas, que retengan la partícula adherida al medio granular como se verá más adelante. Según O'Melia y Stumm (1967) y tal como indicó Ives (1961), la eficiencia del filtro debida a la intercepción, es directamente proporcional al cuadrado del diámetro de la partícula "dp" e inversamente proporcional al diámetro "De" del grano.
d. Impacto Inercial Cuando la velocidad del flujo es baja, la partícula viaja como se supone anteriormente con las líneas de flujo. En cambio, cuando la velocidad es alta y la partícula es grande, deben tenerse en cuenta los efectos de la inercia, los cuales hacen que aquella pueda seguir una trayectoria distinta a la de las líneas de flujo si adquiere suficiente cantidad de movimiento para eso. Esto implica que al pasar una suspensión alrededor de un obstáculo (véase la figura VIII-4), mientras las líneas de flujo se curvan, las partículas pueden continuar su trayectoria original, impulsadas por las fuerzas de inercia, y chocar con el grano del filtro quedando adheddas a él. Este es el principio con el cual trabajan los filtros de aire. Su eficiencia es directamente proporcional a la velocidad del flujo e inversamente proporcional al diámetro del medio filtrante. En el caso de la filtración de suspensiones acuosas, el fenómeno ha sido analizado en profundidad por Ives y Herzig y colaboradores. Sin embargo, la viscosidad del fluido hace difícil que la materia suspendida pueda adquirir suficiente cantidad de movimiento, como para que el impacto inercial sea de significación. e. Difusión Como habíamos visto en el capítulo 2, debido al movimiento browniano, existe una tendencia de las partículas pequeñas a difundirse desde las áreas de mayor
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
372
LINEA DE FLUJO ----------------------- TRAYECTORIA DE LA PART!CULA
A
B
Fig. VIII.4. Impacto inercial
concentración a las áreas de menor concentración. Hay que tener en cuenta que la mayoría de las partículas que llegan al filtro, son menores de 10 (véase la figura VIII-5). Experimentalmente se ha demostrado que las suspensiones de arcillas presentan fenómenos de difusión. Esta es la razón por la cual se pueden encontrar sólidos adheridos a los granos del medio, en puntos donde la velocidad del flujo es prác4
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Fig. VIII.S. Distribución por tamaños de las partículas encontradas en el efluente a los filtros en una la planta de tratamiento.
24
¡.t
373
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
ticamente cero. La eficiencia del filtro debida a la difusión es directamente proporcional a la temperatura Te inversamente proporcional al diámetro de la partícula d P y del grano De· Ives y Sholji (1965) y Yao y colaboradores (1971) muestran la importancia de este mecanismo e indican que deberían considerarse otros parámetros para evaluarlo. Sin embargo, la influencia de la difusión en la acción del manto filtrante en profundidad es pequeña habida cuenta de la relación entre d P y De estimada entre 0.0002.y 0.6. f. Acción hidrodinámica
Partículas de tamaño relativamente grande en un medio viscoso en movimiento laminar podrán tener en sus extremos velocidades diferentes, debido al gradiente de velocidades, como se indica esquemáticamente en la figura VIII-6.
1 Fig. VIII.6
La diferencia de v 1 y vb hará girar a la partícula produciendo una diferencia de presión perpendiculcrr al escurrimiento, haciendo que la partícula sea conducida a una región de velocidad más baja. Debe tenerse en cuenta que comúnmente las partículas son de diferentes formas y tamaños y el escurrimiento no es uniforme, por lo tanto sus movimientos serán enáticos. Sin embargo, la descripción es válida para explicar la remoción de partículas del tamaño de 10 m.
Importancia correlativa de los mecanismos de transporte Yao y colaboradores (1971) han conelacionado la teoría de la filtración de aerosoles en medios fibrosos con la de la filtración de suspensiones acuosas en medios granulares, y han calculado la "eficiencia de un solo grano" considerada como la velocidad con la cual las partículas golpean el grano, dividida por la velocidad con la cual las partículas se aproximan hacia él.
~=
Velocidad con la cual las partículas golpean el grano '\)e
(~D:.J 4
(VIII -4)
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
374
En donde, Y] = Eficiencia de un solo grano v = Velocidad de filtración De = Diámetro del grano e = Concentración de partículas que entran alfiltro
El comportamiento del filtro es función de la eficiencia, así:
dC
=- ~ ( 1 - p ) a
dL
YJ
C
(VIII-S)
2
En donde L es la profundidad del lecho y la razón de adherencia, la que depende de las características químicas del floc. Al calcular la eficiencia para distintos tamaños de partículas en un filtro, se obtienen curvas como las de la figura VIII-7. 1.000 ~
o
Sedimentacion
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Difusion
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lOO
Diametro dp de la part~culo micrones ( 10mm.) Fig. VIII.7. Eficiencia de remoción de partículas en .un filtro debida a fenómenos de sedimentación, intercepción y difusión (según Yao, Habibian y O'Melia) 3
Al estudiar estos resultados, se ve que la difusión sólo es eficiente con partículas de tamaño muy pequeño (menores. de 1), mientras que la intercepción· y la sedimentacion son más efectivas a medida que el tamaño de las partículas aumenta. Igual cosa se podría decir del cernido. Existe, al menos teóricamente, un tamaño
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
375
de partículas para el cual la eficiencia de remoción es mínima. Este diámetro podría fijarse en alrededor de 1!-t para las condiciones típicas de filtros convencionales. Partículas de éste tamaño son demasiado pequeñas para ser removidas por sedimentación y demasiado grandes para que la difusión tenga un efecto significativo en ellas. Experimentalmente ha sido demostrado por Ison e Ives (1969), que al hacer fluir una suspensión de caolinita hacia arriba en un lecho granular, las partículas no se adhieren a la parte inferior de los granos sino encima de ellos, lo que indica que las fuerzas gravitacionales son más importantes que las inerciales en el proceso de filtración. De aquí se desprende como conclusión práctica que al actuar diferentes mecanismos de remoción dentro del filtro, tanto las partículas grandes como las pequeñas tienen buena probabilidad de ser retenidas, y por tanto la ruptura del floc que sale del sedimentador y entra al filtro, no perjudica para nada el proceso de filtración y más bien puede beneficiarlo al estimular la penetración de la materia suspendida dentro del lecho.
2. Adherencia El que cada contacto resulte efectivo y produzca o no adhesión de la partícula al medio filtrante, podría pensarse que depende más que de mecanismos puramente físicos, de una serie de factores químicos y electroquímicos, la variación de los cuales induce modificaciones en el comportamiento de los filtros. Lo más importante de ellos y que vamos a considerar son las fuerzas de Van Der Waals, los efectos electrostáticos y el puente químico.
a. Fuerzas de Van der Waals V. Mackrle y S. Mackrle (1961) sugieren que las fuerzas de Van der Waals son primariamente responsables de la adhesión de las partículas a los granos del filtro. Ellos dicen: "Dentro de la distapcia ~r desde la superfice de cada grano sobre la cual las fuerzas de adhesión son operativas, hay un volumen alrededor de cada grano que puede designarse como espacio de adhesión y las partículas suspendidas que entran en este espacio serían removidas del flujo, a medida que sean atraídas para adherirse a la superficie de los granos". "La acción es análoga a un sedimentador de profundidad ~r y longitud 1, en la cual la fuerza de la gravitación es reemplazada por las fuerzas de Van der Waals". Estas fuerzas, cuando actúan a muy corta distancia, y dp es mucho menor que De, pueden determinarse así:
Fa
~
K dp
(VIII-6)
12 r 2 En donde, K = Constante de atracción de Van der Waals d p = Diámetro de la partícula r =Distancia entra las partículas y el grano ( r
< < 1)
La constante de Van der Waals incrementa con la densidad de las partículas, de manera que según esta teoría el floc más denso se adhiere con más fuerza al medio filtrante.
376
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
Debe tenerse en cuenta que para dos átomos las fuerzas de Van der Waals disminuyen en proporción a r 7 , para partículas compuestas de muchos átomos, la disminución es proporcional a r 3 y el potencial a r 2 . Según Ives y Gregory (1966), el rango de acción de ellas para agua destilada es de O. 2 y para agua natural es de alrededor de O. 02. Por tanto su capacidad de atraer o transportar partículas es despreciable, no así su capacidad de retenerlas en la superficie de los granos del filtro cuando hacen contacto con ésta. Por otra parte, las fuerzas de Van der Waals son independientes del pH y de las características de la fase acuosa. Por consiguiente, si éstas fueran el único mecanismo de adhesión, la filtración sería independiente del pH lo que no concuerda con los resultados obtenidos en la práctica.
Fig. VIII.S. Trayección de la partícula capturada por las fuerzas de Van der Waals
b. Fuerzas electrostáticas Como se explicó en el capítilo II, es la combinación de las fuerzas electrostáticas (o coulómbicas) con las de Van der Waals, y no las fuerzas de Van der Waals solas las que determinan, dentro de ciertas circunstancias, la adsorción entre partículas. Considerando el mecanismo de las fuerzas electrostáticas como el responsable de la adhesión del material suspendido al medio filtrante, tres casos podemos considerar según Kaufman (1969): l. Los granos del medio filtrante son negativos y los coágulos o floc son positivos. En este caso existe una fuerza atractiva entre el medio y las partículas, lo que hace que la sola aproximación de éstas a los granos del lecho, pueda producir atracción y adhesión. 2. Los granos del medio filtrante son negativos mientras que los coágulos o partículas son neutros. En este caso la barrera de energía ha desaparecido y todo contacto se puede esperar que termine en adhesión. 3. Los granos del medio filtrante son negativos y los coágulos negativos también. En éste caso existe repulsión entre unos y otros, pero las fuerzas hidrodinámicas pueden ocasionalmente vencer la barrera de energía y aproximar lo suficiente los coágulos a los granos como para que las fuerzas atractivas de Van· der Waals puedan actuar. La probabilidad de adhesion de las partículas en este caso es menor que en los anteriores.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
377
Esta hipótesis concuerda bastante con. los resultados prácticos, y ayuda a expliear por qué la mayor o menor dosificación de coagulantes influencia tan estrechamente el comportamiento de los filtros.
c. Puente químico Como se vió en el capítulo 11, la desestabilización de los coloides es efectuada por los productos de la hidrólisis que a determinados pH se polimerizan. Las cadenas poliméricas adheridas a las partículas dejan sus segmentos extendidos en el agua, los que pueden ser adsorbidos por otras partículas o por sitios vacantes en los granos del filtro. Este fenómeno es independiente de las fuerzas de Van der Waals y de las cargas electro$táticas. El uso de ayudantes de filtración o polielectrolitos inyectados en el efluente al filtro puede, por eso, ser de gran utilidad para aumentar la adhesión de la materia suspendida al medio filtrante. La figura VIII-9 explica el proceso.
Pwticulo
Grono det
mtdio IUrontt
Gmno dt>l mtdio Wtrnntt
Fig. VIII.9. Esquema explicativo de la acción de los polímeros en un medio granular
Las partículas con sus segmentos poliméricos adheridos, al atravesar las constricciones del medio filtrante, se enlazan con los segmentos sueltos adsorbidos por los granos o por los de partículas ya adheridas al lecho filtrante y quedan en esta forma retenidas. Las leyes que gobiernan la adsorción de polímeros deben tenerse en cuenta también en este caso.
378
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
Mecanismos responsables de la filtración biológica En la filtración biológica (esto es la filtración en la que los microorganismos que crecen en el lecho son los agentes purificadores), además de las acciones anteriormente reseñadas, se producen una serie de reacciones orgánicas que completan el tratamiento, eliminando bacterias patógenas y protozoarios de importancia sanitaria. Filtración biológica se produce cuando no se usan substancias desinfectantes en el agua de lavado. Esto se debe a que la carga biológica que trae el agua cruda se introduce entre las partículas del medio filtrante, lo cual permite el crecimiento de una capa biológica (schmutzdecke) en los primeros centímetros del filtro, (y en menor escala más adentro) que crece con el tiempo. Dicha capa se halla compuesto de plankton en general, y específicamente de diversas formas de vida acuática tales como: diatomaceas, protozoos, rotíferas y bacterias, así como de una variedad de algas, en especial, cuando los filtros están descl!biertos, como ocurre en países que no tienen temperaturas muy bajas durante los inviernos. Adicionalmente, el agua cruda trae, por lo común, partículas orgánicas de distinto origen, las cuales sirven de alimento a la vida acuática, que transforma esa materia al usarla como energía para su metabolismo. Se producen así una serie de reacciones de oxidación-reducción en el interior del lecho, que desgregan esta materia y la convierten en compuestos tales como agua, dióxido de carbono, nitratos (a partir de los nitritos) sulfatos y fosfatos que son descargados con el efluente. Según Hendricks (1991) el agua cruda puede contener las siguientes partículas: minerales: arcillas (0.001-1.0 ~m) silicatos, no silíceas; b~ológicas: virus (0.01-1.0 ~m), Bacterias (0.3-10 ~m), Giardias (10 ~m), Algas (30-50 ~m), huevos de parásitos (10-50 ~m), huevos de nematodos (10 ~m), Criptosporidion (4-5 ~m); además de material amorfo y coloides orgánicos. Por otra parte, los fenómenos de adsorción sobre la superficie de los granos revestidos de la capa biológica, inducen la remoción o inactivación de bacterias, incluídas las patógenas, las cuales no encuentran un medio favorable en ella, ya que la temperatura del agua es más baja que la del organismo humano y la cantidad de comida disponible, es limitada. A eso se agrega que en la superficie del medio filtrante, proliferan muchos tipos de organismos predatorios que se alimentan de bacterias, y en las capas más profundas, las reacciones de oxidación-reducción de que se habló antes, agotan las reservas de comida. En estas condiciones, los E-Coli, las Salmonellas, Shiguellas y demás organismos perjudiciales para la salud, resultan eliminados en el proceso de filtración, conjuntamente con la turbiedad, el hierro y en algunos casos, el color. El grado de remoción tiene relación directa con la maduración de la capa biológica, esto es, con el tiempo en que haya estado en servicio el filtro, a fín de que se pueda desarrollar en él de manera eficiente la actividad microbiana. Este período puede variar entre un día o menos y una semana, o más. Debe tenerse en cuenta que la rata de crecimiento de la biomasa que se forma entre los granos, es función del flujo de substrato que le llega y su rata de utilización. Al incrementar éste, aumenta la acumulación de biomasa y por tanto la capacidad de remover más substrato. Cuando la cantidad de substrato que le llega es baja, la habilidad del filtro para mantener o incrementar la biomasa disminuye y con ello la eficiencia del mismo para retener el substrato (Rittman, 1990). De aquí que la escasez de material orgánico en el agua cruda perjudica el funcionamiento de la filtración biológica.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
379
MODELOS MATEMATICOS DE LA FILTRACION No obstante todos los esfuerzos, no se ha podido llegar a encontrar un modelo matemático que describa con precisión el comportamiento de los filtros. No existe, hasta ahora, ninguna fórmula o conjunto de fórmulas con las cuales, asumidos determinados valores, se pueda calcular los diferentes parámetros que inciden en el funcionamiento de un filtro. Dice al respecto Mintz: "Parece que el intento de llegar a una descripción matemática exacta, con constantes teóricas del proceso de filtración, está condenado al fracaso. Obviamente siempre será necesario obtener los parámetros del proceso, experimentalmente". Es pues conveniente adelantar estudios prácticos con filtros pilotos, cuando se quiera conocer el comportamiento de un determinado filtro, operando con una cierta suspensión, ya que cualquier alteración en la calidad de ésta o del medio granular, significará un cambio del problema. Sin embargo, los modelos matemáticos resultan útiles para la mejor comprensión del proceso de filtración, pues permite cuantificar en alguna forma el trabajo y funcionamiento de los filtros, de manera más precisa. Un gran número de autores han desarrollado expresiones matemáticas que establecen relaciones entre las diferentes variables del proceso. Podríamos citar a Iwasaki, Mintz, Ives, Mack:rle, Deb, Camp, O'Melia y Stumm, Yao, Habibbian y O'Melia y Maroudas y Einsenklan, entre otros.
a. Ecuaciones de Iwasaki e Ives Fueron, tal vez, de las primeras desarrolladas. Parten del hecho de que el filtro recibe un agua de calidad variable, y produce a su vez un efluente cuya calidad es también variable. En el proceso se retiene cierta cantidad de partículas. De acuerdo con esta hipótesis Iwasaki (1937), trabajando con filtros lentos, propuso, en 193 7, la siguiente ecuación: DI= dz
~
A 1 (VJJJ-7)
En donde, A 1 es la cantidad de material microscópico depositado en 1 cm2 , en la unidad de tiempo, a la profundidad z dentro del medio filtrante. Dicha ecuación fue reescrita por Ives (1960), así: dC
dL
- A C
(VIJJ-7a)
En donde, e = Concentración volumétrica de partículas L = Profundidad de la capa de lecho filtrante que se considera A = Módulo de impedimento o eficiencia de la capa dL del filtro. Esta expresion de primer orden establece una relación directa entre la reducción "de" de concentración de la suspensión en la capa dL y la concentración e que
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
380
está depositada en esa capa. El coeficiente A viene a ser un factor de proporcionalidad, y puede calcularse despejándolo de la ecuación VIII-7, así:
de dL
e o en otra forma:
el
(Vl//-8)
En donde C1 y C2 son las concentraciones volumétricas de partículas (volumen de sólidos por volumen unitario del líquido2 en la parte superior y en la parte inferior de cada una de las capas en que se considera subdividido el lecho filtrante. Véase la figura VIII-lO. Cuando la concentración está dada en ppm (adimensional) y Len cm, A queda expresado en cm- 1. Al volumen de floc depositado por unidad de volumen del medio filtrante, se le denomina depósito específico cr , y se lo puede encontrar asumiendo que el cambio instantáneo de concentración volumétrica o volu3 men del floc removido del flujo QdCdt, es igual al volumen deposiC0 tado en los granos del medio filtrante AdL. d, así: V0
Q de dt =
A dL dcr
( Vl//-9)
Como:
Q A
= v 0 = velocidad de filtración
dcr dt
de e1 e2 -v-=-v---
dL
dL
Despejando dC de (VIII-9) y dL reemplazándola en (VIII -7 a)
Fig. VIII.lO
2 El determinar la concentración (volumen por volumen) presenta ciertas dificultades. Cuando se trata de algas o partículas esferoidales de diámetro conocido, la turbiedad puede relacionarse con el volumen de los sólidos presentes. En suspensiones de partículas de varios diámetros, quizás el uso del contador Coulter de partículas (descrito en el capítulo IV), puede utilizarse para encantar el valor de C como lo sugiriera Smith. 3 Se parte de la hipótesis de la igualdad de volúmenes del floc, esto es que el floc no se compacta al asentarse en la superficie de los granos.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
1 'A=-- da Cv dt
381
(Vlll-10)
Con lo que quedaría expresada en función del depósito específico, asunto que ha sido objeto de mucha investigación en la década pasada. En el modelo de Ives se supone que al principio de la carrera de filtración, los granos del lecho están limpios y por tanto 'A = 'A¡ (inicial). Al prolongarse la carrera, los depósitos .se acumulan por efecto de la gravedad como pequeñas cúpulas encima de los granos. Esta acumulación produce un incremento en el área superficial sin aumentar la velociad intersticial, lo que implica una mayor eficiencia y por tanto 'A aumenta linealmente en función de , así:
'Ay
K
= 'Ai +Ka =
(Vlll-11)
Coeficiente empírico
Llega un momento, sin embargo, en que la acumulación de material dentro del lecho es tan grande que los poros se llenan, y la superficie disponible para nuevos depósitos se hace cada vez más pequeña con lo cual 'A empieza a disminuir en proporción:
En donde,
e=
Coeficiente empírico P0 = Porosidad inicial del lecho filtrante
y por tanto:
ea
2
A= A·+ Ka--z
p-a
(VIII-12)
Reemplazando este valor en VIII-7(a):
dC
-
dL
= [
e a2 'Ai + K a - - - ] C Po
( Vlll-13)
a
El modelo de Ives de 1960 tiene varias limitaciones, entre ellas: a. No se tiene en cuenta la variación del tamaño del medio filtrante, ni el cambio local en la concentración de partículas depositadas. b. Se parte del principio de que el volumen del material que queda entre los poros, es igual al volumen del material removido de la suspensión, y por tanto se aplica solo a suspensiones no floculadas. Un floc suspendido es 98% agua y 2% sólidos, aproximadamente. Una vez que hace contacto con la superficie de los granos, se compacta como sucede en
382
1
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
0.4r--------------r----------------------------------~
E
u
t<
-"" -8
i\:Ai+KCT _'"(/) o- 2
0.3
o...
¡.;:
fo
-o-
0.2
t\1
"C
e
-~
0.1
.~ t\1
o
~~--1------+----~~----+-----~----~-----1-----d
0.01
0.02
0.03
0.04
0.05
Of!pÓ¡,ito r¡¡prcÍfáco
0.06
0.07
0.08
a-
Fig. VIU.ll. Coeficiente del filtro en función del depósito específico
los sedimentado res y su grado de hidratación disminuye por debajo del 98%, lo que significa que su volumen disminuye proporcionalmente también. Al respecto, Hudson (1969) considera que la compactación del floc aumenta al prolongarse la carrera y puede llegar a disminuir el volumen de él hasta en 50% inicüil. Por eso, Foxy Cleasby (1966) encontraron que el valor de A calculado con la formula (VIII-12) no se ajustaba a los resultados experimentales obtenidos con floc de hidróxido férrico. Se observa una diferencia significativa entre la curva teórica calculada en un computador y la curva resultante de los experimentos. La ecuación de Ives, en cambio, describe bien la filtracion de partículas · discretas. Los autores antes citados concluyen que la primera parte de la expresión A = A¡ + K cr , parece ser válida para el período inicial, pero no así la segunda parte:
En 1969, Ives presentó un nuevo modelo en el que trata de reconciliar las expresiones de varios autores. Se basa en la hipótesis de que es función de la superfice específica del filtro (superficie de material por unidad de volumen). Al principio de la carrera, el filtro se puede considerar constituido por granos esféricos en los cuales el material se deposita, incrementando la superficie específica y por tanto A . A medida que la carrera progresa y se aumenta el volumen de depósitos, los granos del medio dejan de actuar como esferas independientes y el lecho se puede considerar como una masa compuesta de una serie de capilares cilíndricos. Al combinar ambos métodos de comportamiento se obtiene la siguiente ecuación:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
"-1 ( 1 +~)y
A
( 1- ~) z ( 1.
Po
Po
~)X
383
(VIII-14)
av
En donde: ~=
Po
constante - - -
1- Po
av = Valor de saturación de cuando se alcanza un límite, tal ,que la deposición de más material en esa profundidad queda inhibida. Los exponentes y, z, x son constantes empíricas que se pueden variar para ajustarlas a los distintos modelos que se consideren. Si: y 1, z =O, x =O. "-o~ "-1 +-cr
'A
"-i+Ka
(Vlll-15)
Po El anterior es el modelo de Iwasaki.
Si:y=1,
z
1,
X
e a2 Po
(Vlll-16)
a
Esta es la expresión de Ives de 1960. Igualmente se puede demostrar que, cambiando los exponentes se puede llegar a las ecuaciones de Mackrle, Shekhtman y Maroudas. Por tanto, el nuevo modelo de Ives viene a ser una generalización de su modelo anterior, que busca ajustarse a las condiciones experimentales de cada investigador. Y es por eso, el que hemos escogido para desarrollar el modelo de comportamiento de los filtros de velocidad declinante escalonado que se describe más adelante. Su mayor inconveniente radica en que para la determinación de las constantes, hay que realizar laboriosos experimentos en filtros pilotos, lo que hace poco práctico su uso como instrumento de diseño.
Modelo de Mintz y Krisful En los modelos anteriores, se parte del principio de que la disminución de 'A durante la carrera (disminución que termina por producir la irrupción de turbiedad) se debe a que la acumulación de depósitos en los granos, crea constricciones en los poros, los cuales impiden que se adhieran nuevas partículas en la respectiva capa y las obligan a colocarse en una capa inferior hasta que terminan saliendo en el efluente. Mintz y su grupo de Moscú en 1959, estuvieron en desacuerdo con esa tesis y sostuvieron que la disminución de 'A era debida, más que al incremento de los depósitos, puesto que la rata de deposición de material en los granos era relativamente constante, a la ruptura de los depósitos ya adheridos a ellos, que se desprendían y penetraban en profundidad. Consideraron así, que en la filtración, actuaban dos mecanismos contrapuestos: el de adherencia y el de desprendimiento y expresaron er cambio de concentración de partículas C en un lecho de altura L, de la siguiente manera:
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
384
dC = /.. C!!:.. cr dL V En donde:
a = el coeficiente de desprendimiento v = velocidad de filtración El primer término de la ecuación VIII-15 (similar al de ~wasaki, trabajo que los autores mencionados parecían desconocer), representa el mecanismo de adherencia y el segundo, el de desprendimiento. En forma diferencial:
dC
da
v- =dL dt
(Vlll-7a)
Expresión igual a la (VIII-7a) dada por Ives. Dos diferencias básicas existen entre este modelo y el de Iwasaki e Ives: a. El proceso de filtración aparece deteriorándose desde el principio, sin que exista un período inicial en que la eficiencia incrementa b. El mecanismo de desprendimiento se considera realizando un trabajo básico en el comportamiento del filtro. Este último supuesto parece estar confirmado por diversos estudios. Ling (1955) al medir el porcentaje de remoción de turbiedad de cinco diferentes capas de un lecho filtrante de granulometría uniforme de espesor (0-1 " , 1-4" , 4-1 O", 10-19", 19-24") halló que al principio la primera capa (0-1 ")remueve casi toda la turbiedad. A medida que progresa la carrera, la segunda capa (1-4 ") va aumentando su eficiencia mientras que la primera la disminuye rápidamente. Doce horas después la segunda empieza a declinar también, mientras las capas inferiores van incrementando paulatinamente su porcentaje de remoción, y las de encima lo disminuyen. Llega un momento en que todo el lecho queda obstruido y comienza entonces a pasar floc en proporción cada vez mayor al efluente (véase la figura VIII-12). Camp y Ste in ( 1964) constataron que el desprendimiento de partículas de floc en el filtro se presenta en forma rutinaria y como parte del proceso. Payatakes y colaboradores ( 1981) observaron la filtración con microscopio y videograbadora y encontraron frecuentes desprendimientos de partículas depositadas, incluso bloqueos súbitos de poros que obligaban al agua a reversar el sentido del flujo. Ives y Clough (1985) vieron en sus ensayos avalanchas de flóculos desprendiendose de los granos. De manera que hoy queda poca duda sobre la existencia e importancia de este fenómeno.
Otros modelos Los nuevos modelos, por eso, incorporan siempre los mecanismos de adherencia y desprendimiento. De ellos existe una gran variedad que sería inútil reseñar en el presente libro. Más importante es la concepción misma de cómo ocurre la filtración. El flujo pasa por el medio granular a través de dos tipos de aberturas: los poros entre grano y grano y las cavidades o tubulaciones que se forman cuando los polímeros
385
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
90
Medio filtrontr : 0.38 mm. 0.136 cmjt Veloci9od:
00
~ 10
•
'O
o
60
.o
•
50
:::;)
-., ""
40
"'e
30
'O
"o
~ E
.,
a::
20 10
o
o
2
4
e
6
K)
12
16
14
Tiempo -
18
20
22
horas
Fig. VIII.12. Porcentaje de remoción de turbiedad en diferentes capas de un lecho filtrante
0.14 r----....-----r-----r--::----r---.,.---r---,------, 0.1 ~ 1-----.....~lld.--~-f'C=-----+----+
1
e
ii---...,P.,....z;--+----+---_¿_-___, .. ____J
"
0.08
~
0.06 o
e
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"'~
0.08
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o. ·~
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0.01 -~--
..2 ::a
0.06
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0.05
'o. 2
-----l~--t-----"""._:'k.-~----1
E.1perimentol - - - Tfól_~---+~--+----+-----t 10.1 cm.) Carrtro 4
-1---
"'
0.04
~
"'~
1
o
0.02
0.04
0.0~
0.06
OD7
0.08
0.14
0.16
~' .. r-,
~ r-, ~ ,--.........o
~
( b) LECHO (5.0 cm. t
4
10.1 cm) Carnro 9
0,06
0.08
.
0.10
0.12
'
DepÓaitc) EapeCÍfico (5 ( volumtn por volumted Fig. VHI.13
empiezan a llenarse y se establecen pasajes preferenciales, al- unirse. un poro con otro, y formar grietas que parecen mayores que los poros de la zona circundante como lo muestra la figura VIII-13a.
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
386
IIIIILIWIZTIIIOS
-~ela'_c~lo superficial
Hueco ~
'
p
Hueco
t =1
Lecho
visto por encimo
Canales
t=2
t : 3 Corte
Fig. VIII.13a. Efecto de abertura de huecos y grietas en el lecho filtrante según Baylis
Ensayos realizados por Bailys (1937) con sustancias colorantes en un filtro piloto transparente parcialmente obstruído, demostraron que la materia colorante que se inyectó, atravesó los primeros 6 cms. con una velocidad de 1.25-2.5 cm/s. cuando la velocidad promedio calculada debería ser de 0.66 cm/s. Esto sugiere que el flujo en las grietas tiene una velocidad mayor que el promedio en el lecho. Los estudios de A. Maroudas de 1966 parecen confirmar esta hipótesis de Baylis. Trabajando ella con un modelo de filtro, encontró que "durante la clarificación una porción creciente del lecho se bloquea y el flujo tiene lugar a través de caminos que no están obstruídos por los depósitos". Por tanto las partículas que vienen en el afluente pueden quedar removidas:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
387
l. Por choque y adherencia a un grano del lecho filtrante. 2. Por choque y adherencia a un grupo de partícula previamente depositadas en los granos. 3. Por choque y adherencia con otras partículas con las que forma flóculos de mayor tamaño y peso que pueden ser más fácilmente retenidos en los poros del medio filtrante.
En cambio, las partículas continuan en el agua sin depositarse: l. Por desprendimiento del punto o puntos en donde estaban adheridas, al ser arrastradas por el esfuerzo cortante del fluído. 2. Por paso directo a través de las tubulaciones en donde la velocidad es demasiada alta para permitir su remoción en los granos circundantes. 3. Por rotura de los flóculos previamente formados y paso de sus fragmentos a través de las tubulaciones. 1
La figura VIII -13 b esquematiza estos conceptos. Las partículas que entran pueden: adherirse a los granos, flocular o adherirse a otras partículas depositadas, pero. son arrastradas por roturas o por las tubulaciones y depositadas en las capas inferiores, donde a su vez sufren de nuevo el mismo proceso, siguen penetrando, hasta que atraviesan todo el lecho filtrante, y salen en el efluente.
obturo do
Fig. VIII.13b. Mecanismos de remoción de partículas en el filtro
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
388
Tabla VIII.2. Algunos Modelos Matemáticos de Filtración
Autor
Año 1937
Variables
Expresión di=+ 'Al d2
Iwasaki 1962
1 = Concentración por
cm2
dC =-'A C dL
Ives
cr,
ecrz
e,
Po
=A¡+Kcr--Po- cr
1969
Ives
AA Pcry (1 +-) crzl = ¡(1 +-) ( +cr)x -
Po 1970
1970 dcr = K¡ C ( F- cr ) dt
Adin y Rebhun
Po, o
e, Po =Coeficiente expresado en t
dC V dC e=---+dt Po- cr dL
Deb
O,
crv
Po
K2crl
F = Capacidad del filtro J = Gradiente hidráulico K¡ , K2 = Coeficiente de adherencia y desprendimiento o,
e
1992
Ginn y otros
dC 1- Po = - 1.5 ( - - ) a no dZ de
e
Diámetro del grano d no = Eficiencia de remoción del colector. a = Factor de eficiencia de las coliciones
Ecuaciones para determinar la pérdida de carga en el lecho filtrante Al pasar un flujo Q a través de un lecho filtrante granular de profundidad L, la fricción que el fluido sufre al atravesar los poros, produce una pérdida de carga h, como lo indica la figura VIII-14. Al comenzar la operación del filtro, los granos del lecho están limpios y la pérdida de carga se deberá solamente al tamaño, forma y porosidad (características hidráulicas) del medio filtrante y a la viscosidad y velocidad del agua. Si el fluido no tuviera partículas en suspensión o disolución, esta pérdida de carga inicial será constante a través de todo el período de trabajo o carrera del filtro. Pero si, como sucede ordinariamente, contiene sólidos, éstos irán recubriendo los granos del lecho incrementando su diámetro dp en un valor ~d, y disminuyendo su porosidad inicial p 0 en un valor , con lo que la pérdida de· carga irá incremantándose por la disminución del área de paso del flujo. Resulta de aquí que deben considerarse dos clases de pérdida de carga: a. Una pérdida de carga inicial, que es la mínima que puede producir el filtro y que llamaremos h0 • b. Una pérdida de carga por colmatación que será función del tiempo h q> (t). Por tanto:
hf =h0 + h q> (t) O en forma diferencial:
(VIII-17)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
dh d ha dh -=[-] + [-]t dL dL dL
389
(Vl!I-18)
h gl(t)
ht Fig. VIII.14. Pérdida de carga vs profundidad del filtro
Análisis granulométrico de materiales granulares El material granular para los filtros se selecciona por medio del cernido en tamices. La serie estándard americana y la Tyler se presentan en las Tablas VIII-3 y VIII-4. Para analizar la muestra, se pesa una cantidad de ella, se cierne en tamices consecutivos y se va obteniendo el tanto por ciento del peso retenido en cada tamiz con relación al total, como se describe en el capítulo X. Los resultados se grafican en papel semilogarítmico como se indica en la figura VIII-15. Allen Hazen sugirió en 1892 como parámetros básicos para caracterizar los medios granulares, lo que él denominó "Coeficiente de Uniformidad y Diámetro Efectivo". El coeficiente de uniformidad (que mejor debiera llamarse de desuniformidad, pues su valor incrementa a medida que la arena es menos uniforme), es la razón del 60 al 10 %, así:
= Abertura del tamiz que dejaría pasar el
C
u
60% (mm)
Abertura del tamiz que dejaría pasar el 10% (mm)
El diámetro efectivo, E, es la abertura del cedazo ideal que deja pasar el 1O%. Este parámetro fue sugerido por Allen Hazen en 1892, debido a que había observado trabajando con filtros lentos, que la resistencia del lecho filtrante no estratificado al paso del agua era la misma, cualquiera q11:e fuera el tamaño del
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGCfA
390
Tabla VHI.3. Serie americana de Tamices (Estados Unidos)
Número de Serie(*)
Tamaño de Aberturas
Máxima Variación de Tamaño
Díametro del Alambre, mm
114 in.
6.3 mm
0.250
±0.20 mm
1.82
No. 3 114
5.6 mm
0.223
±0.18mm
1.68
No. 4
4.75 mm
0.187
±0.15 mm
1.54
No. 5
4.00 mm
0.157
±0.13mm
1.37
No. 6
3.35 mm
0.132
±O.Ilmm
1.23
No. 7
2.80 mm
0.111
±0.095 mm
1.10
No. 8
2.36 mm
0.0937
±0.080 mm
1.00
No. 10
2.00 mm
0.0787
±0.070 mm
0.900
No. 12
1.70 mm
0.0661
±0.060 mm
0.810
No. 14
1.40 mm
0.0555
±0.050 mm
0.725
No. 16
1.18 mm
0.0469
±0.045 mm
0.650
No. 18
1.00 mm
0.0394
± 0.040 mm
0.580
No. 20
850 j.lm
0.0331
No. 25
710 J.lm
0.0278
No. 30
600J.lm
No. 35
500 j.lm
No. 40
425 j.lm
No. 45
355 J.lm
No. 50
300 J.lm
No. 60
250 j.lm
No. 70 No. 80 No. 100
0.510
±30J.lm ·
0.450
0.0234
±25J.lm
0.390
0.0197
±20J.lm
0.340
0.0165
±l9J.lm
0.290
0.0139
±l6J.lm
0.247
0.0117
±l4J.lm
0.215
0.0098
±l2J.lm
0.180
212 J.lm
0.0083
±lOJ.lm
0.152
180 j.lm
0.0070
±9J.lm
0.131
150 J.lm
0.0059
±8J.lm
0.110
0.0049
±7J.lm
0.001
(*) El número de serie corresponde aproximadamente al número de alambres del tamiz por
pulgada.
Tabla VIH.4. Serie Tyler de tamices 11
11
Número de Serie 3 4 6 8 10 14 20
Tamaño de Aberturas mm pub~.
Número de Serie
Tamaño de Aberturas pulg. mm
0.263 0.185 0.131 0.093
28 35 48 65
0.589 0.417 0.295 0.208
0.023
4.699 3.327 2.362 1.651 1.168 0.833
0.065 0.046 0.033
100 150 200
0.147 0.104 0.074
0.006 0.004 0.003
6.680
0.016 0.012 0.008
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
391
grano, (hasta un Cu =5) cuando ellO %era el mismo. Como ejemplo dela figura VIII-15 se pueden obtener los siguientes valores: para tamaño del lO%, E =0.60 mm y tamaño del 60% de 1.20 mm, el coefiente de uniformidad Cu sería: Cu
= 1.20 = 2.0 0.60
10
1 1
90
_¡
8o
1 1 1 1
o
~
Tamaño ~el60°1or 1
o 610 w o o. 5
/.
'j
1 1 1
o
CD
;.40
1 1
1
1 1
2~o
~~
10
o
Tomé ño efecti\ o E
)
1 0.15
0.30 0.60 1.2 2.4 Diametro de la partícula en mm
4.8
Fig. VIII.l5. Determinación de tamaños de medios filtrantes y coeficiente de uniformidad así como tamaño efectivo
Pérdida de carga inicial Las primeras ecuaciones para calcular la pérdida de carga inicial, h 0 , fueron establecidas en 1904 por Hazen y en 1972 por Carman. En 1933, G.M. Fair y L.P. Hatch propusieron otra expresión matemática que parte de la conocida fórmula de Poiseulle que dice:
h0 =K L v vi D2 g En donde,
h0 = Pérdida de carga inicial vi Velocidad del flujo en el conducto K = Coeficiente defricción L = Longitud del conducto
(Vlll-19)
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
392
D
= Diámetro del conducto
g =Gravedad v = Viscosidad cinemática
Para el caso de un medio filtrante, se consideró que los poros actuaban como pequeños conductos a presión y se adoptó la fórmula con las siguientes suposiciones: a. Diámetro D se hizo igual al radio medio hidráulico. Como para un tubo R =DI 4 entonces D = 4R. b. Defmiendo V como el volumen de los granos, el volumen del lecho será V1 1- p en donde p es la porosidad del lecho. El volumen de poros será entondes p V1 1- p y el radio medio hidráulico sera:
Po V R
Volumen de poros del lecho
1 -Po
A rea granos del lecho
A
(VIII-20)
c. La velocidad intersticial del flujo en el lecho, es igual a la velocidad de aproximación del flujo dividida por la porosidad: V
v·z
Po d. La longitud, L, se hizo igual a la profundidad del lecho. Reemplazando estos valores en la formula VIII-19 queda así: vv
ha = ---~----[ 4 ( ~ V)] 2 Po g 1-p0 A Y ordenando:
fLv
.i_] 2 V
.!!__ [ 1- Po
Po
g
Po
(VIII-21)
Para esferas:
A nD 2 6 -=Se=--=V
nD3
D
6
En donde, Des el diámetro de la esfera. Introduciendo este valor en la ecuación (VIII-21): (VIII-22)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
En donde,
393
f ' es una constante adimensional experimental que varía entre 4
y 5.
La ecuación VIII-22 se puede por tanto reescribir así:
h
= 150
~ L g
1- Po 2 V (
Po 3
I. )2
(Vlll-23)
D
Esta es la llamada ecuación de Kozeni, que sólo es aplicable para esfe~as con flujo laminar, el cual sólo se presenta cuando el número de Reynolds es menor de 10. Este se determina así: Dvp Dv NR = - - = ~
V
Ejemplo: Un lecho filtrante está constituido por bolitas esféricas de un diámetro de O. 05 cm. la porosidad p 0 es de O. 40 y la profundidad del lecho, L , es O. 6 (v :::; 0.0101). Cuál es la pérdida de carga si la velocidad del flujo es de 0.135 cm!s? Aplicando la ecaución V/II-23:
h
=
150
0101 60 ( 1 - OAO) °·981 0.4 3
2
0.135 ( - 1- )2 = 28.14 cm 0.05
En la práctica, sin embargo, los granos ni son esféricos, ni tienen tamaño uniforme, ni el flujo es laminar sino transicional, en especial en la operación de lavado que se describirá luego. Por tanto la ecuación de Kozeni debe ajustarse de la siguiente manera:
a. Por el diámetro de los granos Cuando se trata de partículas no esféricas, la determinación del diámetro que debe considerarse no es fácil de establecer. Algunos autores usan para ello el diámetro de la criba menor, dm, que permite el paso del material. Otros usan el promedio entre el diámetro de dos cribas concecutivas, dp (la que retiene y la que deja pasar el material). Algunos utilizan el concepto de diámetro equivalente, deq, que se defme como el diámetro de la esfera que tiene el mismo volumen de la partícula considerada. Pero de hecho pueden encontrarse muchas otras definiciones cuyo significado hay que tener muy presente en la correcta aplicación de las fórmulas.
b. Por la esfericidad
\jJ
La esfericidad de una partícula se defme como el resultado de la división del área superficial de la esfera de igual volumen a la del grano, por el área superficial de la partícula considerada. Como es obvio, este valor resulta igual a la unidad para las partículas esféricas y menor de uno para las irregulares. / Cleasby y Pan (1983) sugieren calcular este valor a partir de la ecuación de Kozeni, así:
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
394
(VIII- 24)
En esta ecuación las únicas incógnitas son: h", p" y deq. La pérdida de carga, h , se puede determinar introduciendo el material en una columna piloto y deterrÜinándole el h para distintos valores de q. La porosidad, p ,, se halla como se indica en el capÍtulo 10; y el diámetro equivalente, deq, midiendo primero la densidad del medio como se explica en el capítulo X, luego extrayendo una muestra representativa del material desecado, y de ella separando 100 g, los cuales se pesan en conjunto. Este dato se divide por 100 y se halla, para ese peso, el diámetro equivalente. Cuando no se dispone del deq se puede (muy aproximadamente) tomar el diámetro promedio de las dos cribas consecutivas. Darmarajah y Cleasby (1986) han determinado los siguientes valores de \ji para distintos materiales (véase tabla VIII-5). Tabla VIII.S. Coeficientes de Esfericidad
_.'11
IVtaterml
Arena Cribas 10-12
0.71
Cribas 14-16
0.71
Cribas 18-20
0.73
Cribas 30-35
0.77
Arena Redondeada 12-15
0.81
Antracita Americana Cribas 5-6
0.48
Cribas 6-7
0.45
Cribas 7-8
0.44
Cribas 12-14
0.46
A ntnwit~
Ingles;
Cribas 35-30
0.61
Régimen de Flujo Como se dijo antes, la ecuación de Kozeni sólo es válida cuando el NR es menor que 10. Esto se cumple cuando para un deq = 3.0 mm, la velocidad de filtración es 400 m3/m 2/d; para 2.0 mm es de 560 m3/m 2/d y para 1.0 mm es de 1,300 m3/ m2/d; si la temperatura es de 10°C. Por tanto, en un lecho de arena normal con diámetros entre 0.5 y 1.2 mm, la ecuación de Kozeni es válida. En un lecho de antracita con diámetros entre 1.0 y 3.0 mm, si la velocidad es mayor que 500m3/ m2/d, se aproxima. En este último caso se utiliza la ecuación de Ergum así:
~
h = 150 L (1 PcJ2 u (-1-)2 o g p~ \ji deq
+ 1.75 _(1_--'-'--Po
\ji deq
g
(VIII -25)
Esto parece deducirse del estudio realizado en Piedecuesta (Colombia), en el que se trabajó en planta piloto con lechos profundos de antracita sola de 1 a 3.0 mm de diámetro medio y se obtuvieron los resultados que aparecen en la figura
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
395
VIII-15a. Se ve claro en ella que se cumple la ecuación de Kozeni para valores de 500 y 400 m/d y diámetros medios entre 1.4 y 2.7 mm, dado que dicha ecuación considera las pérdidas directamente proporcionales a v, en cuyo caso el decremento de h por disminuir la velocidad de 500 a 400 m/d debe ser del 80%, que fue lo que ~currió. En cambio la de Ergun considera la variación de las pérdidas proporcionales a v 2, como se ve en la ecuación VIII-25 que está formada por dos términos.
S ..___
S ..___
NE
NE
(Y)
E E
o-
..___
..___
o o
~
(Y)
o o
!:!:?.-
:::!..
~
('¡
~
J
~
o
1111
1'--
lO"'
('¡
g¡
r---:
o
~
('¡
111
~
o
o
u_
-
o
('¡
u_
11
~/
¡· 1'-l.()
o-
"'
o
~
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o
~
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o
~
r~
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o
~
~ 1r~
1
('¡
o C'Í
1
o
~
~
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o
0:
~
-..o
o
~
1 1 1 1
~
1
a
o r---: o
~
1¡; ,_
o
l.()
o .:0 Q) E
e
03
ra
(Y)
E ..S
o
~
o ('¡
o
o o.-: "'
Fig. VIII.lSa. Pérdida de carga inicial para distintas velocidades de filtración y distintos diámetros medios
E
'O
o
396
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
ELprimer término es la expresión de Kozeni y representa la pérdida de energía viscosa y el segundo la pérdida de energía turbulenta. Hay que tener en cuenta que esta ecuación es muy dependiente de la porosidad p 0 , del diámetro deq y de la esfericidad \ji , por ser funciones cuadráticas. En consecuencia, resulta inútil utilizarla cuando se desconocen éstos datos con precisión. El solo variar la esfericidad de O. 6 a O. 8 implica disminuir de 1 a 2 el valor de h0 • El cambio de la porosidad de 0.45 a 0.52 baja a la mitad el valor de h0 . Combinando el efecto de ambos parámetros se pueden hallar pérdidas de carga muy diferentes para el mismo diámetro de partículas. Por eso,la aplicación de la fórmula de Kozeni cuando se usan datos supuestos (no experimentales) de \ji y p puede ser tan aproximado como asumir directamente el valor de h0 , sin recurrir a dicha fórmula. d. Lechos de granos desuniformes En la práctica, por lo general, los lechos filtrantes están constituídos por granos de diferente tamaño, ya que es casi imposible conseguirlos de tamaño uniforme, los cuales pueden estar: a) intermezclados unos con otros, con los granos finos metidos entre los gruesos o b) estratificados por capas (las capas de granos más pequeñas sobre las capas de granos más grandes). La primera situación se presenta cuando no se hace lavado ascendente, como en los filtros lentos, o en los que se hace un lavado ascendente con flujo tan bajo que los granos no alcanzan a quedar flotando en el flujo durante dicho proceso. La segunda situación, se presenta en los filtros en los cuales se hace un lavado de alta velocidad que estratifica el lecho por tamaños: los más finos y livianos arriba y los más gruesos y pesados abajo, de acuerdo con su diámetro. Cuando se presenta el primer caso el término correspondiente al diámetro debe modificarse en la ecuación de Kozeni así: L
l
L
\ji
i =1 di
Xl
(VJJJ-26)
En donde, xi = Tanto por ciento de arena retenida entre dos cedazos consecutivos al hacer el cribado experimental de una muestra del lecho. di =Diámetro promedio de los dos cedazos consecutivos. De ser posible puede tomarse el deq promedio de los dos cedazos. Reemplazando la ecuación (VIII-26) en la (VIII-25) queda así:
ho
150 ~ L (1- Po )2 v ( _!_ g
p~
±
xi )2 + 1.75 1- Po_!_± xi 'l-'2
\Vi=l di
Po
(Vlll-27)
\Vi=l di g
Ejemplo: Una arena para un filtro lento tiene las características anotadas en el cuadro O. 75 m adjunto. La velocidad de filtración es de 9.33 m!día (0.0108 cmls) L y p 0 = 0.394 (tomado como el promedio para todo el lecho). Temperatura ~e y V . = o. 0157. Esfericidad o. 81.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
397
Respuesta: El número de Reynoldas para el grano más grande es:
NR
=
0.1 X 0.0108 0.0157
0.07
Por tanto predomina el flujo laminar y se pude usar la primera parte de la ecuación que es la de Kozeni, así:
ho = 150 0.0157 75 (1 - 0.394 )2 0.0108 ( _1_ 981
l
h0
±
E_) 2
0.81 i =l di
(0.394)3
L xz ) 2
= 0.0178 (
o
i =l di
xi
El valor de la suma -lo calculamos en la Tabla VIII-6. di Tabla VIH.6. Cálculo de la pérdida de carga en una arena sin estratificar
No. Cedazo Serie Americana 14-20 20-28 28- 32 32- 35 35 42 42-48 48-60 60-65 65- 100
xi
xi
di
-
cm
di 0.0092 0.0470 0.1467 0.1790 0.1750 0.1980 0.1540 0.0710 0.0200
0.09 0.67 2.72 3.89 4.61 6.19 5.71
-----------
---------
0.1000 0.070 0.054 0.046 0.038 0.032 0.027 0.023 0.018
I
1.0000
3.09 1.11
I
28.08
El valor de la pérdida de carga inicial, es por tanto:
h0 = 0.0178 x {28.08) 2 = 14.03 cm Cuando se lava el lecho con alta velocidad y por dicho motivo queda estratificado por capas de tamaño creciente de arriba hacia abajo, la pérdida de carga total es la suma de las pérdidas de carga parciales, así: l
h0
=
L
hi
i =l El espesor de una capa será entonces: Li
=
xi L y
l
L
= Li
I
i =l
xz
(VIII-28)
TEORIA DE LA ALTRACION DEL AGUA
398
Reemplazando la ecuación (VIII-28) y (VIII-26) en la (VIII-27) queda: h0 = 150 ~ L g
(1 p0 )2 1 i . (1 p ) 1 v - [ E_]+ 1.75 - 0
L
Po 3
Po 3
\j12 i=1 di2
Li
. 2 xz ~
(Vlll-29)
\!f i=1 di 2g
Ejemplo: Calcular la pérdida de carga inicial de un lecho estratificado de arena y antracita que tiene las características que aparecen en la Tabla VI/1-7. El lecho de arena tiene una profundidad L = O. 25 m, una porosidad de O. 43 (promedio de las capas, en realidad cada capa tiene una porosidad distinta) y una esfericidad, \!f = O. 72 (promedio, varia por capa). Sobre ésta se ha colocado un lecho de antracita de O. 45 m de altura, una porosidad de O. 55 (promedio) y una esferifid~d, \V = O. 47 (promedio varía por capa). La velocidad de filtración es de 260m /m Id (0.3 cmls) y la temperatura 4°C (v =0.0157). Respuesta: N R (arena)=
0.109
X
0.3 =
0.0157
N R (antracita)
=
0.219
X
2
0.3
0.057
= 4.2
Como los números de Reynolds son menores de 6 se puede utilizar solo la primera parte de la ecuación, por tanto: Arena l
EI
h = 150 0.0157 25 (1 - 0.43 )2 0.3 981
o
0.43 3
i=1 l
h0
= 0.142 [
L
.
i =1 di 2
= 150 0.0157 45 (1- 0.55 )2 0.3 _1_ [
981
0.55
0.472 l
h0
dP
E_]
Antracita:
ho
E_J
=
0.178 [
L
.
E_]
i =1 di 2
Por tanto los pérdidas de carga serán: Para la arena: 0.142 x 218.50 = 31.03 cm Para la antracita: 0.178 x 55.73
=
9.92 cm
±~] i =1 di2
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
399
Pérdida total: 31.03 + 9.92
=
40.95 cm
Tabla VIII.7. Cálculo de la pérdida de carga en un lecho de arena y antracita estratificadas
xi
Material
Antracita
No. Tamiz
xi
20-18 18 -16 16 -14 14 -12 12 -10 10 -8
0.10 0.19 0.18 0.18 0.19 0.16
cm
di
0.092 0.109 0.130 0.154 0.184 0.219
-
dP
dP
0.0085 0.0119 0.0169 0.0237 0.0339 0.0480
11.76 15.97 11.24 7.83 5.60 3.33
--------40-35 35-30
Arena
0.10 0.21 0.16 0.15 0.18 0.20
30-25 25-20 20 -18 18 -16
0.046 0.054 0.065 0.082 0.092 0.109
2:
55.73
0.0021 0.0029 0.0042 0.0067 0.0085 0.0119
47.62 72.41 38.09 22.39 21.18 16.81
-----------
2:=
218.50
En la práctica, los lechos filtrantes de arena (L = 0.25 m) y antracita (L =
0.45 m) dan valores de pérdida de carga que fluctuan entre 0.35 y 0.45 m dependiendo de la porosidad con que haya quedado el lecho después del lavado. La pérdida de carga inicial rara vez se mantiene igual de una carrera a otra. Si se aumenta el espesor de la arena por encima de O. 25 m o si se reduce la porosidad por mal lavado, las pérdidas iniciales pueden aumentar entre 0.45 y 0.60 m.
Pérdida de carga final La pérdida de carga fmal en un filtro es función de la forma como se distribuyen los depósitos específicos, en el lecho filtrante y disminuyan su porosidad inicial, Po . Se puede expresar así: hf
= ho
+ F
J!;
crdL
(Vl/1~30)
En donde, ho está dado por las ecuaciones de Fair y Hatch o incluidas anteriormente, y F es el coeficiente de pérdida de carga que depende del tipo de medio filtrante usado, de la rata de filtración, de la viscosidad del agua y de las características de la suspensión. En el caso ideal en que el depósito específico, cr , sea uniforme en todo el lecho, la pérdida de carga vendría representada (ver fig VIII-16) por una línea recta con pendiente y la ecuación (VIII-30) quedaría así:
400
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
/
o
"'O
d
=Uniforme
hf
=h¡
+lp O'L
~.!
"'O "'O
o "' "' ·¡;
:;,
-o L.
a..
L.
U)
+
'Pfa'
dl
Perdida de carga Fig. VIII.16. Pérdida de carga final en un Jecho filtrante
hf = ho + \V cr L
(Vlll-31)
ó
hf = L eotag e2
(Vlll-32)
En el caso práctico, sin embargo, cr no es uniforme sino al contrario los sólidos quedan casi todos depositados en las capas superiores del lecho y casi nada en las inferiores, con lo que la curva de pérdida de carga fmal suele hacerse convexa, aumentando su convexidad con el tiempo, a medida que la colmatación superficial se hace mayor. Camp, ha establecido una ecuación para describir el incremento de la pérdida de carga considerando la formación de películas de espesor 11 De alrededor de cada grano, las cuales reducen la porosidad inicial, p 0 , en un valor cr . Reemplazando, por consiguiente, De por De +A De y p 0 por p 0 - cr en la ecuación de Kozeny-Hatch, obtenemos para partículas esféricas:
hp
= 150 L v g .
z
hf
= - =K L
v (
1
2
( p0
-
cr ) 3
( 1 -Po + cr )2 ( p0
1
- Po+ cr )
-
cr ) 3
(Vlll-33)
( De + A De )2
1 ( De + A De )2
(VIII-34)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
150
Donde K
De
401
V
--v g
Conocido el depósito especifico, cr , con la ecuación (VIII -11), el valor de +~De puede hallarse así:
Df =De+ ~Dc~Dc [--a__ +..!_] V2 3 ( 1- Po) 4
(Vlll-35)
Reemplazando este valor en (VIII-34):
. l
= K
(1- ~1 + (
Po- a
at)3
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FACTORES QUE INFLUYEN EN LA FILTRACION Existe una larga lista de factores que en una forma u otra influyen en el proceso de filtración. Podríamos enumerar los siguientes: l. Tipo de medio filtrante. 2. Velocidad de filtración. 3. Tipo de suspensión. a. Características físicas (volumen, densidad, tamaño). b. Características químicas (pH, potencial zeta) 4. Influencia de la temperatura. 5. Dureza del floc.
l. Tipo de medio filtrante El medio filtrante usado en plantas de tratamiento de agua, está constituido por arena silícea, antracita, granate o una combinación de dichos materiales. La forma tiene importancia no sólo por el aspecto hidráulico (pérdida de carga inicial) sino por la relación superficie a volumen, ya que el proceso de la filtración tiene relación directa con el área total de los granos. Por la misma razón la eficiencia, A , es inversamente proporcional al diámetro de las partículas, así:
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2. Velocidad de Filtración La velocidad de filtración es inversamente proporcional a la eficiencia, así: A
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402
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
En donde a n se le asigna un valor de O. 7 a l.
3. Tipo de suspensión Las características físicas y químicas de la suspensión afectan en forma notable el comportamiento de los filtros. En muchos casos resultan más importantes para obtener- una determinada calidad de efluente, que el tamaño y clase del medio filtrante usado, ya que el mismo filtro trabajando a la misma velocidad puede producir agua con mayor o menor turbiedad, según sea el tipo de suspensión que reciba.
a. Características físicas El volúmen, densidad y tamaño del floc, se relacionan en varias formas con la rapidez con que aumenta la pérdida de carga en el filtro, y otros parámetros. Si el volumen del floc es grande, los poros del medio filtrante se llenarán con más celeridad y el gradiente hidráulico aumentará más en menos tiempo. Hudson (1969), considera que un floc esponjoso puede aumentar hasta 10 veces el trabajo de los filtros. · Por otra parte, como se dijo anteriormente, las fuerzas atractivas de Van der Waals se incrementan con la densidad de las partículas, de manera que ésta puede influir en la adhesividad del floc y en consecuencia en la profundidad de su penetración dentro del lecho y su resistencia al desprendimiento por esfuerzos cortantes. El tamaño de las partículas influye a su vez en el mecanismo que predomina para la remoción del material suspendido, lo que se relaciona con la proporción de partículas de determinado diámetro que resultan retenidas en el proceso. Según Smith (1967), cuando se filtra arcilla sola (bentonita), esta proporción se conserva igual antes y después de filtrar el agua; en cambio, cuando se usa una suspensión de material floculento (floc de hierro más bentonita), se produce cierta modificación durante el proceso en la distribución por tamaños de las partículas mayores d~ 2. 5. Véase la figura VIII -17. Esto está de acuerdo con la observación que hicimos anteriormente de que debido a la acción conjunta de los distintos mecanismos, la probabilidad de remoción de todas las partículas en el filtro es aproximadamente la misma y no importa su tamaño. b. Características químicas Varios autores, entre eilos Jorden (1963), Smith (1967), Eduard y Monke (1967) y Gregory (1968), han estudiado la interrelación entre pH, potencial zeta y eficiencia del filtro. Los resultados son de difícil evaluación y a veces contradictorios. Al respecto, debe distinguirse entre el potencial zeta de los granos del medio ·filtrante y el de la suspensión. Existe fuerte evidencia de que los compuestos de sílica (arenas) en el agua, son electronegativos con P.Z. que varían entre -36 y -177 mv. Las arcillas en suspensión acuosa son .también electronegativas. Cu~do se fes agrega un coagul!lllte metálico, su P.Z. disminuye desde -25 ó -15 mv hasta -5 ó cero mv y en ocasiones adquieren cargas positivas cuando se llega a la sobredosis.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
403
Por consiguiente, entre los granos del medio filtrante y las partículas de la suspensión podrían establecerse fuerzas repulsivas. 99----------------·--------------------~
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'2.5 Diámetro df' lc::n; portlculos; ( microne¡; l Fig. VIII.17. Distribución de partículas por tamaños, antes y después de filtrar la suspensión indicada (según Smith)
Eduards y Monke (1967), sin embargo, encontraron que las capas superficiales del filtro (3/16" de espesor) son fuertemente electropositivas, aunque el resto del lecho sea electronegativo, y que durante el proceso de filtrado las cargas tanto positivas como negativas del lecho disminuyen acercándose al punto isoeléctrico. A pH = 7 la disminución es mucho más rápida que a cualquier otro pH (véase las curvas de la figura VIII-18) y la rata de pérdida de carga es mayor a dicho pH que a los otros estudiados 5 .1 , 7. 8 7 8.4. La pequeña capa superficial que se forma en el filtro (preferencialmente en el lento que tradicionalmente se ha llamado Schmutzdecke) constituida por material orgánico (bacterias, algas, etc) por tener carga positiva puede crear fuerzas atractivas entre ellas y las partículas electronegativas de la suspensión. Esto explicaría la mayor remoción de impurezas en los primeros 2.5 cm del medio filtrante, y el mejoramiento con el tiempo en la calidad del efluente, cuando el espesor de la película biológica aumenta. Según los autores citados., son los granos del medio filtrante los que cambian de P. Z. durante el filtrado. Las partículas de arcilla que contiene el agua no parecen modificar su P.Z. cualquiera sea su pH al pasar a través del filtro.
404
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
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Por otra parte, al estudiar conjuntamente las curvas dadas por Hudson (1966), por Shull (1967); por Jorden (1963) y por Stanley (1965), se podría concluir que
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AG<.IA
405
a medid~ que el P.Z. se hace más electronegativo y por tanto el pH del agua aumenta , la turbiedad del efluente va siendo menor hasta alcanzar un valor óptimo' a partir del cual la turbiedad del filtrado es defmitivamente mayor a medida que el pH se hace mayor. (Véase la fig VIII-19). Existe por tanto un valor óptimo de pH para filtrar el agua, que no necesariamente es igual al que se encuentra para desestabilizarla y sedimentaria. Debe tenerse en cuenta que al aumentar el pH, las fuerzas entre los granos y las partículas de la suspensión, si bien siguen siendo atractivas en las capas superiores se hacen más repulsivas en las inferiores, y podría deberse a ello el · incremento en la turbiedad del efluente.
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4. Influencia de la temperatura La temperatura del agua afecta tanto los mecanismos físicos como los químicos que intervienen en la filtración. Dos tal y Robeck ( 1966) estudiaron el comportamiento de un filtro a 3°C en invier~o y a 20°C en verano, operando con una rata normal de 2 gpm/p2 (120 m3/m Id y medio filtrante de arena. La turbiedad 4 A pH alto la concentración de iones (OH) es alta y por tanto el potencial zeta es más electronegativo. A pH bajo en cambio predominan los iones H+ y por tanto el P.Z. tiende a ser positivo. En otras palabras a mayor pH el P.Z. es más electronegativo.
406
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
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Fig. VIII.20. Efecto del pH en la turbiedad efluente de un filtro (según Hudson)
afluente fue de 4 UNT y la efluente de 0.1 UNT. Los resultados se reproducen en la figura VIII-21. Las curvas A, B, C y D son el resultado de los valores de las pérdidas de carga a 15, 45, 52 y 60 cm contados desde la superficie del lecho filtrante. 240 D
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en la longitud de la carrera de filtración (según Dostal y Robeck)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
407
Para el mismo tiempo de filtración, la pérdida de carga fue generalmente menor a 3°C que a 20°C, probablemente debido a una más lenta remoción del floc a menor temperatura. La separación de las curvas A y B en el diagrama superior, está indicando, por otro lado, que a 3°C el floc se deposita menos en la superficie que a 20°C.
5. Dureza del floc Todos los factores anteriormente discutidos son en conjunto responsables del comportamiento del filtro, el cual sólo puede producir agua con determinada calidad durante un periodo fijo, a partir del cual el floc empieza a aparecér en el efluente. Este momento se llama punto de rotura. El filtro inicialmente tiene un periodo de maduración en que la turbiedad es alta. Después sigue un periodo de buena calidad y por último el de paso del floc a través del lecho como se muestra en la figura VIII-22. <( 0<:
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408
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
Tres condiciones pueden entonces considerarse en una carrera: l. Que la máxima turbiedad efluente permisible se produzca antes de que se alcance la máxima pérdida de carga t 1 < t2 . 2. Que se produzca después que la máxima pérdida de carga t 1 > t2 3. Que se produzca al mismo tiempo t 1 = t2 Al primer caso los autores se refieren como "floc blando", al segundo como "floc fuerte" y al tercero como "floc adecuado". Mintz (1966), ha propuesto como índice de la carrera de filtración la relación: t1
tz Al tiempo t 1 lo llama: "período de protección efectiva del filtro" y al t2 "período en el cual la pérdida de. carga alcanza su máximo operacional". La relación t11t2 representa el margen de seguridad con que el filtro opera. Cuanto más grande sea t 1 con respecto a t2 , mayor certeza se tendrá de que no habrá irrupción de turbiedad antes de que se acabe la carrera del filtro. Desde el punto de vista práctico lo más económico sería que t 1 sea igual a t2 . En el capítulo X se presenta otra forma de estimar la dureza del floc. El significado exacto de lo que es floc fuerte y floc débil no es conocido. Se lo define por su comportamiento. Normalmente en una planta de tratamiento los filtros están recibiendo a veces un floc fuerte y a veces uno blando, según la dosis de coagulantes usados, la turbiedad del agua cruda, la temperatura, etc. Las curvas de la figura VIII-23, tomadas de los estudios realizados por el autor e11: la planta de tratamiento de Cúcuta (Colombia), se pr~se~tan como ejemplo. El mtsmo lecho de arena y antracita trabajando con 340m !m Id produjo resultados diferentes en dos carreras consecutivas. En la primera, el floc era duro y la turbiedad se mantuvo permanentemente por debajo de 1 UNT, pero en cambio la pérdida de carga se incrementó hasta alcanzar los 2.0 m permisibles en 62 horas. Casi todo el floc quedó retenido en la superficie. En cambio, en la segunda, en que el floc era blando, a las 66 horas rebasó el límite de 1 UNT, mientras que la carrera continuó hasta 86 horas en que se alcanzaron 2 m de pérdida de carga. El floc por el contrario penetró más en profundidad.
Acondicionamiento del floc afluente Se entiende por acondicionamiento del floc, el adicionar al flujo que entra al filtro compuestos químicos que aumentan o disminuyen la adhesividad de las partículas al medio filtrante para producir un floc más "fuerte" o más "blando", según lo que se considere económicamente deseable. Lo más común, hoy en día es el uso de los llamados "ayudantes de filtración" , cuya función es similar a la de los "ayudantes de coagulación", descritos anteriormente. Como ayudantes de filtración se utilizan polielectrolitos o coagulantes metálicos [Al(III), Fe(III)], inyectados despúes de la sedimentación y antes de que el agua llegue a los filtros.
409
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Fig. VIII.23. Comporlamienlo del floc en un lecho de arena y antracita
410
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
.. No todos los polielectrolitos, sin embargo, pueden usarse como ayudantes de filtración. La selección debe hacerse experimentando con diferentes tipos de ellos y obsevando los resultados. En general, los polímeros endurecen el floc, esto es, permiten que se pueda filtrar durante más tiempo sin que se deteriore la calidad del efluente, pero en cambio incrementan la pérdida de carga. En otras palabras, ésta es directamente proporcional a la dosis de polielectrolitos aplicados, como lo muestran las curvas
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Fig. VIII.24. Influencia de diferentes dosis de polielectrolitos en la pérdida de carga y la turbiedad efluente (según Gaise, Pitman y Wells)
de la figura VIII-24 tomadas de Gaise, Pitman y Wells (1967). Por tanto, la dosis óptima de polielectrolitos dependerá de la calidad del efluente que se desee en relación a la mínima carrera de filtración que se considere económica. Cuanto más grande sea el tamaño del medio filtrante, tanto más útil es el uso de compuestos que aumenten la adhesividad de las partículas, si se quiere prevenir la irrupción de turbiedad en el agua filtr~da. Estudios realizados por Yañes (1972) demuestran que la dosificación -de ayudantes de .filtración no necesita ser continua. Ensayos realizados en filtros pilotos, indicaron que el comportamiento de las unidades con dosificación continua de polímero (Purifloc N-17), fue sensiblemente similar al de las que se les había aplicado dosis discontinua de 9% y 27% de la cantidad necesaria para la dosificación continua. Aplicaciones hasta de 1.8 % de la cantidad total (dosis continua), inyectadas en el filtro en solución relativamente concentrada durante los primeros tres minutos de la carrera, dieron resultados aceptables.
411
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Anteriormente, Harris (1970) había demostrado también, que el uso de polielectrolitos en el agua de lavado, puede evitar el aumento de turbiedad, que se presenta en la primera medio hora de carrera de filtración. Parece por tanto que recubrir el grano del medio filtrante con un polímero adecuado, inmediatamente después de lavar la unidad o durante el lavado, t_iene un efecto de larga duración, que permite evitar la irrupción prematura de floc en el efluente, sin impedir la penetración en profundidad de las partículas de la suspensión. Esto implica una notable reducción de costos en las plantas de tratamiento que vale la pena considerar. Otro de los efectos adicionales que producen los ayudantes de filtración, es el de disminuir el efecto perjudidicial que los cambios bruscos de velocidad de trabajo producen en el efluente del filtro. En la figura VIII-25, se presentan los resultados obtenidos por Tuepker y Buescher (1968) en la planta de tratamiento de St. Louis (North Country).
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HORAS DESPUES DEL LAVADO Fig. VIII.25. Efecto del polietileno en la turbiedad efluente durante los cambios súbitos de velocidad de filtración (según Tuepker y Buescher)
En ella se puede ver que toda variación en la carga superficial del filtro ( de 2 a 2.5 gpm/pie, 3 a 3.5 gpm/p, etc, la cual fue hecha en sólo 10 segundos), automáticamente produjo una irrupción de turbiedad. Sin embargo, la aplicación de sólo 0.003mg/l de polielectrolitos, mermó cuando no suprimió del todo la deterioración de la calidad del filtrado. Cabe advertir, sin embargo, que los polímeros usados como ayudantes de filtración tienen la tendencia a cementar los granos del medio filtrante y a convertirlos en bloques sólidos de difícil rotura. Deben por eso usarse con cuidado vigilando el comportamiento de los lechos periódicamente. Desde este punto de vista son preferibles los polielectrolitos livianos (de bajo peso molecular) porque tienden a deteriorar menos el lecho que los pesados.
TEORIA DE LA ALTRACION DEL AGUA
412
TEORIA DEL LAVADO DE MEDIOS FILTRANTES GRANULARES Durante el proceso de filtrado, los granos del medio filtrante se recubren de material depositado en ellos hasta obstruir el paso del flujo, lo que obliga a limpiarlos periódicamente. Esto se puede hacer raspando las capas superficiales, lavándolas por separado y volviéndolas a colocar en el filtro o invirtiendo el sentido del flujo en él, inyectando agua en los drenes y recolectándola en la parte superior. El primer método se emplea sólo en filtros lentos en donde se remueven partículas discretas, no floculentas que penetran poco dentro del lecho. El segundo, en cambio, se usa tradicionalmente en todos los filtros rápidos, que trabajan con agua floculada, y en donde la penetración de las impurezas es mucho más profunda que en los lentos.
l. Fluidificación Cuando se introduce un flujo ascendente en un medio granular, la fricción inducida por el líquido al pasar por entre las partículas, produce una fuerza que se dirige en sentido contrario a la del peso propio de los granos y que tiende a reorientarlos en la posición que presente la menor resistencia al paso del flujo. Por tanto, cuando la velocidad de lavado es baja, el lecho no se expande, ni su porosidad se modifica mayormente. Pero a medida que se.va incrementando dicha velocidad, las fuerzas debidas a la fricción se van aumentando también hasta llegar a superar el peso propio de las partículas, momento en el cual éstas dejan de hacer contacto unas con otras y se separan, quedando suspendidas libremente en el líquido. Las propiedades de la mezcla sólido-líquido, que se forma en este caso, se parecen más a las de un fluído y por eso se dice que el lecho se "fluidifica".
Partículas quietas.
Partículas reorie:ptadas.
Partículas fluidificadas.
Fig. VIII.26. Tres etapas en el lavado con flujo ascendente de un filtro
Si se aumentara aún más la velocidad de lavado, la altura del medio filtrante se incrementaría proporcionalmente a la rata de flujo, como lo muestra la figura VIII-27, y la porosidad crecería en igual forma para dejar pasar el nuevo caudal, pero conservando la velocidad intersticial y la resistencia al paso del agua, aproximad-amente las mismas.
413
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Por lo tanto, sólo cuando el lecho no está expandido la pérdida de carga es upa función ·lineal de la velocidad del flujo ascendente, pero en cuanto este se fluictifica, la pérdida de carga alcanza su valor terminal máximo, y no aumenta más, o aumenta muy poco con la velocidad de lavado.
2. Cálculo de la pérdida de carga Cuando se usa un medio filtrante constituído por granos esféricos de tamaño uniforme, la curva de pérdida de carga vs. velocidad ascensional tiene un punto bien definido en el cual se quiebra, que corresponde al punto de fluidificación B en la figura VIII-27. Para medios angulosos, no uniformes, el punto de fluidificación no queda bien definido, pues el proceso de reorientación de las partículas, de que se habló anteriormente, hace que vaya disminuyendo la pérdida de carga desde mucho antes de_que se llegue al punto de fluidificación. En este caso, su determinación puede hacerse por· medio de la intersección de las tangentes. Por definición, consideremos como baja velocidad de lavado la que no alcanza a producir fluidificación del medio y como alta, el caso contrario.
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Log. de velocidad de lavado Fig. VIU.27. Pérdida de carga, profundidad del lecho y porosidad de un lecho filtrante para diferentes velocidades de lavado
414
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
La pérdida de carga inicial para el casQ de baja velocidad, puede calcularse con la-fórmula de Ergum (VIII-25) presentada antes. Para el caso de alta velocidad se puede considerar que, en condiciones de equilibrio, la pérdida de carga terminal a través de un lecho fluidificado, es igual al peso de las partículas dentro del líquido, y por tanto:
h p g =( 1- Po) L ( P5 - P) g (VJ//-37) ( 1 - Pe ) Le ( p5 - P ) g Donde,
p
= Densidad del agua
ps = Densidad de l~ partícula
pe = Porosidad del lecho expandido L = Espesor del lecho ante de la expansión Le = Espesor del lecho expandido Simplificando:
Ps- P
h=( 1-p) - - L
(Vl//-38)
p
h = ( 1 - P0 )
(
S5 - 1 ) L = a L
Oonde:
Cuando el medio está constituído por material filtrante de diferente densidad como arena y antracita o arena, antracita y granate, la pérdida de carga terminal total es igual a la suma de las pérdidas por capa.
Ejemplo: Cuál es la pérdida de carga producida en el lavado de un lecho de arena de 75 cm de alto, cuya porosidad inicial es de O. 42 y su peso específico es de 2. 62? Respuesta:
h = ( 1 - 0.42 ) ( 2.62 - 1 ) 0.75 = 0.70 m Ejemplo: Cuál es la pérdida de carga producida en el lavado de un lecho filtrante de 0.20 m de arena de 2.65 de peso especifico y 0.55 m de antracita de 1.50 de peso específico? La porosidad inicial de la arena es O. 43 y de la antracita O. 48. Respuesta:
h = ( 1 - 0.43 ) ( 2.65 - 1 ) 0.20 + ( 1 0.48 ) ( 1.5 - 1 ) 0.55 0.19 + 0.14 = 0.33
m
\
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
415
Obsérvese que la pérdida de carga terminal es independiente de la velocidad de lavado por las razones dadas anteriormente ..
3. Expansión del medio filtrante El aumento de altura que sufre un medio filtrante durante el lavado puede calcularse partiendo del principio de que el peso de los granos es el mismo antes y después de la expansión; por tanto: L ( 1- Po ) =Le ( 1- Pe )
(Vl/1-40)
La expansión es igual a: E= Le-L =Le -1
L
(Vl/1-41)
L
Reemplazando (VIII-40) en (VIII-41) y despejando: E= Pe- Po 1- Pe
(VIII-42)
De donde: Po+E Pe = - 1+E
(Vl//-43)
Generalmente la arena tiene porosidades iniciales que varían entre O.40 y O.45 (el primer valor corresponde a la porosidad de un lecho uniforme de granos esferoides) y la antracita entre 0.44 y 0.58. Obsérvese que la expansión del lecho es solamente función de las porosidades iniciales y finales.
4. Cálculo de la porosidad La porosidad de un lecho sometido a un flujo ascendente varía con la velocidad superficial del líquido, desde un ·valor inicial p 0 , cuando no está expandido y puede medirse en el laboratorio, como se explicará posteriormente, hasta un valor final, que en su límite superior corresponde a p = 1 , que es cuando todas las partículas son arrastradas por el agua. Diferentes autores, han presentado modelos matemáticos que interrelacionan la porosidad con la velocidad de lavado. Uno de los más conocidos es el de Richardson y Zaki:
v
- = vs
pn
(Vl//-44)
En donde, v = Velocidad ascensional del flujo, medida como caudal de lavado dividido
por el área total de filtración. v 5 =Velocidad de sedimentación libre no interferida de las partículas.
n =Coeficiente de expansión que varía según el régimen de flujo y que depende del número de Reynolds
416
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
como lo muestra la figura VIII-28
4.65
w
rz
w
u
u.. w
ou
2.39
---------------------- -·-----RE GIMEN LAMINAR
REGIMEN DE
REGIMEN
TRANSICION
TURBULENTO
0.2
500
L og. N R Fig. VIH.28. Relación entre el coeficiente n y el NR (basado en la velocidad de sedimentación Vs de las partículas).
Matemáticamente el coeficiente n es la pendiente de la línea recta que resulta de graficar el logaritmo de la velocidad de lavado (véase la figura VIII-29) y por depender de NR no es un valor constante como lo consideran algunos autores que los hacen a 5 ó 4.5, lo que se aplica solo a partículas uniformes esféricas de pequeño diámetro (0.3 a 0.4 mm) y en régimen laminar. Este valor resulta más alto que el que presentan materiales no esféricos, como la antracita, cuyo coeficiente n varía desde 4.2 hasta 3.0 o como el de la arena que varía desde 4.5 hasta 2.5, en proporción inversa al tamaño del grano. Por otra parte, según Cleasby y Wood (1974), la velocidad de asentamiento de partículas discretas no esféricas v 5 , no necesariamente es igual a la velocidad de intercepción vi para porosidad igual a cero (log pe = O) como se define en la figura VIII-29 y como se supone en la fórmula de Richardson y Saki (1954). Por esta razón los autores antes citados proponen cambiar en dicha fórmula v 5 por vi , con lo que ésta quedaría así: pn = v vi
( VIII-45)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
417
El valor de vi puede determinarse ~n función del Número de Reynolds; de la viscosidad v y del diámetro De de la partícula como sigue: v· = t
NR
v -
D
(Vlll-46)
e
Por tanto:
_ [v De] p - Vn
(VIII-47)
vNR Queda por calcular el número de Reynolds y el coeficiente de expansión n. El primero ha sido determinado empíricamente a partir del número de Galileo, así:
NR =K Ga x
(Vlll-48)
En donde K y x son constantes, que tienen valores distintos según sea el material de que se trata (arena, granate, antracita) y Ga es el número de Galileo, que se expresa así:
D ______ 3 p(p -p)xg Ga=--c s____.__
(Vlll-49)
~2
Este número es adimensional y no depende de la velocidad de asentamiento de las partículas. El valor n ha sido determinado empíricamente también a partir del número de Reynolds calculado con la fórmula (VIII-48), así:
En donde e y
z son constantes que dependen del material granular involucrado.
Velocidad de intercepciÓn
_,
Vi poro p = 1
<1:
(Loe;¡ p:O)
~ IL
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1&1
a.
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Mtnimo velocrdod de:______--llilllo-
Fiuidificoci~n
e 1&1
>
Vmf
(!)
o
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Po LOGARITMO DE LA
POROSIDAD
Fig. VIII.29. Relación velocidad-porosidad
418
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
5. Fluidificación mínima Las fórmulas para predecir la velocidad mínima de lavado por encima de la cual los granos del lecho filtrante empiezan a separarse y fluidificarse, son por lo general derivados de las ecuaciones de Kozeny y Karman. Una de las más simples es la obtenida por Wen y Yu (1966) que es válida para números de Reynolds, comprendidos entre 0.001 y 4.000, es la siguiente:
NR¡=,) 1135 + 0.0408 Ga- 33.7
(VIII-51)
De aquí se puede obtener la velocidad de fluidificación así: V m¡
= ..:!__ .Y 1135 = 0.0408 Ga -
33.7
(VIII-52)
De La figura VIII-30 da algunos valores experimentales de velocidad de fluidificación mínima obtenidos por Cleasby (1972), en un filtro piloto. La tabla VIII-8 da los valores calculados con la fórmulas VIII- 51 y VIII-52 para arena de Ss = 2.65 y antracita de 1.65 a 14 oc, los cuales deben considerarse como valores tentativos ya que la fórmula de Wen y Yu no es muy precisa para material no esférico.
N
o Tamaño promedio de cribas (mm.).
Velocidad de fuidificación para obtener un 10% de expansión a 259C (según Cleasby).
Fig. VIH.30
6. Estratificación de partículas l. Fórmulas básicas Un medio granular fluidificado adquiere las propiedades de un fluido, cuya densidad según Pruden (1964), es la equivalente a la suma de las densidades del líquido y del sólido conjuntamente, multiplicada por la porosidad del lecho, así:
\
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
419
Tabla VUI.8. Velocidades de Fluidificación mínima para t = 14c (valores que deben usarse como una primera aproximación)
Arena Ss
= 2.65
De mm
NR F
0.4
0.44
7.76
0.5
0.86
12.13
·vmf
cm/m in
1.49
17.51 23.68
0.8 0.9
2.34 3.45 4.82
1.0
6.47
1.1 1.2
8.39 10.59 13.06
0.6 0.7
1.3 1.4 1.5
15.78 18.74
1.6
21.93
1.7
25.34 28.96
1.8
30.42 37.77 45.64
Antracita Ss
vm¡
NR F
cm/ruin
6.92 9.43 12.27
0.59 0.94 1.39 1.97 2.68
53.80 62.25 73.79 79.50
3.53 4.52
88.12
8.38
96.68 105.26
9.97 11.70 13.57
113.48
= 1.65
15.45 18.90 22.62 26.56 30.70 35.00 39.43
5.66 6.95
43.95 48.54 53.17 57.81 62.46
1.9 2.0 2.1
15.57 17.71 19.97
67.08 71.67
1
2.2 2.3
22.35 24.85
76.22
1
2.4
27.46
80.71
Pe = ( 1- p) Ps + Pp
( 1 p) ( Ps - P) + p
(VIII-53)
Donde, Pe =Densidad conjunta
Ps- p =Densidad del medio· granular y el agua, respectivamente p
= Porosidad
Lo que mantiene estratificados los·grupos de partículas, de acuerdo con Pruden (1964), es la diferencia de densidad conjunta de ellos, que puede calcularse así:
l [ l
p; - p; [ 1- (:, ) 1/n (P; - p) - 1- (:: ) 1/n (P; - P)
(VIII -54)
Por tanto, habrá segregación o estratificación cuando: a. Haya diferentes tamaños de partículas en el lecho. b. Las partículas del lecho no tengan la misma densidad. c. Exista una combinación de ambas causas.
420
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
a. Fluidificación de lechos con partículas de la misma densidad En el primer caso como los granos grandes tienen un vi mayor, su densidad conjunta será mayor y por tanto quedarán colocados debajo de los granos más finos, con lo que el lecho quedará estratificado por capas de acuerdo con el tamaño de las partículas. Por otra parte, la densidad conjunta es función inversa de la velocidad de lavado, y por tanto tenderá a decrecer a medida que dicha velocidad aumente. Esto se puede comprender fácilmente si se piensa que al expandirse el lecho filtrante y al irse separando cada vez más los granos unos de otros, habrá menor número de ellos por unidad de volumen del líquido y por tanto el peso específico conjunto (sólido-fluído) deberá ir disminuyendo. Por eso la máxima densidad conjunta se producirá cuando el medio no está expandido, en cuyo caso la arena tiene Pe máxima de alrededor de 1.95, el granate de 2.48 y la antracita de 1.36. Al fluidificar el lecho, Pe va disminuyendo hasta hacerse aproximadamente igual a uno, que es cuando todas las partículas son arrastradas por el flujo y no quedan así sólidos dentro del líquido. Unos ejemplos aclaran mejor este punto.
Ejemplo: Cuál es la densidad conjunta de lechos compuestos de granos de arena de = 2.65, cuyos tamaños son los siguientes: 0.5 mm, 1.0 mm, 1,5 mm. Temperatura del agua 14°C. Velocidad de lavado 1.66 cm/s. Respuesta: Tomando los valores de la Tabla V/JI-8 y reemplazándolos en la formula VIII-53, obtenemos los siguientes resultados: Para 0.5 mm: Para1.0mm: Para 1.5 mm:
= = =
2.65 (1-07) + 0.7 = 1.495 g/cm 2.65 (1-0.55) + 0.55 =.1.742 g/cm 2.65 (1-0.47) + 0.47 = 1.874 g/cm
Como se ve, para el mismo peso específico de partículas, su densidad conjunta aumenta con su tamaño, lo que los obliga a estratificarse y a colocarse los más grandes debajo de los más pequeños. Ejemplo: Calcular la densidad conjunta de un lecho compuesto de partículas de arena de 0.5 mm y 1.0 mm de diámetro y 2.65 de peso específico, para velocidades de lavado de 3.32, 1.66y 0.83 cmls. El valor de vi para granos de 0.5 mm es de 7.17y el de 1/n es 0.244. Para granos de 1.0 mm, vi = 11.38 y 1In = 0.306. Temperatura de 14ºC. ~espuesta: Aplicando la fórmula VIII-54, obtenemos los siguientes valores: Para De = 0.5 mm:
Pe= 2.65 [ 1 _ ( 3.32 )0.224 ] + ( 3.32 )0.224 = 1.28 g/cm3
7.17
7.17
\
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Pe Pe
= =
2.65 (1-0.7) + 0.7
1.495 glcm 3
=
2.65 {1-0.59) + 0.59
421
=
1.68 glcm 3
ParaD e = l. O mm se pueden encontrar similarmente los valores: l. 52, l. 74, 1.91 gr/cm3 . Al graticar los resultados anteriores como lo demuestra la figura VIII-31, se .encuentran una serie de curvas paralelas para los distintos diámetros de partículas, lo que indica que a igual densidad cualquiera sea la velocidad de lavado, los finos van a quedar colocados siempre encima de los gruesos .
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z o
(.)
o
z l.L.I o
A SOBRE
MEZCLA TOTAL
B
A+ 8
1
B
... ....... ~ ... ·.:
: SOBRE 1 1 1
A
. .. . '. ~
.
·...
VE.LOCIDAD DE LAVADO Fig. VIII.31. Zonas en las curvas de densidad conjunta vs. velocidad de lavado para materiales de diferente densidad
b. Fluidificación de lechos con partículas de distinta densidad El caso es distinto cuando se emplean lechos con material de diferente densidad, por ejemplo un lecho de antracita (con Ps = 1.65 a 1.85) sobre un lecho de arena (con Ps = 2.65 a 2.60) y granate (con Ps =4.10 a 4.45). Las curvas Ps contra v para cada material tienen un.a pendiente distinta y en consec;;uencia pueden cortarse como lo muestra la figura VIII-33, tcmada de las experiencias ·realizadas por Cleasby y Woods.
422
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
Teóricamente en el punto e de corte, los materiales se mezclarían completamente, como lo sugiere Le Clair (1964). Sin embargo, en la práctica se pueden distinguir tres zonas (véase la figura VIII-32). Zona l. Al fluidificarse el lecho, el material de menor densidad A se coloca encima del material B de mayor densidad. Zona 2. El material A y B se mezclan completamente. Zona 3. El material de mayor densidad B se coloca encima del material de menor densidad A. 2.4 2.2 r<> E 2.0
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Velocid ad de lava
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o en cm/se g .
Fig. VIH.32. Valores de Pe para distintas velocidades de lavado
Los trabajos experimentales realizados por diferentes autores, han demostrado que la teoría de las densidades conjuntas es básicamente correcta. Se ha podido producir mezcla total de materiales a ciertas velocidades cercanas al punto e de inversión de las capas, colocando los granos más pesados encima de los más livianos a altas velocidades. Sin embargo, no ha sido posible obtener un valor de diferencia de densidad conjunta que permita al ingeniero diseñador predecir el grado de intermezcla. Esto se debe a una serie de factores, el más importante de los cuales es el régimen de flujo que durante el lavado es de transición y no laminar lo que produce turbulencias que obstaculizan la estratificación perfecta por capas dentro del medio filtrante. Esto hace que los estudios teóricos hechos a base de un solo diámetro de partícula y una sola porosidad, no coincidan exactamente con las observaciones experimentales, en donde hay imperfecta estratificación y porosidad variable según sea el sitio del lecho. En realidad se ha encontrado que la mezcla total empieza a producirse a velocidades mucho menores a la del punto e de corte. (Ver figura VIII-33). Débido a estas dificultades, otros autores, han preferido atacar el problema buscando una relación geométrica entre el grano mayor del lecho filtrante de menor densidad d 2, que se desea que quede encima, y el grano menor del lecho de mayor densidad d3 , que se desea que quede debajo. La relación dzfd3 representaría así la relación de tamaños en la interfase arena-antracita o arena-granate (ver figura VIII-36).
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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0.2
0.4
0.6
VELOCIDAD
0.8
1.0
1.2
1.4
ASCENDENTE DE LAVADO
1.6
1.8
2.0
m/min.
Fig. VIH.33. Densidad conjunta vs velocidad ascendente de lavado para distintas densidades (según Cleasby)
Se parte de la suposición de que si d2 y d 3 tienen la misma velocidad de sedimentación, los granos no pueden mezclarse, sino formar dos capas claramente distinguibles. Este concepto ignora la velocidad de lavado, lo que le da un caracter empírico, pero es válido en la práctica para velocidades bajas de lavado ( < 1.5 m/min). Se puede considerar que dos partículas de diferente densidad y tamaño d2 y d 3 tienen la misma velocidad de sedimentación si sus masas en el agua son iguales. Por tanto: -1td3(' 2 p -p ) =1td3(, - 3 p -p ) 6 S h
De donde:
dz =
d3
" ]1/3
p$ - p
[Ps- P
(VIII -56)
(VIII-55)
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
424
En que,
d2 Diámetro del grano mayor del lecho que va encima en la interface d3 =Diámetro del grano menor del lecho que va inmediatamente debajo de la interface P,~ =Densidad de la partícula d Ps =Densidad de la partícula d p =Densidad del agua La fórmula VIII-56 sólo se aplica para régimen laminar. Para régimen no laminar la expresión quedaría así:
d2 d3
=
[p~ -plx
(VIII -57)
Ps - P
En donde x es un coeficiente que depende del número de Reynolds y que para flujo de transición varía entre 0.5 y 1.0, según Faust. Es evidente que entre más grande relación d2 1 d 3 haya, es más posible que los granos pequeños penetren entre los poros de los grandes y se mezclen completamente, aunque las densidades de unos y otros sean distintas. Para d2 1 d 3 = 1 no habrá posibilidad ninguna de mezcla de granos de diferente densidad, pero se perdería toda la ventaja de usar lechos mezclados como se explicará posteriormente.
Ejemplo: Se quiere preparar un lecho filtrante compuesto de 0.20 m de arena de p5 = 2.65 grlcm sobre el cual irían 0.55 m de antracita de Ps = 1.58 grlcm . Se desea conocer cuál es la relación entre el diámetro mayor de la antracita d2 y el menor de la arena d3 que no permite ninguna mezcla entre los dos materiales durante el lavado (x = 0.9). Respuesta: Aplicando lafórmula (VIII-57). d2 (antracita) d3 (arena)
= [
2.65- 1 ] 0.9 = . 2 56 1.58- 1
Esto siginijicaría que podrían colocar un lecho de arena que en su parte superior tuviera granos de, por ejemplo, 0.5 mm con otro de antracita cuyos granos más gruesos fueran de 0.5 x 2.56 =1.28 mm. Como se verá más tarde, es mejor diseñar lechos con pequeña intermezcla que sin ninguna, como en el presente problema. Ecuaciones similares a la VIII-57 han sido propuestas por Fair (1968), Conley (1969) y otros para el caso de partículas con igual velocidad de sedimentación y que no se intermezclan durante el lavado, pero por lo general dichas ecuaciones involucran factores, que no se conocen o requieren experimentación cuidadosa para poderlos conocer y por eso no los incluimos.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
425
7. Cálculo de la expansión Se han desarrollado una diversidad de modelos matemáticos para la determinación de la expansión de los materiales filtrantes cuando son lavados con un flujo ascendente. Uno de los más antiguos es la ecuación de Richardson y Zaki ya citada, la cual interpretada por Fair (1968) con valores den = 4.5 a 5 dió las primeras aproximaciones. Posteriormente, Cleasby en una serie de estudios exhaustivos ha desarrollado cuatro distintos modelos (con Amirtharajah (1972), Woods (1974), Fair (1982) y Dharmarajah (1986) en los que ajusta cada vez más las expresiones a los datos experimentales. El último de éstos trabajos publicado en 1986 ofrece una relación de velocidad-porosidad que se aplica a diferentes tipos de partículas (arena, antracita, plásticos, bronce, acero inoxidable) una vez se conozcan los valores Ps , p 0 , \.ji v y deq. Las ecuaciones de correlación presentadas por Dharmarajah y Cleasby 1986) son las que se incluyen más adelante .. Estas ecuaciones estan concebidas ara medios de tamaño uniforme de un solo diámetro. Cuando se trata de un edio desuniforme con partículas de diferente diámetro debe sumarse las expansiones de cada tamaño o el tamaño entre dos cedazos. Estas ecuaciones son:
~
3 log K ( p deq) = 0.565 - 1.5 ( log \.ji) 2 ( 1 p) 2
(VIII-58)
+ 1.093 log NR + 0.180 (log NR) - 0.00392 (log NR)
4
Donde: 3
K= p ( Ps
p) g
\.j1
(VIII-59)
216 112
NR = p \.ji v deq 6¡..t (1-p)
./ E = p-Po Expanszon
1-p
(VIII-60)
(VIII- 61)
En las ecuaciones anteriores conocidas las características del medio filtrante y el agua, esto es \.ji , Ps , p , 11 y deq para cada valor de v (velocidad del flujo ascendente) se tiene un valor de p (porosidad del lecho expandido). Como p esta en ambos lados de la ecuación, esta debe resolverse por tanteo, para lo cual resulta más conveniente plantear un programa de computador como el que sugieren los autores antes mencionados. Utilizando una hoja de cálculo electrónica se puede también obtener el valor de la porosidad para una velocidad v y un diámetro equivalente, deq., conocidos, hasta encontrar la igualdad de los dos términos de la ecuación de correlación.
,
426
TEORIA DE LA ALTRACION DEL AGUA
Esto fue lo que se hizo para dibujar los gráficos de las figuras VIII-34 y VIII-35. En el anexo que se incluye al fmal del libro, se presentan un conjunto de gráficos adicionales que facilitan grandemente el uso de las fórmulas de Dharmarajah. EXPANSION
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
427
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Fig. VHI.35
Las gráficas anteriores fueron hechas por el computador para un solo tipo de material filtrante de densidad y diámetro uniforme en cada caso. En la práctica corriente, sin embargo, se usan varios materiales (arena y antracita) de diferentes
428
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
diámetros y por tanto debe procederse de manera similar a como se indico anteriormente en este capítulo para el cálculo de la pérdida de carga inicial en lechos filtrantes con granos de diferente tamaño, estratificados o no estratificados. El espesor de cada capa debe expresarse como Li = X¡ L , en donde xi es el tanto por ciento del material retenido entre dos capas consecutivas al hacer el cribado experimental de una muestra de 1 lecho. Por tanto las expansiones de cada capa, !J. Ex, dados por las fórmulas (o diagramas) deben multiplicarse por los respectivos x de cada capa y la sumatoria de esas expansiones es la expansión total del lecho. O sea que:
Para obtener las alturas se procede de forma similar. La altura de cada capa se multiplica por el xi de esta capa y la altura total del lecho será:
La a1tura final del lecho expandido es igual a:
Le
(E+ 1) L
Si se analiza la expansión por capas en lechos de arena y antracita se observa lo siguiente: l. Tanto la arena como la antracita se expanden como resortes blandos muc.ho más las capas superiores más finas que las inferiores. 2. La antracita gruesa de la capa inferior se expande mucho menos que la arena fina que queda inmediatamente abajo, lo que produce una intermezcla de los dos materiales durante el lavado que perdura (en menor proporción) al suspenderse este. La velocidad con que se cierre la válvula de lavado influirá por tanto en el grado de intermezcla. 3. La arena fma no se podrá expandir hasta que se expanda la capa gruesa de antracita que va encima, pues queda presionada por esta. Por tanto si la velocidad de lavado no es suficiente para levantar los granos gruesos de antracita, la arena no tendrá expansión ninguna y sus granos apenas podrán reorientarse y rotar, lo que suele traer dos consecuencias indeseables: un mal lavado y una desestratificación de los medios con el tiempo. 4. En general, la expansión de la antracita, por ser mas liviana es mas grande que la de la arena. De usarse arena mas gruesa o antracita más fina, la diferencia entre las expansiones de una y otra puede ser tal que se expanda demasiado el material liviano (antracita) en comparación con el mas pesado (arena), y se tenga así la engañosa ilusión de creer que se está obteniendo una expansión uniforme de todo el lecho filtrante, cuando en realidad solo se es tan fluidificando las capas superficiales. Para evitar este problema se deben especificar los medios filtrantes de tal manera que: l. d 1 tenga igual o mayor expansión (hasta 1.2 veces mayor que d3 o sea: E 1( d1 antracita ) = 1 a 1.2 E3 ( d3 arena )
429
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
2. d4 debe tener una velocidad mínima de fluidificación de 1.1 a 1.2 veces mayor que dz, o sea: V, 11¡ (d4 arena)= 1.1 a 1.2 vmf (d 2 antracita). Las expresiones d 1 ,d2 , d3 y d4 corresponden a los diámetros promedios entre cedazos de las capas superiores e inferiores de cada material como se explica en la figura VIII-36.
d¡ Antracita d2
Fig. VIII.36
Es obvio que dentro del conjunto de tamaños de materiales filtrantes que cumplen con las reglas anteriores deben escogerse aquellos que produzcan un mejor efluente, ya que un filtro no se diseña solamente para las condiciones de lavado, sino principalmente para producir una determinada calidad de filtrado. Debe tenerse en cuenta, por eso, también la relaciónd2 / d 3 que es la que determina en gran parte la extensión de la intermezcla de los materiales y suele hacerse entre 4 y 6, ya que parece mejorar la eficiencia del filtro, cuando se evitan las interfaces claramente definidas. Para facilitar la selección de medios mixtos arena-antracita que puedan lavarse eficientemente, se han elaborado los diagramas de las figuras VIII-37 (que sirven para escoger los valores d 1 y d 3 que tienen igual expansión a 0.60 m/min de velocidad de lavado) y el diagrama VIII-38 que sirve para seleccionar los diámetros d2 y d4 que tienen igual vmf. 20 10
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Diámetro de las partículas mm.
Fig. VHI.37. Expansión de diferentes medios granulares cuando se lavan con velocidad ascendente de 0.60 m/min a 14C
430
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
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Fig. VIII.38. Veloddad mínima de fluidificación para partículas de diferentes densidades según la fórmula de Wen y Yu
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
431
8. Mecanismos responsables de la limpieza de los medios granulares durante el lavado La potencia unitaria total (Pr ) disipada en lavar el filtro es igual a la fuerza necesaria para levantar y suspender en el flujo las partículas (Fv ) multiplicada por la velocidad intersticial (vlp ). O sea que: Fn v Py = -
( VIII-62)
V p En estado de equilibrio dinámico la fuerza FD debe ser igual al peso propio total de las partículas sumergidas (w) cuyo valor es:
w = Fn = (ps- p) V (1- p) g
(VIII-63)
En donde V ( 1 - p) es el volumen de granos y ( Ps- p) es la diferencia de densidades del líquido ( p ) y los sólidos ( Ps ) de acuerdo con el principio de Arquímedes. Reemplazando (VIII-63) en (VIII-:-62): Py
~
p
= -V
V ( 1-
p )g
V
-
p
= ( pS - p ) ( 1 - p )
V
g -
p
( VI!l-64)
Esta potencia podría disiparse como: a. Esfuerzo cortante que desprende la película que rodea a las partículas. b. Aumento de la temperatura del agua durante el lavado. c. Ruido escuchable debido a los choques. d. Una combinación de los fenómenos anteriores. En la práctica, sin embargo, no se ha podido encontrar que la temperatura del agua suba durante el lavado ni se ha podido detectar ruido y por tanto no es factible que las colisiones jueguen un papel importante. Toda la energía se disiparía en esfuerzo cortante. Esta conclusión está avalada por las investigaciones de un sinnúmero de autores tales como Camp (1971), Rowe (1961), Addler y Happel (1962), Murray (1966), Volpicelli y colaboradores, Buevich y Markov (1970), Ruckestein (1964), Cleasby y Amirtharajah (1972). Los argumentos presentados por ellos pueden resumirse en la forma siguiente: a. No se ha podido comprobar que hay atrición con disminución del tamaño de las partículas durante el lavado, como sería el caso si hubiera colisiones. b. Cada partícula va rodeada de un lecho de agua que actúa como un lubricante, capaz de impedir los contactos como sucede en las balineras y facilitar los movimientos de los granos sin que se friccionen; c. La fuerza de arrastre de las partículas es muy sensitiva a la distanci-a entre ellas y toda la energía del flujo ascendente se va en mantenerlas en suspensión. Pequeños cambios locales de concentración, como los que se presentarían durante las colisiones, son inestables y no pueden presentarse con frecuencia. d. Las colisiones son una forma de presión que forzaría a las partículas fluidificadas a distribuirse de manera desuniforme en el flujo, lo que no ocurre en la práctica.
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
432
9. Expansión y gradiente de velocidad óptimos Si se desprecia la energía disipada en colisiones elásticas interparticulares, por las razones aducidas en el punto anterior, lo único que cuenta es el esfuerzo cortante y por tanto la expansión óptima del lecho filtrante durante el lavado puede encontrarse, hallando el máximo efecto viscoso de arrastre que el flujo pueda ejercer sobre los granos, de acuerdo con su tamaño y peso. Ahora bien, dicho efecto que es solamente debido a la viscosidad del fluído, puede plantearse en términos de gradiente de velocidad o de esfuerzo cortante viscoso. El primero (gradiente de velocidad) se puede hallar reemplazando en la conocida expresión de Camp y Stein el valor de Pr dado en la ecuación (VIII-63) así: G = ( Py) Vz
= [ K ( Ss -
~
1
1)
p v ] Vz
-
( VIIJ-65)
p
V
El segundo (esfuerzo cortante), por definición , es igual al producto de la viscosidad dinámica por la rata de deformación del fluí do o gradiente de velocidad, o sea que: 1 =
Como ( Ss
dv dy
=
~G
=
~ g p ( Ss- 1)
[
1
- P v]
v2
(VIII-66)
p
1 ) ( 1 - p) = dh/deq la ecuación VIII-66 puede reescribirse
así: 1
= [ ~ g p ~ dh ] Vz
( VIJI-66a)
p de
La expresión (VIII-66a) es la misma encontrada por Amirtharajah, pero que él la dedujo en forma un poco diferente. Los valores de p y v pueden calcularse utilizando la expresión de Richardson y Zaki modificada por Amiriliarajah y Cleasby. Las ecuaciones (VIII-65) y (VIII-66a) son suceptibles de optimizarse matemáticamente, en la forma convencional, ret;mplazando en ellas el valor de v por el dado en la expresión de Richardson y Zaki, arreglando luego la función resultante, derivándola e igualando la derivada a cero. Los autores antes citados encontraron de esta manera que la porosidad óptima, a la cual se consigue el máximo esfuerzo hidrodinámico, viene dado por la fórmula:
n-1
p= -
(VIII-67)
n De acuerdo con esta expresión, las porosidades óptimas para distintos tipos de partículas son las siguientes: Tabla VHI.9. Porosidades Optimas
Arenad= **óptima Antracita d = **óptima
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1.0
1.1
0.756
0.742
0.727
0.716
0.704
0.694
0.684
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
2.2
0.73
0.722
0.714
0.706
0.700
0.694
0.688
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
433
Como se ve, en la tabla anterior, las porosidades óptimas varían alrededor de 0.70. Esto coincide con las conclusiones obtenidas por diversos investigadores, quienes usando diferentes técnicas experimentales han encontrado que alrededor de dicha porosidad se maximizan la turbulencia, difusividad, la transferencia de materia y calor y el movimiento del fluído y las partículas. Al reemplazar en la ecuación (VIII-65) el valor de la porosidad óptima obtendremos el gradiente de velocidad óptimo Gm para lavado, así:
Gm=[K (55 -1) vm ]V2 v 1- n
(VJIJ-68)
1O. Interpretación de las ecuaciones de gradiente de velocidad Para poder visualizar mejor el comportamiento de los lechos granulares durante el lavado, hemos calculado y dibujado las curvas de la figura VIII-39 para varios diámetros y pesos específicos de partículas con base en las ecuaciones VIII -64 y VIII -65. Al analizar dichas curvas se pueden sacar las siguientes importantes conclusiones: l. El gradiente de velocidad (o el esfuerzo cortante) que se puede ejercer sobre una partícula durante el proceso de lavado, para tratar de desprender la película que la rodea, es mayor a medida que el diámetro y el peso específico de la partícula aumenta. Por tanto, para la misma velocidad de lavado (100 cm/min por ejemplo), un grano de arena de 1.0 mm sufre un 36% más de gradiente de velocidad que uno de 0.5 mm. Esto da una confirmación teórica al hecho largamente observado, de que es más fácil lavar arena gruesa que arena fina. 2. Las partículas de antracita por ser más livianas, sufren menos gradiente que las de arena. Las de 1.0 mm de tamaño sufren 125% menos gradiente de velocidad que los granos de arena de igual tamaño y 65% menos que los de O.5 mm. Hay que llegar hasta un diámetro de 2.0 mm de antracita de Ss = 1.65 para igualar el gradiente de velocidad de la arena de 0.5 mm y Ss = 2.65. El hecho de que no se hayan detectado mayores problemas en el lavado de la antracita que en el de la arena puede deberse a la menor adhesión de la película de lodos a los granos de aquella, aunque en algunos casos, en especial en filtración de aguas negras, si se han detectado bolas de barro. 3. Para llegar a los gradientes óptimos se requieren velocidades de lavado bastante elevadas. Por ejemplo la velocidad óptima de lavado para grano de arena de 0.5 mm a 14C es de 140 cm/min y la de 1.0 mm es 210 cm/min. La de antracita Ss = 1.65 de 1.0 IIl.ril a 14C es 110 cm/min y la de 2.0 mm 190 cm/min. Sin embargo, al observar las curvas de la figura VIII-39 se ve que cerca del punto óptimo, la variación del valor del gradiente de velocidad es pequeña y por tanto pasar de uha porosidad, por ejemplo de O. 60 a la óptima para grano de arena de O. 5 mm que es de O. 7 5 representa un aumento de G de tan solo un 15% y en cambio el incremento en la velocidad de lavado sería de un 136% (de 55 m/min a 130m/min). Por eso en términos de costo-beneficio, no es necesario alcanzar los gradientes óptimos durante el lavado. 4. En general los gradientes de velocidad producidos durante el lavado ascendente son bajos. Para arena gruesa están alrededor de 400 s - 1 y para arena fina alrededor de 300 s - 1 y para antracita están entre 15(f y 300 S -1 .
434
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
Debe recordarse que en floculación se usan valores inferiores a 80 s -l , pero es posible conseguir floc que no se desintegre totalmente cuando está debidamente endurecido con polímero, a 100 s --t. Esto indica que si el floc es fuerte y adhesivo, en especial si se usan polielectrolitos, el gradiente que se consigue con el retrolavado de medios granulares puede no ser suficiente para desprender la película que rodea los granos y deben, por eso, utilizarse métodos auxiliares. Hay que tener en cuenta que el floc que está depositado y adherido a la partícula queda protegido y puede resistir mucho más gradiente de velocidad sin desprenderse y romperse que el que está rotando libremente en el agua. Por eso cuando se necesitan gradientes altos, no se puede depender del lavado ascendente solo, y debe usarse lavado superficial con agua o retrolavado con aire. Como se verá en el próximo capítulo. S. Debe observarse por último que, si bien la expansión de los lechos disminuye al aumentar la temperatura del agua, el gradiente de velocidad aumenta por cuanto la velocidad intersticial disminuye al disminuir la expansión y por consiguiente la porosidad. Como el gradiente de velocidad es directamente proporcional a la raíz cuadrada de v 1p, al disminuir p se aumenta G. Esto contradice la práctica corriente de aumentar las velocidades de lavado cuando aumenta la temperatura para mantener la misma expansión . ..¿ Cll
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Velocidad de lavado cm/min. Fig. VIH.39 Gradientes de velocidad y porosidades de partículas típicas de arena (Ss y antracita (Ss = 1.65) para distintas velocidades de lavado a l4°C
=2.65)
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438
TEORIA DE LA FILTRACION DEL AGUA
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
439
lill
1 lill
1 El diseño de los filtros permaneció sin mayor variación más de 60 años. A partir de las últ' /as dos décadas, sin embargo, fueron apareciendo algunos cambios important en los medios filtrantes y en los sistemas de control, sugeridos en años anteri res con carácter experimental pero que no habían llegado a generalizarse. H y contamos con una mayor variedad en los procesos de filtración. Podríamos enumerar no menos de once tipos de filtros, a saber:
Filtros Químicos l. Rápidos con lecho de un solo material. a. De arena sola fina o gruesa. b. De antracita sola. 2. Rápidos con lecho múltiple. a. De antracita y arena. b. De antracita, arena y granate o ilmenita. 3. Rápidos con flujo ascendente. 4. De flujo mixto (parte ascendente y parte descendente).
Filtros Biológicos l. Rápidos biológicos 2. Lentos convencionales 3. Prefiltros a. De arena dinámicos b. De arena horizontales c. De arena ascendentes Podrían, además, mencionarse los filtros de diatomáceas, que poco se usan en plantas municipales.
440
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Los más comunes en plantas de tratamiento municipales son los de t1ujo descendente, a saber: 1. Filtros rápidos de arena sola o antracita sola (normales~ profundos). 2. Filtros de lecho mixto: de arena y·. antracita o arena, antracita y granate o ilmenita que son los que predominan en las Américas. 3. Filtros lentos biológicos convencionales. Una comparación entre las características de diseño de estos diferentes tipos de filtros, se incluye en la Tabla IX-l. Tabla IX.l. Compar.ación entre diferentes tipos de filtros
Filtro Rápido con Lecho Mixto (Arena v Antracita)
Características Rata o carga superficial de filtración Velocidad de filtración
gpm/pz 3
2
m /m /d 3 2 m /m /h cm/seg
4
Filtro Rápido con Lecho simple 10
1.5-
Filtro Lento con Lecho simple
6 350
0.16
590
87.5
117.5
3 176
0.12
235
7.00
9.33
0.24 14.00
9.8
14.6
24.6
3.6
4.9
7.3
0.3
0.39
0.58
0.27
0.405
0.683
0.101
0.136
2
0.203 0.0081 0.0108 0.0162
30 45 cms de grava 60 75 cms de arena
30 cms de grava 90 - 11 O cms de arena
Profundidad del lecho filtrante Drenaje
30 - 40 cms de grava 45 - 60 cms de antracita 15 - 30 cms de arena Falsos fondos o similares
Lavado
Invirtiendo el flujo con agua proveniente de un tanque elevado o una bomba. Velocidad de lavado: 0.60-l.OOm/min 0.60=1.00 m3 /m2 /rnin
Pérdida de carga
De 20 cms hasta 2. 70 m max.
Tiempo entre limpiezas Penetración del floc Cantidad de agua usada en el lavado
12- 48 horas
24 - 48 - 72 horas
Profunda
5 cm superiores (mayor cantidad)
Superficial
1 - 3 % del agua filtrada
1 - 6 % del agua filtrada
0.2-0.6 %del agua filtrada
Tratamiento previo del agua
Coagulación, floculación y sedimentación
Coagulación, floculación y sedimentación
Costo de Construcción Costo de operación Area ocupada por los filtros
Más bajo que el de los filtros ráoidos de arena
Más bajo que el de los filtros lentos
Ninguno o prefiltración (rara vez floculación y sedimentación) Alto
Turbiedad y color del afluente
< 1O UT 80 < 20U.C
Tuberías metálicas perforadas o placas porosas, falsos fondos. etc Inviertiendo el flujo a presión con agua proveniente de un tanque de lavado o una bomba. Velocidad de lavado: 0.80-1.20 m/rnin o 3 2 0.80=1.2 m /m /min De 30 cms hasta 2.70 m max.
Igual al de los filtros rápidos de Más alto que el de los filtros lentos arena Menor que el de los 112 a 115 de la de los filtros filtros lentos rápidos de arena
% del tiempo
< 5 UT 80% del tiempo < 10 u.c
Tuberías perforadas . de gres o cemento
Raspando la superficie de la arena
De 16 cm hasta 1.20mmáx. 20 30- 60 días
Bajo Más grande que la de los filtros rápidos de arena (aprox. 12 veces ma vor) < 20 UT 80 % del tiempo < lOU.C
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
441
Los filtro~ de lechos mixtos de arena y antracita deben preferirse para la mayoría de las aguas, sobre los de arena sola o antracita sola, aunque en la actualidad se están usando los filtros profundos de arena gruesa o antracita gruesa, para lavado con aire y agua.
FILTROS RAPIDOS CONVENCIONALES Los filtros nvencionales escencialmente constan de un tanque rectangular de concreto de . 5 a 5 m de profundidad total, en el cual se coloca un lecho de. arena y grava sob e un sistema adecuado de drenaje. El flujo pasa de la parte superior del tanque cuya profundidad se suele hacer de 0.50 a 2.00 m, a los drenes del fondo atravesando el medio filtrante. Como al cabo de cierto número de horas de servicio el filtro se obstruye, se hace necesario lavarlo invirtiendo el sentido del tlujo, por medio de agua que se inyecta a presión en los drenes y se recoge en las canaletas de lavado colocadas sobre la superficie de la arena, como lo muestra la figura IX-l. Esta operación dura de 5 a 15 minutos, después de la cual el filtro vuelve a su operación normal.
Agua filtrada
ARENA GRAVA
Agua de lavado
OREN AJE
Fig.IX.l
El 1~ 2. 3.
sistema consta de cuatro flujos básicamente: Un flujo de entrada del agua decantada al filtro; Un flujo de salida del agua ya filtrada. Un flujo de entrada del agua de lavado al filtro para hacer la limpieza del medio filtrante. 4. Un flujo de desagüe del agua sucia proveniente del lavado de la unicfád. 5. Un flujo de relavado para eliminar el primer filtrado cuya calidad es generalmente mala.
442
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Los más importantes parámetros por consi~erar en el diseño de los filtros son: l. ·Medio filtrante. 2. Rata o velocidad de filtración. 3. Pérdida de carga. 4. Profundidad de la capa de agua sobre el filtro. 5. Formas de lavado del filtro. 6. Sistemas de recolección de agua de lavado. 7. Sistemas de drenaje. 8. Sistema de control de los filtros. 9. Configuración de los filtros.
MEDIO FILTRANTE La tabla IX-2 lista diversos materiales .experimentados en filtración rápida. Entre ellos los más comunes son: arena, antracita y granate, que se emplea solo en lechos de triple capa. Los medios filtrantes anteriores pueden ser homogeneos (de arena o antracita solas) o mixtos de arena y antracita como se describirá luego. De acuerdo con la profundidad se pueden clasifican en: convencionales (profundidadL = 0.6 a 0.75 m) o profundos (L = 0.9 a 2.40 m). La combinación de estas características configura los siguientes tipos de medios filtrante~: Homogéneos: Arena: a. Convencionales (E= 0.45 a 0.55 mm, L = 0.6 a 0.75 m) b. Profundos (E = 0.9 a 1.20 mm, L = 0.9 a 1.8 m) Antracita: a. Convencionales (E = 0.6 a 0.8 mm, L = 0.6 a 0.75 m) b. Profundos (E = 1.0 a 1.80 mm,L = 1.2 a 2.4 m) Mixtos: a. Arena (E = 0.45 a 0.55 mm, L = 0.2 a 0.4 m) b. Antracita (E = 0.9 a 1.4 mm, L = 0"3 a 0.55 m) Tabla IX.2. Materiales filtrantes
Material Granos de polistirene
Peso específico 1.04
Comentarios Experimental
Antracita pesada
1.6a 1.7
Primera capa
Antracita liviana
1.5 a 1.6
Primera capa
Carbón bituminoso
1.3 a 1.5
Primera capa
Arena de peña
2.65
Segunda capa
Arena triturada
2.55
Segunda capa
Arena de granate
3.83
Tercera capa
Granito
3.6 a 4.5
Tercera capa
Magnetita
4.9 a 5.2
Tercera capa
4.8
Tercera capa
Ilmerlita
1 TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
443
En general, los lechos tinos se usan con profundidades bajas (menores de 0.9 m) y los gruesos con profundidades altas (mayores de 0.9 m). Sin embargo, no existen suficientes investigaciones que permitan correlacionar el diámetro del grano con la profundidad del lecho para un volumen de poros promedio determinado. Esto impide, por el momento, el empleo corriente de tan interesante concepto, aunque tal correlación debe existir en la práctica.
a. Arena La arena que se usa en los filtros rápidos es de menos de 2.0 mm de diámefro y está compuesta de material silíceo con una dureza de 7 en la escala de Moh y un peso específico no menor de 2. Deberá estar limpia: sin barro ni materia orgánica, y no más del 1% podrá ser material laminar o micáceo. La solubilidad en HCL al 40% durante 24 horas tiene que ser menor del 5%, y la pérdida por ignición menor del O. 7%. St: puede especificar tamaño unifonne o desuniforme. Se entiende por uniforme la arena que queda recogida t:ntre dos cedazos consecutivos (Cu :::::;1.1). Los diseñadores europeos suelen preferir este tipo de arena en tamaños gruesos: l.O a 2.0 mm y lechos profundos entrt: 0.90 y 1.20 m e incluso 1.8 m. La práctica americana, en cambio, es emplear arena fina con coeficiente de uniformidad entre l. 50 y l. 70 y tamaíio efectivo entre 0.40 y O. 70, con preferencia entre 0.45 y 0.55. No más del 1% debe ser mayor de 2 mm o menor de 0.3 mm. La profundidad del lecho se hace entre 0.60 y 0.75 m. Baylis considera que la longitud de la carrera de filtración, puede establecerse a partir del tamaño efectivo del medio filtrante. Así:
En donde, t = Periodo de servicio o carrera del filtro
E = Tamaiio efectivo K = Constante que depende de las caracterí'lticas del floc 11 = Exponente aproximadamente igual a 2 Obsérvese que el tiempo t varía en fonna exponencial con respecto a E, y por tanto pequeñas variaciones en el tamaño efectivo puede siginiticar notables cambios en las carreras de filtración. Cuando se lava el lecho íiltrante con flujo ascendente, capaz de producir t:xpansi()n del material, la arena se estratifica como se dijo en el capítulo anterior, quedando los granos más gruesos en la parte im'erior y los más finos en la superior. Estos últimos son los que crean mayor resistencia al paso del agua y, por eso, deben removerse cuando son menores de 0.3 mm.
1
La escala de Moh determina comparativamente la dureza de los minerales por la capacidad que cada uno de ellos tiene para rayar al otro. Va de uno a diez. así: 1- Talco, 2- Yeso, 3- Calcita, 4Fluorita. 5- Apatita, 6- Ortoclasa, 7- Cuarzo. 8- Topacio, 9- Corindón, 10- Diamante. Dureza de 7 signifíca que deberá rayar a la ortoclasa pero dejarse rayar por el topacio.
444
DISEÑO DE UNIDADES DE ALTRACION
La porosidad de la arena se relaciona con su forma: las arenas redondeadas tienen porosidades que varían entre 42% y 45% y la~ arenas angulares, porosidades mayores, por lo general entre 44% y 47%. La porosidad varía según el grado de compactación del lecho y la limpieza del mismo. Lechos sucios tienen bajas porosidades, y al progresar la carrera de filtración se compactan, como se verá más tarde. Comúnmente, a menor porosidad mejor efluente se obtiene, pero la pérdida de carga aumenta más rápidamente debido a una menor capacidad de almacenaje de partículas en los poros. Las arenas angulosas o trituradas, si bien tienen una mayor porosidad, producen una pérdida de carga inicial más alta y son más difíciles para lavarlas adecuadamente. Se prefiere por eso las arenas de río, de formas redondeadas o esferoides.
b. Antracita La antracita debe tener una dureza de 2. 7 ó mayor en la escala de M oh y su peso específico no debe ser menor de 1.40. EL contenido de carbón libre no debe ser menor del 85% del peso, la solubilidad en HCL al 40% durante 24 horas debe ser inferior al 5% y no más del 2% debe perderse en una solución al 1 % de NaO H. El máximo porcentaje de partículas planas debe ser del 30%. Una de las principales características de la antracita debe ser la durabilidad. Las antracitas son arrastradas por el flujo de lavado, con lo que el volumen y altura del medio en los filtros se disminuye. Su porosidad varía entre el 56% y el 60% y su capacidad de retención de material es mayor que la de la arena. La antracita se usa con tamaños efectivos entre 0.6 y 1.4 mm. Los tamaños efectivos menores E = 0.6 a 0.8 mm se prefieren cuando se la emplea como el único medio filtrante y los tamaños entre 0.8 y 1.4 mm, cuando se la utiliza en los lechos múltiples de arena y antracita o arena, antracita y granate o ilmenita como se verá luego. Existen, sin embargo, filtros que están usando lechos profundos de 2.4 m con antracita sola de tamaños efectivos entre 1.4 y l. 8 mm.
c. Otros materiales para medios filtrantes .Como medios filtrantes se usan también en la actualidad, en combinación con la arena y la antracita (generalmente como tercera capa) el granate (Ss = 4.20), la ilmenita (Ss = 4.6) y la magnetita (Ss = 4.90). Experimentalmente se ha empleado el poliestireno como primera capa con Ss = 1.04.
d. Grava La grava se la coloca sobre el sistema de drenaje, cuando éste lo requiere y tiene un doble propósito: a. Servir de soporte al lecho de arena durante la operación de filtrado para evitar que ésta se escape por los drenes. b. Distribuir el agua de lavado. El tipo y tamaño del lecho de grava depende del sistema de drenaje que se use. Para drenajes con orificios menores de un milímetro (boquillas, placas porosas) no se usa grava sino solamente arena "torpedo" de 4 mm de diámetro (tamices de 6 a 4). Para drenajes con orificios entre 1-5 mm (prefabricados, Leopold) se usan 0.20 a 0.30 m de gravas, así:
445
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA Tabla IX.3. Tamaños típicos de lechos medianos de grava
Lecho
Profundidad (cm)
Tamaños pulgadas
Fondo
5
3/4 a 112
3/4a 1/2
Primero
5
1/2 a 1/4
112 a 1/4
Segundo
5
1/4 a 1/8
114 a 118
Tercero
5
118 a No. 10
1/8 a No. 10
Cuarto
5
118 a 1/4
Quinto
5
1/4 a 112
-----------Total
20- 30
Para drenajes con orificios mayores de 5 mm (falsos fondos, tuberías perforadas) se usan de 40 a 45 cm de gravas, así: Tabla IX.4. Tamaños típicos de lechos profundos de grava
Lecho
Tamaños pulgadas
Profundidad (cm)
2- 1
2· - 1 1/2
7.5-7
l - 1/2
1 112 3/4
7.5- 7
1/2- 114
3/4- 1/2
Fondo
15- 12
Primero Segundo Tercero
7.5
7
1/4- 118
1/2 3/16
Gravilla
7.5 7
1/8- 1112
3/1.6- 3/32
--------------45-40
Total
g~o
vi
E
(.)
e QJ
__j
o
·(.)
~
2
o i---r--i----r--
...::>.(.~P>+-~-+---r--t----t--+--i
:::>
e
o --1 VI
o
o ~9!1?- -
2.[ 4
--~-5 __[:_¡
J
__ ---L-
1.6 -~
~-- -,·~E-~-- -~~-=Y~"'~...3716-;·-C~a-·'li!z·-·v~ Tamaño de lo <;Jravo en mm. Fig. IX.2. Espesores de grava recomendados para filtros
oo
oo
o 00
000 oOO
6-a·ooooo ooooc Oo o ()00
ooO~
83o
ssg:e
446
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Lechos Mixtos con material de diferentes densidades El uso de medios filtrantes con material de diferentes densidades no es nuevo. Bay lis, en 1935, realizó experimentos en la Planta de tratamiento de Chicago, con filtros compuestos de "un lecho de material filtrante de baja gravedad específica sobre un lecho de material más fino". Posteriormente, el mismo autor en 1939 volvió a realizar nuevos ensayos con lechos de arena de 0.5 mm de tamaño efectivo, sobre los cuales se pusieron 7.5 cm de antracita de 1.5 mm. Al respecto, Baylis decía: "Este sistema disminuye grandemente la rata a la cual la pérdida de carga se incrementa en el filtro. Experimentos previos indican que éste es un medio práctico de prolongar las carreras de filtración y por eso, lechos de los dos materiales están siendo usados en varias plantas de tratamiento, en todo el país". En América Latina, se utilizaron también lechos dobles hace algún tiempo. La planta de Vitelma (Bogotá, Colombia), reemplazó desde 1940 los 30 cm superiores del medio filtrante por antracita. Se decía que esto permitía aumentar la rata de filtración en un 25%. Sin embargo, hasta principios de la década del 50, no se había hecho estudios serios sobre el tema. Dos trab~jos, uno presentado por Conley y Pitman en 1960 y el otro al año siguiente (1961) por Conley solo, despertaron el interés sobre la filtración en arena y antracita. Describían las experiencias realizadas desde 1950 en la planta de tratamiento de Hanford, Washington, en las que se logró trabajar con ratas de 360 m 3 /m 2 /d (6 gpm/p 2) obteniendo un efluente con turbiedad promedio inferior a 0.01 UNT por más de 6 horas. El tiempo de sedimentación previo era de sólo una hora. Se usaron ayudantes de filtración. Posteriormente, Robeck, Dostal y Woodward en 1963 realizaron estudios sobre modificaciones en la filtración del agua, en los que evaluaban la eficiencia físico-química y bacteriológica de los medios de arena y antracita. Trabajaron con ratas de 360 m3 /m2 /d (6 gpm/p2 ), 45 cms de carbón de 1.05 mm sobre 15 cms de arena de 0.45 mm. Después de año y medio de ensayos concluyeron que los medios dobles experimentados "fueron capaces de remover tanta o más turbiedad, bacterias coliformes, virus de polio o carbón activado que los lechos de arena o antracita sola". La diferencia entre este tipo de medios y los usados anteriormente estaba en que el espesor del lecho de antracita en lugar de ser de unos pocos centímetros como en la época de Baylis, se hacía más grande ( > 45 cm) y el espesor de la arena más pequeño (15-30 cm). En la década del 70 se presentó una proliferación de trabajos sobre este tema. Dos tal y Robeck (1966), Dos tal (1966), Shull (1965), Culbreath (1967), Conley y Kou-Ying Hsiung (1969), Harris (1970), Diaper y Harding (1969), Kreissl (1965), Mohanka (1969), Miller (1972), entre otros, han hecho sustanciales contribuciones al mejor conocimiento del proceso, que hoy día es de uso común en las Américas y algunas partes de Europa. Características de los medios filtrantes En los medios de arena convencionales, la permeabilidad aumenta con la profundidad del filtro. En estas condiciones los granos más pequeños quedan arriba y los más grandes abajo. Esto significa que a medida que el floc penetra dentro del lecho, encuentra poros más y más grandes por donde puede pasar con más fqcilidad. Es obvio que debido a esta estratificación inconveniente, el mayor porcentaje de partículas queda retenido en la superficie y por tanto la capacidad
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
447
de almacenamiento de tlócuios es limitada, pues se reduce al volumen de poros de los primeros dos a cinco centímetros del medio granular. La solución lógica a este problema consiste en conseguir que la pem1eabilidad del lecho disminuya con la profundidad, de forma que los tlóculos puedan penetrar y encontrar el medio más tino en las capas inferiores del filtro y el más grueso en las superiores. Como al emplear un solo tipo de material granular esto no es posible, pues el tlujo de lavado lo estratifica en sentido contrario, se pen"ló en usar medios de diferentes densidades, de manera que los granos gruesos fueran de un material poco den"!o, para que el tlujo ascendente Jos depositará encima de los granos tinos cuya densidad era mucho mayor. Se utilizó para eso carbón o antracita cuyo peso específico varía entre 1.4 y 1.65 y arena con peso específico de 2.65. La velocidad de sedimentación de los granos de antracita de O. 8 - l. 4 mm es casi siempre menor que la de los granos de arena de 0.45 - O. 6 mm diámetro. La antracita quedará por tanto colocada sobre la arena, y la permeabilidad se presentará como indica la figura IX-3.
T\ l
\
1
Tamaño
1 Permeabilidad
LE'cho
dp orpno
Tamalio
Permeabilidad
Tamoflo
Anlrocito -ArE'no
Fig. IX.3. Diferentes tipos de lechos
Permeabilidad
Lecho idt>ol
filtran~~_
Diseño de los lechos múltiples El diseño de los lechos múltiples incluye mayor número de variables que el de los lechos de arena convencionales. Podrían citarse los siguientes: l. Número de los medios por usar. 2. Tamaño y densidad de los granos. 3. Espesor de cada lecho. 4. Soporte del lecho inferior.
l. Número de los medios por usar Generalmente se usan dos: antracita y arena (medios dobles) o tres, antracita, arena y granate o ilmenita (medios triples). Experimentalmente se han usado hasta cinco: polistirene, antracita, arena, granate y magnetita (Mohanca, 1969). Cuanto más medios se usen mejor gradació~ de grueso a fino se puede conseguir. La ventaja sin embargo, de producir una estratificación del lecho cercana a la ideal, no resulta en la práctica tan deseable ya que la eficiencia del filtro depende
448
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
más de las características del tloc afluente que de las del lecho filtrante. Cuando el floc es blando cualesquiera que sean las especificaciones de los medios usado~. tenderá a romperse y salirse y, en cambio, cuando el tloc es duro tenderá por el contrario, a quedar retenido en la superficie. Dice por eso Robeck ( 1965): "En lugar de gastar dinero en medios exóticos, sería más apropiado seleccionar la dosis adecuada de coagulante para un medio grueso que pueda colocarse encima de una arena barata", y más abajo opina: "Indudablemente el diseí1ador y el operador tienen un cierto grado de control sobre la calidad del agua filtrada, seleccionando el medio, la rata de filtración y la dure::a del jloc; pero el último de estos tres parámetros es más .flexible y por tanto puede ser ajustado a las condiciones variables del agua cruda''.
2. Tamaño y peso específico de los granos Inicialmente se empezó a trabajar con medios relativamente finos: 0.7 mm de antracita (T.E.) sobre 0.5 (T.E.) mm de arena. Hoy en día la tendencia es a usar medios más gruesos: 0.8 a 1.4 mm (TE.) de antracita (peso específico 1.4 - 1.55) sobre 0.45 a 0.6 mm de arena (peso específico 2.60 - 2.65). Más frecuentemente 0.8 a 1.0 mm (T.E.) de antracita sobre 0.5 - 0.6 mm de arena. Cuanto mayor sea el tamaño de la antracita, mayor tendencia habrá de obtener efluentes de baja calidad. Tamaños de antracita mayores a 1.7 mm. según Robeck ( 1967), pueden afectar la calidad del agua filtrada casi desde el principio de la carrera y deben considerarse por eso .como un valor límite. Cuando se usan medios triples, se incluye un lecho de 5 a 7.5 cm de granate (peso específico= 4.2) o ilmenita (peso específico= 4.8), con un tamaño efectivo de 0.15 - 0.30 y Cu = 1.35 - 1.80. Desde el punto de vista del lavado, el tamaño ideal de medios filtrantes es el que se expande unifonnemente con el flujo ascendente, de tal manera que la velocidad de fluidificación mínima, Vmf• de d 1 sea igual a la de d3 y la de d4 igual a la de d2 , como se dijo en el capítulo VIII.
d,
Antracita p d2.
1
Para hallar el tamaño de partículas de distinta densidad que tienen igual Vmf• se pueden utilizar las ecuaciones de Wen y Yu, incluidas ~n el capítulo anterior: V
V
- NRf" = - NRJ" d d
De donde:
~=~~1.038r -p d3
d2
. Ps- P
Por otra parte, para que haya adecuada intennezcla entre las capas de la interfase:
449
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
No siempre es posible conseguir lechos filtrantes que cumplan con la granulometría requerida para un buen filtrado y el mínimo tiempo que se comporta adecuadamente durante el lavado. Para esto hay que jugar a veces con el peso específico de la antracita (haciéndolo mayor o menor), lo que no siempre es comercialmente viable, pero hay que acercarse lo más que se pueda a cumplir los objetivos propuestos.
Ejemplo: Se quiere colocar un lecho de antracita de un tamaño efectivo de 0.9 mm sobre un lecho de arena de 0.55 mm de tamaí1o efectivo. Hallar los tamaí1os máximos y mínimos de los lechos sí el diámetro mayor de los granos de arena es de 1.19 mm. Para una densidad relación sería:
p:'
=
2.68 de la arena y
d._= ].038 r.68 -1 db¡
=
1.58 - 1
p:
=
1.58 de la antracita la
1.76 = 5. d3
Por tanto d2 = 1.76 x 1.19 = 2.1 O mm. Este diámetro corresponde al del tamiz No. 8 (2.0 mm). Trazando una línea recta en el papel de análisis granulométrico (véase la figura IX-4) entre éste tamiz y 0.9 mm para el 10%, se obtienen el diámetro mínimo d 1 = 0.8 (aproximadamented1 = 0.85, tamiz No. 20). Para estas condiciones Cu = 1.4/0.9 = 1.55. Para la arena se haría le mismo; trazar una línea recta por 1.19 (tamiz No. 16) y 0.55 (1 0%) lo que daría und3 = 0.5 mm y un Cu = 0.88/0.55 = 1.60. Relación d2 ! d3 = 2/0.5 = 4, lo que estaría bien. Por último d debería ser 1.76 x 0.5 0.88 mm, diámetro que se acerca al escogido. La Tabla IX-4 da cuatro diferentes combinaciones de arena antracita que cumplen aproximadamente las condiciones ideales para lavado, para arena de p~' ± 2.65 y antracita de p~ entre 1.6 y 1.70. Tabla IX.4. Combinaciones de lechos de arena-antracita que se comportan bien en el lavado y producen adecuada intermezcla
Material
Tamiz No.
Diámetros de tamices mm
Tamaño efectivo mm
Coeficiente Relación de uniford2/d3 midad
Antracita
12-25
1.68- 0.71
0.78
1.54
Arena
18-40
1.00-0.42
0.46
1.54
Antracita
10-20
2.00-0.85
0.9
1.55
Arena
16-35
1.19-0.5
0.55
1.60
Antracita
8- 18
2.36- 1.00
1.1
1.55
Arena
14-35
1.40- 0.60
0.65
1.53
Antracita
8- 16
2.36- LI 8
1.28
1.40
Arena
14-30
1.40- 0.60
0.65
1.53
1.10 Vmf t=15-30°C cm/m in
4
50-56
4
70-75
3.9
88-93
3.9
88-93
450
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
TAMICES
.,
NORMAI,.ES
U. S.
o o
I'-IXIQ~:::~~2:Cf;l~~
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01
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1
z
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1
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4
5
3
2
1.09 8 7 6
O 1A M E T R O
E N
5
4
3
m. m.
Fig. IX.4. Curva para un lecho de antracita y arena
.... ANTRACITA
.
~·
:
:
...· ,~
'
..... ,.
E= O. 7 8 o 1.28 m m . . :
' .. _,·
,
:~
~
Como puede observarse la velocidad mínima de lavado, vmf• aumenta con el tamaño del grano mayor del lecho. No deben usarse por eso, diámetros muy grandes mayores de 1.4 en arena y 2. 36 en antracita salvo que ésta tenga una den..;;idad menor de 1.60. 0.40 o 0.45 m.
3. Espesor de cada lecho El espesor que se dé a cada lecho 0.10 o 0. 15m int1uye directamente en la rata de pérdida de carga. Los estudios de ARENA Conley y Pitman (1964), Robeck 0.25o0.30m E= 0.46 o 0.65mm. ( 1965) y Miller ( 1972), muestran que a medida que se aumenta la proporci(m de antracita y se disminuye la ele 0.20 o 0.45m GRAVA arena, la pérdida ele carga en el tiltro, para la misma longitud de carrera, decrece proporcionalmente. Esto se OREN debe a 4ue la antracita tienen una mayor porosidad 4ue la arena, lo que Fig. IX.S. Espesores de los lechos filtrantes mixtos pem1ite tiltrar con menor pérdida de carga inicial, y retener una mayor cantidad ele tloc en los poros. Los estudios realizados en la Asociación para la Investigación sobre el Agua de Inglaterra (WRA) muestran cómo en un lecho de antracita comercial (T. E. = 1.12 y Cu = 1.39) colocado sohre un lecho de arena de 0.48 mm (T.E.) y 1.37 ( Cu ), la pérdida ele carga es menor (para el mismo tiempo de tiltraci(m ele 20 horas), a medida que el porcentaje ele antracita es mayor. Sin embargo, a partir de 60% de volumen de antracita, la velocidad con que se produce la p¿rdida ele . : .
.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
451
carga disminuye y no pare0.7 ,... ce que se gane nada al respecto al seguir aumentando 1\ la proporción de dicho ma0.6 3 terial. Ver figura IX-5a. Estos resultados pueden ·explicarse si se considera que ~ 0.5 \ es la primera capa del medio e filtrante la que retiene casi to~ 2 das las partículas, pues éstas e> 0.4 o sólo penetran hasta la in~ terfase antracita-arena, al fi- ~ eo nal de la carrera o cuando el ..g ..e .....__ E floc es débil y se rompe. Por ~ u )'..... tanto, es de esperarse que con ~ 0.2 lechos convencionales mezclados, similares a los usados en el estudio a que hemos hecho mención, no resulte económico hacer la profundio o 20 40 60 80 lOO dad de la antracita mayor de un 60% del total. Esto signiFigura IX.Sa. Pérdida de carga desarrollada en 20 horas ficaría que para lechos de 75 de carrera con una velocidad de filtración de 2 mm/s. cm, se podría colocar 45 cm (Datos experimentales de WRA, Inglaterra) de antracita sobre 30 cm de arena, y para lechos de 65 cm, 40 cm de la primera sobre 25 cm de la segunda. Algunos diseñadores prefieren usar capas de arena de sólo 15 cm (con 55 ó 60 cm de antracita), lo cual puede causar una mayor variabilidad en la calidad del efluente y, en caso de fallas en la grava de soporte, ocasionar pérdidas de arena, que traigan inconvenientes mayores que los que se producirían en situación similar, si se usaran capas de arena más profundas.
\
1\ \o
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4. Soporte del lecho inferior Cuando se usa arena de 0.45 a 0.6 mm con coeficiente de uniformidad entre 1.5-1.7, los granos más gruesos tienen tamaños mayores de 0.9 mm y quedan debidamente soportados por gravilla común de 2.4 mm (3"/32) así como por los lechos de grava convencionales. Cuando se usa material más fino (0.45 mm) es necesario colocar un lecho de 5 a 7.5 cm de granate o ilmenita con peso específico de 4.2-4.8 y tamaño de 0.84-1.68 mm (T.E. = 0.9 Cu = 1.42) para que retenga el material fino y no permita que se cuele hasta los drenes. Debajo se pueden colocar los lechos de grava convencionales, según el sistema de drenaje usado. La Tabla IX-6 incluye las especificaciones de medios filtrantes empleados en diferentes plantas de tratamiento en el mundo.
FILTROS DE CAPA PROFUNDA Antecedentes Los filtros profundos de arena sola o antracita sola definidos al comienzo de este capítulo se han venido usando desde hace bastante tiempo en Europa y en América, promovidos por fabricantes europeos.
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
452
Tabla IX-6 Características de medios filtrantes no homogéneos de algunas plantas de tratamiento
Arena !
Nombre de la Planta
Rata de Filtración (gpmfp2) (m3/m 2/d)
Profundi dad del lecho cm
T.E. mm
Antracita
c.u.
Profundi dad del lecho cm
T.E. mm
c~u.
I. Estados Unidos l. Octoraro (Chester. Penn.)
(4.0) (240)
15
0.45
1.48
52.5
0.95
1.68
2. Pickering Creek (Bryn Mawr, Pa.)
(2.0) (3.0) (120) (160)
15
1.5
0.44
50.0
0.9
1.5
3. Ralph D. Bollman (6.0) (10.0) (contra Costa, Ca.) (360) (600)
25
0.28
1.7
52.5
2/3:1.3"' 1/3:0.9
--
4. Douglas Taylor(*) (Corvallis, Dr.)
(7.0) (420)
17.5
0.4-0.5
1.5
45
1.0-1.3
1.8**
5. Townsed (Greensboro)
(4.0) (6.0) (240) (360)
--
0.29 0.42
--
--
0.55-0.-85
--
6. Gainsville (Gainsville, Flo.)
(5.5) (8.0) (330) (480)
20
0.42-0.46
1.35
50
1.0-1.4
--
l. Planta Norte (Moscú)
(40) (240)
50
0.6
--
35-40
0.7-1.8
--
2. Manchester (Inglaterra)
(3.0) ( 180)
60
0.42-2.06
--
15
1.25-2.5
--
3. Fylde (Inglaterra)
(3.4) (200)
45
0.52
--
30
1.25-2.5
--
4. Bristol (Inglaterra)
(3.1) (185)
60
0.5-1.0
--
30
--
--
5. Southampton (Inglaterra)
(2.6) (158)
32.5
0.6-1.4
25
1.25-2.5
--
6. Devon (Inglaterra)
(4.0) (240)
1.0
0.5-1.0
30
1.25-2.5
H. Europa
(*)
--
Fue hecho con una mezcla de Antracita de diferentes T.E. y Sg: 2/3 de 1.3 mm, y 113 de 0.9 mm
(**) Además usando 3" de granate de T.E.: 0.15-0.18 y C.U. 1.6 y 3" de gravilla de 0.8 mm de alta densidad para evitar que el granate se pase a los drenes. Tomado de especificaciones.
\ Infortunadamente, no es mucha la literatura técnica que se ha diseminado sobre estos filtros. En 1974 Jung y Savage (1974) publicaron una valiosa información sobre filtros de arena de capa profunda en Europa, en la que puntualizaban lo siguiente: "el diseño de los filtros de capa profunda europeo tiene ventajas intrínsecas que gradualmente están siendo reconocidas en los Estados Unidos. La principal diferencia estriba en el tamaño más grande del medio en Europa y, consecuentemente, la
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
453
mayor profundidad de los lechos y la gran cantidad de aire usado en el lavado para limpiar estos medios". Los autores antes citados aclaran que el tamaño de los granos en Europa se hace de 0.5 a 2.00 mm, y la profundidad, de 4 a 6 pies (1.20 a 1.8 m). Describen la planta de tratamiento de Reynosa, México, de 850 1/s de capacidad, que tiene doce filtros de 3.0 x 17.8 m, con lechos filtrantes de 1.5 m de profundidad, y arena con granos de 1.2 a 2.2 mm de diámetro y velocidad de filtración de 120 m3/m 2/d. Este tipo de filtros se ha seguido montando en diferentes partes del mundo, impulsados en especial por fabricantes europeos, quienes sin embargo, no han suministrado hasta el presente información científica valedera sobre su funcionamiento. En los Estados Unidos se han construido también plantas de tratamiento con filtros de medio homogéneo uniforme profundo, como la planta de filtración directa de Los Angeles, California, San Fernando, que trata 26 m3/s y tiene 24 filtros de antracita sola de 2.0 mm de diámetro y 1.8 m de profundidad del lecho, y que trabaja hasta con 600 m3/m 2/d. Los procesos constan de cernido, inyección de polímeros y ozono, mezcla rápida, filtración y desinfección con cloro. El lavado se hace con aire y agua. El agua cruda, tomada primariamente del acueducto de Sierra Nevada, de 330 millas de largo, tiene una turbiedad que por lo general está por debajo de 1.0 UNT, y el agua filtrada produce valores consistentes del orden de 0.1 UNT, con carreras mayores de 24 horas, lo que da una productividad volumétrica altísima. Llegar a este diseño tomó cerca de tres años de investigación en planta piloto, pero los resultados no han sido publicados hasta ahora, que el autor sepa. La falta de información, sobre los filtros de capa profunda, sin embargo, se puede compensar recurriendo a los datos de algunos artículos técnicos sobre filtración en profundidad (si por esto se entiende filtración con penetración delfloc en las capas interiores) que han venido apareciendo con alguna regularidad y que pueden aplicarse a nuestro caso, como el de Saatci y Oulman (1980), el de Trussell y colaboradores (1980), el de Moran y asociados (1993) y otros.
Parámetros de Diseño Los filtros de capa profunda, por lo general, se hacen con medios homogéneos de arena sola o de antracita sola. Esta última tiene dos ventajas: a) por su menor peso específico, requiere menos agua para lavarlo y b) por la mayor angularidad de sus granos, tiene mayores porosidades. Las profundidades usuales van de 1.20 a 1.80 m, y las velocidades de trabajo superan los 300 m3/m 2/d, y generalmente están entre 300 y 600 m3/m 2/d. Sin embargo, cuando se proyectan velocidades mayores de 350 m3/m 2/d, deben, en lo posible, hacerse ensayos en planta piloto. Esto fue lo que se hizo para los diseños de las plantas de tratamiento de Bogotá, Colombia (El Dorado, 1.6 m3/s), y Bucaramanga, Colombia (Mensulí, 3.0 m3/s), de los que vamos a presentar a continuación algunos resultados. Los filtros se trabajaron con 500 y 400 m3/m 2/d, con resultados muy similares, como se puede ver en las figuras IX -7 y IX-8. En ellas se puede observar que, si la calidad del agua es igual, cuanto más se incrementa el diámetro medio del lecho filtrante de 1.5 mm a 2. 7 mm, más se va incrementando la longitud de las carreras de filtración, que pasan de 36.77 a 77.59 horas para una carga de 500 m3/m 2/d, y de 53.93 a 96.27 horas para 400 m3/m 2/d. En cambio, el porcentaje de remoción de partículas, o sea la eficiencia,
454
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
disminuye ligeramente de 72 a 59% en el primer caso, y de 68 a 62% en el segundo. Igual sucede con la productividad, entendida ésta como los metros cúbicos filtrados durante la carrera respectiva por m-' del lecho considerado. (Véase la figura IX-6c). A medida que la relación de la longitud "l" del lecho aumenta con respecto al diámetro medio "el" de los granos, se disminuye la productividad del filtro para ambas velocidades de filtración. Cabe observar que la disminución de la longitud de las carreras de filtración por el efecto de la bajada de la carga de 500 a 400 m-'/m 2/d pasa de 47%, para un diámetro medio de 1.5 m, a 24% para uno de 2.7 mm, es decir, que es menor el aumento de carrera en la medida en que el diámetro medio se hace más grande. Este comportamiento es previsible de acuerdo con la teoría que plantea que, a mayor grano, mayor porosidad y, por tanto, mayor capacidad de almacenaje de sólidos del medio filtrante, y más larga la carrera, pero a su vez, menor capacidad para retener en los poros los sólidos atrapados, lo que implica una cierta tendencia a producir peor calidad de filtrado. En ese sentido, los medios homogéneos son más predecibles que los medios de arena y antracita, que son mucho más variables, pero en cambio tienden a soportar mejor las cargas de choque durante periodos de coagulación deficiente, como se comprobó en la etapa 11 de los estudios. Por el contrario, cuando la coagulación es buena, los filtros de capa profunda producen resultados equiparables a los de medios mixtos. Por esta razón, en una tercera etapa se le introdujo al medio filtrante un tapón de 0.1 O m de espesor de arena torpedo de 1.0 mm de diámetro medio, que se intermezcló con la antracita del fondo. Con esto, los medios profundos produjeron calidades similares a los mixtos, aun con pobre coagulación. Al respect6, debe recordarse que es más importante el acondicionamiento del floc antes de filtrarlo, que la velocidad con que se lo hace pasar a través del medio filtrante, o la granulometría que se le dé al mismo. RATA DE FILTRACION O CARGA SUPERFICIAL Generalmente se atribuye a George Fuller haber fijado en 1898 lo que hoy se conoce como rata normal de filtración de 2 gpm/p 2 (117.5 m3/m2/d). Los experimentos fueron realizados en la Planta de Tratamiento de Louisville (E.U.) en la cual se había instalado un sistema de filtros rápidos (en esa época eran llamados mecánicos), entonces poco conocidos, pues predominaban los lentos. El mismo Fuller, sin embargo, se daba cuenta de que no había llegado al valor óptimo, pues estatuía que con toda probabilidad "la rata (de filtración) podría ser incrementada, con seguridad, considerablemente para satisfacer el incremento en el consumo de agua". Sin embargo, durante más de 70 años los filtros se vinieron diseñando con la rata normal, esto es con valores entre 120 y 150 m 3/m 2/d (2.0-2.5 gpm/p 2). En el presente, se han realizado extensos trabajos para determinar la validez de esta práctica. Dicen al respecto Segall y Okum (1969): "Los resultados de estos experimentos indican que la rata convencional de 2 gpm/p 2 no es necesariamente correcta. Con medio filtrante relativamente grande y turbiedad afluente apreciable, puede ser demasiado alta. Como medio fino, 2 gpm/p 2 puede ser muy baja, puesto que el filtro no se está utilizando en su capacidad total y la penetración del floc en profundidad no es estimulada". "La práctica corriente, sin embargo, generalmente hace la selección del medio y la rata de operación,
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
455
72
1.50 1.90
2.18
Remoción(%) Carrera promedio (h)
2.27
Diámetro medio (mm)
2.70
Fig. IX-6a. Longitud de carreras y porcentajes de remoción FASE 1
1.50
1.90 2.18
Diámetro medio (mm)
're
2.27 2.70
Remoción (%) Carrera promedio (h)
Fig. IX-6b. Longitud de carreras y porcentajes de remoción FASE 2
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
456
o.00 -+--'-437.00
486.00
590.00
621.00
786.00
Relación 1/d Fig. IX-6c. Productividad para distintos valores de la relación !Id y distintas velocidades de filtración 500 y 400 m 3!m 2/d
basada en la pérdida de carga, sin preocuparse por la aparición del floc en el agua filtrada por la ineficiencia del lavado con la consiguiente deteriorización de la calidad del efluente". En el mismo sentido se expresa Cleasby y Baumann (1972), cuando dicen: "Muchos ingenieros y operadores trabajan con un falso sentido de seguridad, depositando toda su confianza en la rata convencional establecida desde hace tantos años de 2 gpm/p 2 • Debe quedar muy claro que un agua de calidad aceptable no se asegura con una carga superficial de 2 gpm/p 2 , ni siquiera con ratas menores, mientras no se haga un adecuado pretratamiento al afluente. Por otra parte, si esta condición se cumple se puede trabajar con ratas más altas". Segall y Okum, antes citados, trabajando con la Planta de Chape! Hill en la Universidad de North Carolina (E.U.), encontraron que con flujos variables desde 60 m3/m 2/d hasta 235 m3/m 2/d, ni la rata empleada, ni la turbiedad del afluente
457
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
afectaron la calidad del efluente. La arena usada tenía E = 0.57 mm, Cu = 1.38, gravedad específica de 2.67 y razón de porosidad de 0.4. Sólo cuando llegaron a valores de 440 m 3/m 2/d (3.75 veces la rata convencional), hallaron que la turbiedad del afluente afectaba por completo el trabajo del filtro. Usando antracita que tenía E= 0.76, Cu = 1.78, gravedad específica de 1.60 y razón de porosidad de 0.5, ratas de filtración hasta de 176 m3/m2/d, no parecían afectar el efluente. Los experimentos realizados durante tres años por Brown ( 1955) en la planta de tratamiento de Durham dieron los resultados siguientes: Tabla IX.7. Resumen del resultado. Planta de tratamiento Durham
Filtro No. Item
12 2 gpm/p 2
Carrera del filtro (hr)
1
13 3 gpm/p 2
14 4 gpm/p 2
135.20
116.70
81.30
Agua de lavado %
1.21
0.89
0.99
Turmeuau (unidades)
0.34
0.38
0.43
Bacterias (Colon/mi) coliformes
0.32 leg,
0.42 leg;
0.36 feg;
Las arenas de los filtros tenían E= 0.55, Cu = 1.4- 1.8, profundidad del lecho 62.5 cm. Estos datos indican que la mejor rata fue la de 3 pgrn/p 2 (176.25 m3/m 2/d) porque dio la máxima economía de agua de lavado. La calidad de los tres filtros fue prácticamente la misma. Estas investigaciones corroboraron los resultados que Baylis (1950) obtuvo a partir de 1848, cuando empezó a operar 8 de los 80 filtros de la planta de filtración del distrito sur de Chicago con 4, 4.5 y 5 pgrn/p 2 (240, 270 y 300 m 3/m 2/d). El lecho de los filtros estaba constituido por 60 cms de 0.65 de tamaño efectivo y Cu = 1.40. Sus conclusiones fueron las siguientes, entre otras, despés de siete años: a. La eficiencia en remoción bacteria! de los filtros operados a 5 gpm es igual a la de los filtros operados a 2 gpm/p 2 • Buena reducción de bacterias coliformes se observó con los filtros de alta rata, aun cuando hubiera poco cloro residual en el lagua filtrada antes de la postcloración. b. La turbiedad del agua filtrada de 4-5 gpm (240-300 m 3/m 2/d) no es apareciablemente más grande que la que se obtienen con 2 gprn/p 2 (120 m 3 /m 2/d). c. El comportamiento del filtro, entendiéndose como tal el volumen de agua filtrada por pie de incremento de pérdida de carga, es mayor para los filtros de alta rata que para los de 2 gprn/p 2 (120 m3/m 2/d). Este último punto se comprende si se considera que a medida que se filtra a mayor velocidad, la carrera de filtración se acorta proporcionalmente 2 , pero la 2
Baylis dice que la longitud de la carrera de filtración es inversamente proporcional a la rata de flujo, esto es, que un filtro operado a 4 gpm/p 2 permite carreras de aproximadamente 1/2 de los que trabajan con 2 gpm/p 2 • En otro trabajo establece que t = k/Q; en donde tes la carrera del filtro, k el coeficiente que depende del grado del floc que se filtra y Q la rata de flujo.
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
458
cantidad de agua producida entre lavado y lavado se aumenta. En otras palabras, lo que debe considerarse es el volumen total de agua que se puede obtener durante el período de servicio del filtro. Se puede obtener el mism volumen con baja rata y largas carreras o con alta rata y cortas carreras. Véase las curvas de la figura IX-6. Por ejemplo, si un filtro que trabaja con 300 m-'/m 2/d se lava cada 24 horas, la producción sería del 98% (2% se usaría en el lavado), si el filtro en cambio trabaja con 120 m 3/m 2/d se necesitarían 60 horas para producir la misma cantidad de agua. Para cada carga superficial de filtración la producción aumenta con la carrera hasta un límite en que se hace asintótica a la línea del lOO%. Para valores mayores de 300 m3/m 2/d, carreras mayores de 20 horas (véase figura IX-7) aumentan la producción en menos del 0.5%. En general, para ratas mayores de 240 m 3/m 2/d (4 gpm) poco se gana en producción neta al prolongar la carrera más allá de las 40 horas, pues el incremento en la producción no pasa del 0.4%-0.7%. En otras palabras, cuando se emplean altas ratas de filtración lavar frecuentemente los filtros es más molestia que desperdicio de agua. Esto es especialmente cierto para lechos mixtos arena-antracita los cuales se les usa con altas ratas de filtración (mayores de 240 m3/m 2/d) y a veces entre 300 y 360 m3/m 2/d). 15 14
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Fig. IX.6. Porcentaje de agua usada para diferentes carreras de filtración. Se consideró un lavado de 8 min. a 0.75 m3/m2 min de rata de lavado (6 m3/m2 por lavado)
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
459
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Rata de filtración m 3 /m 2 / día Fig. IX.7. Producción de agua para diferentes carreras y ratas de filtración, para 8 min de lavado a O. 75 m/min
En algunas oportunidades incluso, se les ha hecho trabajar con 600 m3/m 2/d (Contra Costa) y aún mayores como en Los Angeles utilizando menos del2% para agua de lavado. Lo que domina la economía de la filtración es la productividad del filtro por carrera, la cual puede calcularse así: Pf = tF x Rf- t 1 R 1
(IX-1)
En donde:
pf = Producitivad dada en m31m2• tF = Tiempo de filtración o carrera, expresada en horas. Rf = Rata de filtración durante la carrera. En caso de filtros de rata declinante: rata promedio durante la cárrera expresada en m 3/mHh. Tiempo de lavado, en horas. Rata de lavado expresado en m3/h.
460
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Se considera una productividad promedia normal de 300 m3/m~, una productividad alta 600 m31m2 o más y una productividad baja 150 m31m2 o menos. (Véase la figura IX-7).
PERDIDA DE CARGA La máxima rata de filtración para un agua dada es función de: a. La calidad de agua que se quiere obtener. b. La velocidad con que se desarrolla la pérdida de carga en el filtro. Ambos parámetros dependen de la clase de floc afluente (si es duro o blando) y del tamaño y tipo del medio filtrante. Si el floc es duro y el medio es fino (E:;;; 0.65 mm), casi toda la pérdida de carga se presenta en los primeros 20 cm para ratas bajas (120 m3 /m2 /d) y se distribuye un poco más para ratas altas ( 240 m3/m2 /d). Vease la figura IX-8. 1
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SUPERFICIE DEL LECHO
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Fig. IX.S. Distribución de la pérdida de carga en lechos de arena y antracita (ensayos realizados en la Planta de tratamiento de El Pórtico, Cúcuta-Colombia y Tibitó, Bogotá-Colombia).
La mayor o menor distribución de la pérdida de carga en el lecho filtrante, es función de la penetración del floc. Si el floc penetra profundamente, la distribución es mucho mayor y la carrera de filtración también es más larga para la misma rata de filtración que cuando la penetración es apenas superficial. Las ratas altas tienen la ventaja de que inducen una penetración más profunda, pero pueden desmejorar la calidad del efluente especialmente cuando el floc es blando, pues éste podría romperse dentro del lecho y salir en el agua filtrada. (Véase la, figura IX-9).
Presi.ón negativa Al depositarse el floc en las diferentes capas del medio filtrante, la veloddad del flujo en los intersticios se aumenta hasta producir una disminución de la presión en el líquido, que fluye entre los poros del medio granular.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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de Pe'rdido dt cargo ~tn el htcho Fig. IX.9. Variación de la distribución de pérdida de carga con la velocidad de filtración 0 /0
Si tomamos un plano z-z (ver figura IX-10) en un filtro, en el cual va colocado un piezómetro, lá presión en ese plano será:
Po
A h
Pz = ( P x + x ) - h Pz
=
Px + ( x - h )
Y en el plano B-B:
Px
P = Px
Pz
En estas ecuaciones si
8
z
l
Fig.IX.lO
( x- h ) es positivo ( x > h ) , la presión aumenta al pasar el flujo por el medio filtrante. En cambio, si ( x -· h) es negativo ( x < h ) , habrá disminución de presión, desde el plano B-B, hasta el plano z-z, por cuanto P x que es la presión en B-B, se dismimuye en el valor ( x- h) que es negativo. Si h sigue incrementando, para el mismo valor de
462
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
x llega un momento en que (Px + x) < h y la presión en el filtro se hace negativa,
esto es, inferior a la atmosférica. Se dice entonces que el filtro tiene presión negativa en el plano z-z. La importancia de la disminución de presión en el filtro radica en el hecho de que cuando el at,rua está saturada de aire, cualquier disminución de la presión en el líquido, de acut:rdo con la ley de Henry, rompe el equilibrio de la interhtse 3 y libera -burbujas que se adhieren a los granos de arena e incrementan rápidamente la rata de pérdida de carga o disminuyen el flujo en el filtro, a veces en forma notable. El filtro queda así obstruído por el aire.
PROFUNDIDAD DE LA CAPA DE AGUA SOBRE EL FILTRO De lo anterior se deduce que cuanto menor sea la capa de agua Px que va sobre el medio filtrante, más fácilmente se obtienen presiones negativas en el filtro y mayor probábilidad existe de que se presenten obstrucciones por aire. Tradicionalmente, por eso, los filtros se con.."ltruyen con capas de agua de 1.40 a l. 80 mts. Algunos diseñadores sin embargo dejan profundidades de sólo 0.50 m lo que suele traer problemas. Ensayos con filtrós pilotos realizados en la planta de tratamiento de la Atarjea (Lima; Perú), los cuales trabajan con capas de agua sobre el lecho de 0.50- 0.60 m, demostraron que la obstrucción por aire acompañada de una rápida disminución de la producción del filtro empezaba a presentarse a partir del momento en que Px + x , o distancia desde la superficie del agua hasta el respectivo piezómetro, se hacía menor que la pérdida de carga h. La disminución del flujo alcanzaba hasta un 40%. Los medios filtrantes de arena que tenían menor porosidad, se obstruían más rápidamente, (a las 24 horas de iniciada la operación) que los de arena y antracita cuya porosidad era mayor. A las 48 horas por lo general, la cámara inferior formada por el falso fondo del filtro se había vaciado, no obstante que éste continuaba trabajando. Véase la figura IX-12. Para salvar esta dificultad, cuando se usan medios filtrantes gruesos y las burbujas no se han formado en todo el lecho, se puede interrumpir la carrera de filtración por unos pocos minutos, para permitir que el aire acumulado se escape. Al reiniciar la operación se encuentra que la pérdida de carga ha disminuido. Si el lecho ya está totalmente colmado de aire, es necesario, además, hacer un breve lavado de uno o dos minutos, produciendo una expansión de 10 a 15 % para ayudar a liberar las burbujas, con lo que la carrera dél filtro se prolonga unas horas más.
LAVADO DEL FILTRO El lavado debe hacerse cada vez que la pérdida de carga es igual a la presión estática sobre el fondo del lecho, o la calidad del efluente desmejore. La mayoría de los problemas del filtro se originan en un lavado deficiente incapaz de: (a) Desprender la película que recubre los granos del lecho; (b) Romper las grietas o 3 La ley de Henry establece que: "La concentración de un gas en un líquido depende de la presión parcial sobre la solución", o sea que la cantidad de gas que puede ser disuelto o expelido ~un líquido, depende de la presión parcial que exista sobre él. Al disminuir la presión el g~\ libera.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
463
cavidades en donde se acumula el material que trae el agua y (c)-Transportar el material desde el interior del lecho hasta las canaletas de lavado.
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Fig. IX.12. Obstrucción por aire de un filtro
En ambos casos al lavar el lecho y luego iniciar la operación de filtrado, el material no removido queda atrapado entre los granos del medio y al progresar la carrera de filtración se compacta, con lo que la superficie del filtro desciende lentamente, como lo muestra la figura IX-13, y las áreas más obstruidas, generalmente alrededor de las paredes, se desprenden dejando una grieta entre ellas y la arena. En casos de serio deterioro, estas grietas pueden llegar hasta la grava y todo el medio granular llenarse de "bolas de barro" que disminuyen el área de paso del flujo. Este fenómeno se presenta paulatinamente: primero se llenan las cavidades dentro del lecho, al no ser removido este material se compacta y una cavidad se une con otra, .hasta formar bolas relativamente grandes. En estas condiciones, el filtro deja de ser útil como proceso de tratamiento y debe ser reconstruido totalmente. Para evitar que esto ocurra con frecuencia, lo que suele ser muy gravoso para la operación del sistema, el lavado debe hacerse con sumo cuidado. La mayor dificultad radica en poder producir una uniforme distribución del flujo ascendente.
464
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
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Bolo de borro '11
•
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Fig. IX.13. Contracción del lecho filtrante y formación de bolas de barro debidas a un lavado deficiente
Este es un problema que está aún por resolverse. Inicialmente se usaron lechos de grava poco profundos de 15 a 20 cm, y se colocaba una malla metálica entre la gravilla y la arena para evitar que aquélla se desplace durante el lavado, como lo muestra la figura IX-14. Esta malla no resultó ser útil, pues rápidamente se destruía. Se pensó entonces en aumentar la profundidad de la grava hasta 45 cm y suprimir la malla.
1-
12 ..
Fig. IX.14. Falso fondo con malla (1913)
Tal solución si bien por lo común funciona, no deja de ocasionar problemas, pues en la superficie de contacto entre la gravilla de 2.38- 4.76 mm (que no se expande) y la arena, por lo general no mayor de 1 mm (que se expande), se establece durante el lavado un régimen turbulento, en que el flujo en lugar de ascender uniformemente, como sería de esperarse, es proyectado hacia arriba por los poros de la grava en forma de chorros a alta velocidad, que lentamente van desplazando, primero la grava fina y luego la grava de soporte, abriendo huecos que se llenan de arena que se cuela por los drenes y se sale. Con el tiempo el lecho
465
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
de grava se vuelve ondulado y aún se invierten parcialmente las capas. La figura IX -15 trata de describir el fenómeno en su iniciación. Cuando esto sucede, la superficie del lecho filtrante se ve dispareja, con hondonadas y montículos. señal de que se han producido fallas en el sistema de soporte de la arena, ya sea debidas a fenómenos hidráulicos como los descritos, o a rupturas en los drenes.
lONA Of: BAJA
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TAMAÑO NATURAL
Fig. IX.15. Iniciación de un chorro de arena en el lavado de un filtro rápido
466
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Modalidades del lavado de filtros Como se ve por la Tabla IX -8 existen diversas maneras de ejecutar el lavado que se aplica según el tipo del medio filtrante empleado. En general con arena fina sola (T. E. = 0.45 a O. 55 mm) o arena fina y antracita (T.E. - 0.8 - 1.2 mm) se deben usar exclusivamente lavados con agua tanto ascendentes como auxiliares y si se usa aire éste debe emplearse únicamente en la primera fase del lavado (1 a 3 min. iniciales). El aire debe suspenderse antes de inyectar el agua por los drenes. Los medios de arena gruesos, (T.E. = 0.8 a 1.2 mm) en cambio, cuando se les lava con velocidades bajas (0.30 a 0.55 m/min) requieren necesariamente del aire para complementar su limpieza, ya se use este simultáneamente con el flujo ascendente o separadamente: primero aire solo (sin agua) durante 1 a 3 min iniciales y luego retrolavado con velocidades de 0.30 a 0.55 m/min. Es preferible, empero, utilizar agua con alta velocidad (O. 6 a l. 20 m/min) en la segunda fase para asegurar una mas completa extracción del lodo desprendido de los granos durante la primera fase. Tabla IX.8. Modalidades del lavado de filtros Lavado ascendente con agua Tipo
Descripción
Agitación Auxiliar Tipo
De alta velocidad Se usa velocidad (0.60a 1.20 constante durante m/min) el lavado con fluidificación de todas las capas del medio filtrante y estratificación de partículas.
Sin agitación auxiliar .. Con agua.
De baja velocidad Velocidad (0.25 a 0.45 constante durante m/min) el lavado sin fluidificación de partículas. ' Velocidad inicial más baja durante la primera fase del lavado que durante la segunda sin fluidización en ambas. De baja velocidad Velocidad baja seguida de alta ve- durante la locidad (0.25 a primera fase de 0.30 + 0.60 a lavado sin 1.0 m/min) fluidificación y alta durante la segunda con fluidificación de 1partículas.
Con aire.
Con aire.
Con aire.
Con aire.
Descripción
Medio filtrante con que se una este lavado
Se usa lavado ascendente solo. - Con chorros fijos. - Con chorros rotatorios. Aire sin flujo ascendente primero y agua sola después. Aire primero separadamente del flujo ascendente que se inyecta después. Aire simultáneamente con el agua primero y luego agua sola a una rata mayor.
Arena fina sola arena y antracita. Arena fina sola arena y antracita.
Aire simultáneamente con un flujo ascendente bajo primero y agua sola con alta velocidad después.
Arena gruesa sola.
Arena fina sola arena y antracita.
Arena gruesa sola.
Arena gruesa sola.
*Nota: por arena fina se entiende la de un T.E. =0.45 a 0.55 mm y arena gruesa la de un T.E. = 0.8 a 1.2 mm.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
467
Lavado ascendente con agua Según la magnitud de la velocidad ascendente de lavado, el lecho filtrante puede tener: l. Todas sus partículas fluidificadas, lo que llamaremos alta velocidad de lavado. 2. Las partículas más finas fluidificadas pero no las más gruesas, que llamaremos velocidad intermedia de lavado. 3. Ninguna fluidificación de casi la totalidad del lecho filtrante salvo las capas muy superficiales, lo que llamaremos baja velociad de lavado. Son estos los tres sistemas posibles de lavado ascendente de un filtro: .1. En el primer caso (alta velocidad de lavado), la velocidad de flujo debe
calcularse para que sea capaz de iniciar la fluidificación de la partícula más gruesa, esto es las de 1.0 a 1.2 mm de diámetro de arena, o de 2.0 a 2.8 de antracita, dejando que se axpanda libremente las más fmas, lo que se logra con velocidades entre 55 y 75 cm/min. En estas condiciones las porosidades de las capas superiores de 0.5-0.6 mm de diámetro alcanzan valores entre O. 6 y O. 65 con exp~siones de un 50% a 70% y gradientes de velocidad entre 290 y 31 O s- , ligeramente menores al óptimo de alrededor de 320 s- 1. Las capas inferiores en cambio, a pesar de que su expansión es muy baja, alcanzan por su mayor peso, gra:~ientes más elevados que las capas superiores, con valores de 375 a 420 s- , que están ~poco más alejadas del valor óptimo para ellas que es alrededor de 470 s- , pero que son suficientes. Cuando se usa alta velocidad de lavado, no es conveniente, al contrario de lo que se ha venido sosteniendo durante los últimos treinta años, aumentar dicha velocidad en el caso de que suba la temperatura del agua para mantener la misma expansión del lecho, pues lo que debe tenerse en cuenta es el gradiente de velocidad y éste aumenta con la temperatura, en forma siginificativa. Es definitivamente más eficiente lavar con agua caliente que con agua fría. 2. En el segundo caso (velocidad intermedia de lavado) el ílujo ascendente se calcula como para que las capas superiores de 0.5-0.6 mm de diámetro se expandan entre un 20% y un 40% aunque las más pesadas del fondo no sufran expansión alguna, lo que se consigue con velocidades entre 40 y 55 cm/min. En este caso las porosidades de las capas superiores alcanzan valores ·entre el O55 y el O. 60 con gradientes de velocidad de alrededor de 270 s- 1, resultado no muy diferente al que se obtienen con velocidades mayores. Las capas de arena del fondo de 0.9 a 1.2 mm de diámetro, no se expanden en absoluto, pero alcanzan gradientes entre 330 y 375 s- . Con este método al igual que con el anterior, aumentar el flujo para compensar la menor expansión del lecho cuando la temperatura del agua sube, no parece estar teóricamente justificado. 3. En el tercer caso (baja velocidad de lavado), la expansión es nula en las capas inferiores y muy pequeña (5 a 15%) en las superiores. Esto se debe al uso de: (a) granos fmos en la capa superior de 0.5-0.6 mm y velocidades de lavado de 25 a 30 crnlmin y (b) a lechos de granos gruesos y uniformes de 0.7 a 1.2 mm de diámetro y velocidades de 45 a 55 cm/min. En yl sistema "a" los gradientes de velocidad son bajQs, de alrededor de 250 s- , tanto para los granos gruesos como para los fmos. ~n el sistema "b" los gradientes son mucho más altos, mayores de 350 s- , aún para las capas ,- superiores, lo que no se puede conseguir cuando se emplean lechos de arena de menor tamaño. Cuando no existe expansión, si aumenta la velocidad de
468
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
lavado, aumenta el gradiente de velocidad hasta un máximo que es cuando el lecho todo se fluidifica. En todos los tres métodos descritos, sin embargo, los gradientes de velocidad son relativamente pequeños y es necesario, frecuentemente por eso, aumentarlos, introduciendo sistemas auxiliares tales como: l. Lavado superficial con agua. 2. Lavado con aire. Estos sistemas utilizan una fuente de energía adicional de forma que la potencia disipada total es la misma de la potencia debida a la agitación auxiliar, mas la potencia debida al lavado ascendente, salvo en el caso en que se use consecutivamente primero lavado de aire y luego· con agua. En este caso el lavado con aire sirve para producir fricción entre los granos (pues no hay fluidificación del medio filtrante) y el lavado con agua para acarrear la película de lodo desprendida.
1. Lavado auxiliar con agua Es el sistema más corriente en América y puede hacerse de tres formas distintas: -Con brazos rotatorios superficiales. - Con rociadores fijos superficiales. - Con rociadores rotatorios subsuperficiales.
Brazos rotatorios superficiales Se colocan a unos 0.05 a 0.075 m de altura sobre la superficie del lecho filtrante y estan diseñados de tal forma que el par producido por los chorros que salen de los brazos en sentido opuesto es lo que los mueve. Requiere para trabajar una presión de 30 a 40 m y usan unos 30 a 80 llmin/m2 .
FLUJO-~-
Boquillo~ (frente )
Boqullloa (lodo opuesto)
Fig. IX.16. Brazos rotatorios para lavado superficial
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Sistema de lavado superficial fijo
Sistema de lavado con aire
469
470
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Para utilizarlos se vacía el filtro hasta dejar unos 30 cms de capa .de agua, y se inicia el lavado superficial, el cual se continúa por uno o varios minutos. Suspendido éste, se produce una expansión de un 15% a 25 %, para arrastrar todo el material que se ha desprendido en el proceso anterior. Este sistema tiene la ventaja de ser económico en el uso de agua, pues la aplica en forma concentrada solamente sobre el área por donde se desplazan los brazos. Rociadores fijos superficiales Los rociadores fijos, en cambio, aplican el flujo a toda la superficie del filtro simultáneamente. Consisten en una malla de tubos colocados a poca altura (5 a 10 cm) sobre el lecho y en las cuales se dejan boquillas u orificios pequeños, de manera que los chorros de agua puedan proyectarse directamente contra la capa superficial del medio filtrante. Se usan ratas de flujo de 80 a 160 l/min/m 2 con presiones de 15 a 30 m. Las presiones más altas se prefieren cuando existe tendencia a la formación de bolas de barro. Los tubos distribuidores de 1-1/2" a 3" se colocan con espaciamientos entre 60 y 90 cm. El número de orificios o boquillas por distribuidor se puede calcular a partir del flujo unitario, pero como mínimo debe haber uno cada 30 cm. Diseños como los incluidos en la Figura IX-17 han dado buenos resultados. Tapón Perforado
5 orificios de 1/4"
Sop:rte Tubo distribuidor de H.G. 0 3"
~
~ Tapón
o
2.5
L-.J__J
Espaciamiento entre niples
0.90 m
Niple de 1" Nivel de arena
9
15 cm
l
Tapón perforado
Fig. IX.17. Lavado superficial en la planta del distrito sur de Chicago (según Baylis)
Rociadores rotatorios subsuperficiales Estos rociadores se han venido utilizando en los Estados Unidos desde la introducción de los lechos de arena y antracita. Tienen dos brazos: uno en la superficie similar al tradicional y otro unos 0.30 m más profundo para lavar la interfase de los materiales filtrantes. El defecto de estos ~istemas es que con frecuencia suelen atascarse aunque producen una turbulencia adicional en profun-
1
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
471
di dad, debido tanto al agua como a la agitación mecánica que es de utilidad en la remoción de los lodos acumulados.
2. Lavado auxiliar con aire El lavado auxiliar con aire requiere de drenes especiales (que se describirán más adelante) y se lo usa con dos modalidades distintas: - Primero aire y luego retrolavado. - Retro lavado y aire simultáneamente. El primer sistema (frecuente en compañías inglesas) consiste en introducir por boquillas diseñadas al efecto, aire con velocidad de O. 3 a 0.45 m/min y en ocasiones hasta 0.6 m/min durante los primeros minutos de lavado (1 a 3) y luego flujo ascendente con velocidades de 0.3 m/min. En estas condiciones el lecho filtrante no se expande ni se estratifica y la agitación inicial se usa solo para frotar un grano con otro. Como se tarda un tiempo para suspender el aire e iniciar el retrolavado, las partículas removidas tienen en esta modalidad ocasión de volver a sedimentar, lo cual produce dificultades para mantener el lecho limpio. Este lavado se le utiliza para arena fina. En Norteamérica se emplea este mismo lavado pero con velocidades de aire más altas de 0.9 a 1.5 m/min y con el retrolavado subsiguiente, también, a mayor velocidad de 0.6 a 0.9 m/min, para inducir una limpieza mejor del lecho acompañada de estratificación. El segundo sistema que es el lavado con aire y agua simultáneamente se lo usa únicamente para arena gruesa (preferida en el continente europeo) en dos etapas: Una primera de 3-5 minen que se inyecta aire por las boquillas con velocidad de 0.6 a 1.2 m/min, conjuntamente con un flujo ascendente convelocidad de 0.25 m/min. Se suspende luego el aire y se aumenta la velocidad del retrolavado a 0.45 - O. 50 m/min. Como se trata de arena gruesa no hay estratificación. Otras compañias en cambio, usan arena super gruesa con tamaños de 2 a 3 mm y profundidades hasta de 1.80 m, emplean velocidades del aire mayores, de 1.8 a 2.4 m/min, y retrolavados de 0.25 a 0.3 m/min. El lavado simultáneo aire agua, es sin lugar a duda, el más eficiente, y con él rara vez se presentan bolas de lodo, aún con el filtrado de efluentes terciarios de aguas negras. Requieren, por otra parte, drenes más sofisticados, compresores de aire con sus correspondientes tuberías de distribución y no pueden emplearse para arena y antracita.
Métodos para aplicar el agua de lavado El flujo de lavado puede provenir de: l. Un tanque elevado. 2. Un sistema de bombeo. 3. Otros filtros trabajando en paralelo. 1. Tanque elevado En el primer caso debe construirse un tanque elevado que pueda -estar~ __(a) sobre una colina vecina, cuando la topografía lo permita, (b) sobre estructuras metálicas y (e) sobre el'edificio mismo de la planta.
472
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
En cualquiera de los tres casos, el tanque puede ser metálico o de concreto reforzado. La elección de uno u otro tipo debe hacerse en base a consideraciones económicas. Lo más barato es construir tanques de concreto sobre colinas adyacentes cuando esto es factible. Hay que tener en cuenta que el sitio donde se construye el tanque de lavado, debe quedar lo más próximo posible a los filtros, para evitar consumo exagerado de energía en el transporte del agua.
a. Capacidad del tanque La capacidad del tanque debe estar en función del número n de filtros y debe ser suficiente para lavar por lo menos dos unidades consecutivamente a la máxima rata especificada para el caso. Cuando se usa lavado superficial, ha y que tener en cuenta, también, el consumo de agua ocasionado por esta operación. Por tanto el volumen Ve del tanque podría calcularse así:
Ve
=A
( te qa +
tJ
q! )3 ..fn
Donde,
A = Area de filtro te = Tiempo de lavado superficial t! = Tiempo del lavado ascensional qa = Rata de flujo del lavado superficial q~ = Rata de flujo de lavado ascensional n = Número de filtros b. Llenado del tanque Para llenar el tanque es necesario un equipo de bombeo, con sistema de arranque y parada automática. La capacidad del equipo qb debe ser igual a:
v,
qb = tb ·En donde tb es el tiempo en que se quiere bombear el volumen Ve . Este tiempo depende del número de lavados que se quiera realizar por día. La Tabla IX-9 presenta el criterio sugerido por Azevedo Netto: Tabla IX.9. Tiempo de llenado del tanque de agua de lavado
Número de Filtros
Número de Lavadas en 24 horas
Factor de Seguridad
3 3.0 8 6 4 2.5 12 2 2.0 24 1.5 1 Más de 24 Se recomienda un estudio económico.
Frecuencia de Lava4o
Tiempo de Llenado t
2 h. 40 min. 1 h. 36 min. 1 h. 40 min.
150 min. 90 inin. 60min. 40min.
La potencia de las bombas depende de la altura a la que ·hay que· coloca!' el tanque sobre el nivel del lecho filtrante. Esta se suele calcular teniendo en cuenta
473
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
que, descontadas todas las pérdidas de carga producidas por fricción en los tubos y accesorios que queden desde el tanque hasta los drenes del filtro, la presión remanente a la entrada de éstos no sea inferior a 4 m. Cuando se conoce la pérdida de carga producida en ellos y las características de la arena, se puede colocar el tanque a una altura tal que el agua pueda llegar hasta la canaleta de lavado con el caudal de diseño. Por lo general el cálculo se hace al revés, partiendo de la cota de la canaleta de lavado a la que se le van sumando las pérdidas producidas por: a. Lecho filtrante expandido h¡. Aproximadamente: Para arena: ht = 0.9 x espesor del lecho. Para antracita: h¡ =.0.25 x espesor del lecho. b. Pérdida de carga en la grava (ver tabla IX-10). c. Pérdida de carga en los drenes (según diseño, ver última parte de este capítulo). d. Pérdida de carga por tuberías y accesorios (ver Tabla IX-11). e. Pérdida de carga por sistema de control de rata de lavado (según especificación de los fabricantes). Tabla IX-lO Pérdida de carga en un lecho completo de grava (Según G.G. Dixon)
VaL h~-=3 Va = velocidad ascencional, mlmin L = altura del lecho en m h¡ = pérdida de carga, m Altura Total def Lecho (m) 0.30 0.35 0.40 0.45 0.50 0.55
0.60 m/min
Velocidad Ascencional del a2ua m/min 0.70 0.80
0.90
hr =
hr =
hr =
hr =
0.06 0.07 0.08 0.09 0.10 0.11
0.07 0.08 0.09 0.11 0.12 0.13
0.08 0.09 0.11 0.12 0.13 0.15
0.09 0.11 0.12 0.14 0.15 0.17
Tabla IX.ll. Pérdida de carga en tuberías y accesorios (según Azevedo Netto) (metros)
K
2.40
2.60
Velocidad m/s 2.80 3.00 3.20
3.40
hr = hr = hr = hr = hr = hr Canm cinética v2/2f!. Entrada en tubos Codo 90° Codo 45° Válvula de comouerta abierta Controlador de fluio Válvula de marioosa abierta Te paso directo Te, salida lateral
1.0 0.50 0.40 0.20 0.20 0.50 0.25 0.60 1.30
0.30 0.15 0.12 0.06 0.06 0.75 0.08 0.18 0.39
0.35 0.18 0.14 0.07 0.07 0.87 0.09 0.21 0.46
0.40 0.20 0.16 0.08 0./08 1.00 0.10 0.24 0.52
0.46 0.23 0.18 0.09 0.09 1.15 0.12 0.28 0.60
0.53 0.27 0.21 0.11 0.11 1.32 0.13 0.32 0.69
=
0.59 0.30 0.24 0.12 0.12 1.48 0.15 0.35 0.77
3.60
hr
=
0.66 0.33 0.26 0.13 0.13 1.65 0.17 0.40 0.86
474
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Controlador de flujo
2. Lavado con bomba Si se lava por inyección directa con bombas, éstas suelen ser de gran capacidad y baja presión y no debe especificarse menos de dos unidades. La carga hidráulica total de las bombas puede calcularse en la misma forma en que se calcula la altura del tanque de lavado. Las bombas toman el flujo de distribución, o de aguas claras. La selección entre lavado por tanque elevado o por bomba, debe depender de consideraciones económicas y de operación. En plantas pequeñas cuando se lava con bomba, al depósito de agua filtrada hay que dejarle la capacidad adicional necesaria para que no disminuya la reserva de la ciudad cada vez que se lave un filtro. Cuando se usa lavado con aire, debe conseguirse también un compresor con o sin tanque de almacenamiento. La capacidad debe ser suficiente para lavar un filtro con aire aplicado a las ratas especificadas, y a una presión un poco superior a la profundidad del agua sobre el sistema de distribución de aire, más la fricción de las tuberías, cuando trabajan a velocidades de 1O m/s.
3. Lavado con flujo proveniente de las otras unidades El lavado de los filtros por este sistema ha sido practicado en Australia desde hace bastante tiempo y posteriormente usado con éxito en los filtros Greenleaf. Se basa en el hecho de que si se deja la salida del afluente a un nivel mayor que la de la canaleta de lavado, y se interconectan los filtros, al abrir la válvula de drenaje, el nivel en la caja de la unidad que se quiere lavar desciende, con lo que se establece una carga hidráulica h1 (ver figura IX-18) que invie11e el sentido del flujo en el lecho filtrante y efectúa el lavado. Cuando se llega a la máxima pérdida de carga permisible por filtración hf, el nivel de agua sube hasta la cota N, y es necesario lavar un filtro, para lo cual se abre la válvula o compuerta A, de modo que el nivel en él descienda rápidamente.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
475
En esas condiciones se establece una carga negativa hL y el flujo se invierte. Para que esto se~ posible, el gasto de todas las unidades debe ser por lo menos igual al necesario para lavar una. De lo contl#mo el nivel en el canal B descendería y la presión de lavado hL podría ser insuficiente. Por lo general debe haber un mínimo de cuatro unidades.
Canal ~
Of'!Ga
c:lorm
YÓaimo ninl del ovuo
N
VÓlvulo
Falso foftdo comÚft
Fig. IX.18. Lavado de un filtro con el flujo de las otras unidades
El valor necesario de hL para producir una determinada expansión es función de: l. Pérdida de carga en los drenes. 2.Pérdida de carga para mantener el medio granular suspendido. Si se diseña adecuadamente el sistema de drenaje, se puede conseguir pérdidas por fricción de sólo 20-30 cm. El uso de sistemas de drenaje patentado, por lo general, produce pérdidas mucho mayores, por cuanto están diseñados para compensar la alta velocidad de entrada a través del tubo efluente, con la alta pérdida de carga en los orificios que distribuyen el flujo de manera uniforme en toda el área del filtro. Interconectando los drenes, esto no es necesario, ya que se puede disminuir casi completamente la velocidad de entrada del flujo de lavado, lo que permite trabajar con bajas pérdidas de carga en los orificios distribuidores del fondo. La pérdida de carga para mantener el medio suspendido es de sólo 35-50 cm, cuando se usa arena y antracita. Por tanto, la pérdida de carga total para lavar un filtro por este sistema es de sólo 55 a 130 cm, lo que permite la construcción de estructuras sólo ligeramente más profundas que las convencionales. Son las pérdidas por fricción en los conductos las que causan la sobreelevación de los tanques de lavado y el consiguiente desperdicio de energía. Este sistema de lavado tiene las siguientes ventajas: a. La expansión del lecho se inicia lentamente. Al ir descendiendo el nivel de agua por debajo del vertedero de salida general I, la velocidad del tlujo ascendente va aumentando con el tiempo. b. No se requiere equipo mecánico, ni tanque elevado, ni controlador de rata de lavado. c. Se necesita un mínimo de válvulas y tuberías.
476
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Lavado Continuo Son unidades de filtración diseñadas por casas fabricantes comerciales, cuyo lavado se realiza en forma continua, manteniendo en circulación parte del lecho filtrante por medio de un sistema de aire comprimido que en forma permanente extrae material del fondo del filtro, lo eleva por el tubo central hasta un aparato lavador que separa el lodo de la arena, de donde ésta regresa, ya limpia, a distribuirse sobre la superflcie del medio filtrante mientras el lodo, por su parte, escurre por un tubo hacia el desagüe. La cantidad de arena que se requiere recircular depende de la carrera de filtración promedio que se espera, la cual puede estimarse en 24 a 48 horas. Dividiendo el volumen del material filtrante V entre el número de horas t que se requieren para lavar la totalidad de los granos (VIt), se obtiene el flujo de material de recirculación que debe mover el sistema de aire comprimido. Este trabajo puede hacerse también con agua, utilizando eyectores que succionen la arena del fondo, la limpien y la dejen caer luego sobre la superficie en forma continua. La mayor dificultad en el diseño de estas unidades es darle una configuración adecuada al lavador de arena, para que elimine en forma eficiente el lodo depositado en los granos y lo separe de éstos. Pueden utilizarse diferentes alternativas, como pequeños hidrociclones, cribas o chorros de agua, o una mezcla de tales sistemas. Cabe advertir que la filtración con lavado continuo sólo se ha utilizado para unidades de tamaño medio o reducido, debido a la dificultad para esparcir el medio granular en la superficie del filtro. VERTEDERO DE EXCESOS
DRENAJE AGUA FILTRADA ENTRADA AGUA CRUDA
AGUA FILTRADA
TUBO SUCCION DE LA ARENA CON AIRE
Fig. IX.18a. Filtro de lavado continuo
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
477
SISTEMAS DE RECOLECCION DEL AGUA DE LAVADO Para recoger el flujo ascendente durante el lavado, debe diseñarse un sistema_ de recolección. Este sistema puede consistir de: (a) un cánal principal y canaletas laterales, (b) Un canal principal solo, sistema muy utilizado en Europa y que disminuye la altura de la caja del filtro. En el primer caso, el canal principal puede .colocarse al centro o a un lado con las canaletas desaguando en él (ver figura IX- 19(a)). Conol Principal ~
Canollltaa 1
Canal Pr iRCipal '\
Canohrt~
~---~\: - - - - - - - i ! \
o ) Sisft>mo dt> canal prmcipol y canaletos
Canaletos
\
' o
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...
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Canaletos
\
Q.
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A:
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J.r.,_
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Canal dt> Re bow
\ ..
b)
. ·.····."':·.·· .·· ..
S1stema de canal prrncipql solo
Canal de Rebolltt
-r-
Fig. IX.19. Sistema de recolección del agua de lavado
478
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Se acostumbra dejarles a las canaletas una pendiente del 2 al 5 % en el fondo ayudar al transporte del material sedimentable. La distancia entre bordes adyacentes no se hace mayor de 2 m para distribuir mejor el flujo y de l. Om entre los bordes y las paredes del filtro. Las formas de las canaletas varían según el material de que están hechas y la longitud. La figura IX-20 presenta algunos esquemas.
Pé\~a
Fig. IX.20. Diferentes secciones de canaletas de lavado
En el segundo caso, el borde del canal se utiliza para el rebose del agua, y el filtro se diseña alargado de modo que no haya ningún punto de la superficie filtrante que quede horizontalmente a más de 3.0 m de la cresta del vertedero (ver figura IX-19(b)). Los méritos relativos entre uno y otro sistema no están bien determinados. La ausencia de canaletas laterales presenta sus ventajas, pues se evitan las obstrucciones creadas por éstas, pero en cambio, por lo general se incrementa la distancia media que las partículas tienen que recorrer para llegar hasta el vertedero de salida. El número y tamaño de las canaletas depende de la capacidad del filtro y de la rata de lavado que se le quiere aplicar. Por lo general se calculan para 20 a 40 %más del gasto teóricamente necesario. Existen gran variedad de fórmulas para estimar el caudal. Camp halló la siguiente expresión:
Donde,
Q = Gasto dado por la caiUlleta, en m3/min W =Ancho de la caiUlleta, en m h0 = Máximo nivel de agua en la canaleta, en m Esta fórmula se aplica cuando la descarga de la canaleta es libre. Cuando las secciones de las canaletas no son rectangulares, se puede emplear esta misma fórmula y calcular las secciones de área equivalente. _ La altura desde la superficie del lecho hasta el plano de rebose debe ser igual a la expansión máxima del lecho (20% - 50%) Fig. IX.21 Más un borde libre no menor al valor H total de la canaleta, para evitar que se pierda el medio filtrante durante el lavado. Esta altura varía por eso entre 40 cm y 7 5 cm con tendencia a 60 cm. Los valores más bajos se prefieren para lavados con aire y agua.
T
TEORIA Y PRACTICA DE LA PORIFICACION DEL AGUA
479
Ejemplo: Urrfiltro tiene una capacidad de 2, 400 m3Id fa, trabajando con rata normal y va a· ser lavado con O, 8 mlmin. Se desea conocer la sección y dimensiones del filtro y las canaletas de lavado, y la altura de ellas sobre la arena, si el lecho filtrante tiene 70 cm de profundidad y se lo quiere expandir como máximo un 50%. (a) Area del filtro: 2400 117.5
= 20.4 m2
(b) Dimensiones: 4 x 5 m (e) Gasto de lavado: Q = 0.8 x 20 = 16m3lmin más 30% 16x 1.30 = 20.8 m3/min Si ponemos dos canaletas rectangulares el gasto por canaleta será: Q = 20 ·8 r= 10.4 m3/min 2
Para h0
= 40 cm
W=--1-0_.4__ 0.825 X 40¡12
1-
~
·.
··.:: ·._ .. . . ··. .. . . . .
." . : Lite he
= 50.5 cm
4.00111ft .
.
,
...
:·_._.filtraRte ·:: ·... -· .·• ·.·· ..... " . :.· .. ,· ....... ·.. _: ... .'. ·.. : Fig. IX.22. Ejemplo de cálculo
En planta las canaletas quedarían como indica el esquema. (d) Altura sobre el lecho: Para expansión de 50% el lecho alcanzará 70 x 0.5 = 35 cm Altura total 35 + 40 = 75 cm. Desde la supeljicie del lecho hasta el borde de la canaleta.
480
DISEÑO DE UNIDADES DE ALTRACION
SISTEMAS DE DRENAJE El objeto de los drenes que se colocan en el fondo del filtro es doble: 1. Recolectar y extraer el agua filtrada. 2. Distribuir uniformemente el agua de lavado ~n el lecho filtrante y el .aire cuando este se usa. Cuando los drenes están mal diseñados y no distribuyen uniformemente el agua de lavado, desestratifican la grava causando pérdidas del medio granular y deficiente limpieza de los granos. Los sistemas de drenajes podríamos clasificarlos en tres tipos, así: Tipo
Clase o Nombre
Se usa para:
Tuberías perforadas
Para trabajo con grava Bloques Wagner Boquillas Patterson-Candv
Agua sola (alta rata) Agua sola (alta rata) Agua y aire (baja rata)
Falsos fondos
Fondo Weeler Fondo Leopold (cerámico) Fondo Leopold (plástico) Boquillas Prefabricados
Agua sola (alta rata) Agua sola (alta rata) Agua y aire (alta rata) Agua y aire (baja, alta rata, según diseño) Agua o agua y aire (a~ta rata)
Bloques carborundum Concreto poroso
Agua sola (alta rata) Agua o agua y aire (alta rata)
Placas porosas
Aunque el cuadro anterior no. incluye todos los sistemas, vamos a estudiar los enumerados a título de ejemplo.
Tuberías perforadas para trabajo con grava: Es el sistema más antiguo de drenaje de los filtros. En la actualidad se lo puede fabricar en tubería de plástico para evitar la corrosión. Principal
3/16 m
O
3/32
11
3/8" o 3/16"
Loterolct'l
PRINCIPAL
Y LATERALES
Detalle perforación latwroln
Fig. IX.23. Principal y laterales
Consiste en una tubería principal o matriz, a lado y lado de la cual se le pegan una serie de tubos laterales perforados. La superficie total de los orificios debe ser del 0.2 al 0.33 % del área filtrante y el diámetro de cada uno varía entre 6.5 y 15.8 mm, colücados a distancias entre 7.5 y 25 cm unos de otros. La distancia entre laterales es de 20 a 30 cm centro a centro y las perforaciones forman 30 a
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
481
lado y lado de la vertical. La altura de los tubos sobre el fondo del filtro debe ser de 3. 5 cm. La relación de longitud de los laterales a su diámetro no debe exceder de 60. Por eso para una longitud de 1.0 m se usa
Orificios
orificios cms
nun
pulg.
6.3 9.5 12.7 15.8
114 3/8 1/2 5/8
Espaciamiento entre laterales 'eje a eje) 20cm 25 cm 30 cm
Distancia entre
7.5 15.0 20.0 25.0
No. de orificios
Gasto por orificio
Pérdida de carga
No. de orificios
Gasto por orificio
Pérdida de carga
No. de orificios
Gasto por orificio
Pérdida de carga
(rn2)
(1/s)
(m)
(m2)
(l/s)
(m)
(rn2)
(l/s)
(m)
66 33 25
0.23 0.46 0.60
2.6 2.1 1.3
53 26 20
0.28 0.58 0.75
3.8 3.4 1.8
44 20 16 13
0.34 0.75 0.94 1.15
6.0 6.0 2.8 1.6
Tabla IX.13. Datos de diseño de la tubería principal de un dren para filtro (según Azevedo Netto)
Area de los Filt~s (m
Gasto Máximo de Lavado 1/s
2.5 5.0 7.5 10.0 15.0 20.0 25.0 30.0 35.0 40.0 45.0 50.0
38 75 113 150 225 300 375 450 525 600 675 750
Diámetro 1
mm 200 250 300 350 450 500 550 600 700 800 800 800
pulg. 8 10 12 14 18 20 22 24 28 32 32 32
Ar~
Velocidades en el tubo (m/s)
0.031 0.049 0.071 0.096 0.159 0.196 0.238 0.283 0.385 0.503 0.503 0.503
1.21 1.52 1.60 1.55 1.41 1.52 1.58 1.59 1.43 1.19 1.34 1.49
(m
Tuberías perforadas para trabajo con bloques y grava El más conocido de estos sistemas es el llamado bloque de Wagneé. Este tipo de bloque es fabricado con concreto en varias dimensiones, para ser intercalados 4 Los bloques Wagner son patente de lnfilco Inc.
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
482
entre los laterales como indica la figura IX-24. El tamaño más J?equeño es el de 10-3/8" x 9-5/8" que pesa 10 kilos por unidad. Se puede fundir en el sitio. El objeto de los bloques Wagner es el de reemplazar el tipo de grava gruesa (2" a 3/4") y producir una más eficiente distribución de los chorros de agua proveniente de los laterales durante el lavado. Este sistema no se puede usar para lavado con aire. .
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- .. .... .
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#·
••
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•••
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• ••
·.·· .... ·
...
Pri ncipo1 Bloque Wagner
Fig. IX.24. Fondo de tubería con bloques Wagner (Cortesía de Infilco Inc)
Boquillas plásticas Patterson Candy En un sistema de colector principal y laterales se puede colocar boquill~s plásticas cada 15 cm centro a centro, para que trabajen con aire o con aire y agua . Los tubos pueden ser de arcilla vitrificada o plásticos. Todos confluyen a un colector principal como indica la figura IX-25. Se usa para lavado de baja rata, primero aire y después agua. e e
o
'o
e
c..,.__.,.- Boquillas
o
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o
o
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o o
e
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Fig. IX.25. Sistema de tuberías y boquillas (cortesía de Patterson Candy lnc)
5
Este tipo de fondo es patente de Parterson Candy lnc.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
483
Fondo Weeler: El fondo Weeler6 ha venido instalándose desde 1913. Consiste en una losa de concreto fundida a 10-50 cm sobre el fondo del filtro, provista de orificios troncocónicos por donde pasa el agua. Existen dos tipos básicos: (a) con losas prefabricadas y (b) monolítico fundido en el sitio. El primero consiste en losas prefabricadas de concreto de O. 60 x O. 60 y O.1 Om de espesor, las cuales tienen 9 depresiones troncopiramidales de 15 x 15 cm, en las que van colocadas 5 esferas de porcelana de 1-1/2" de diámetro. Requiere los cuatro lechos convencionales de grava. Las losas se pueden colocar sobre soportes de concreto anclados en ellas de 10 a 50 cm de altura.
1 dt 3" Es faros
{
~----------------~~~-----------4-d~
10-50 cm.
Fig. IX.26. Fondo Wheeler (losas) 6 EL fondo Wheeler es patente de la compañía Builder Providence Inc.
484
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
El segundo modelo para fundir en el sitio se hace con moldes suministrados por la compañía y es en todo semejante al prefabricado, sólo que el espesor de la losa es de 7" (17 .6 cm) y las depresiones troncopiramidales son de 0.224 x 0.224 cm con 14 esferas de porcelana: 5 de 3" (7.5 cm) y 8 de 1-112" (3.8 cm). Se usa para lavado con agua a alta rata. No sirve para lavado con aire.
Fondo Leopold:
Fig. IX.26a. Fondo Wheeler (puede observarse el desgaste de las bolas por uso prolongado)
Existen dos tipos: El cerámico y el plástico. El plimero7 , ha venido instalándose desde 1926. Consiste en bloques de arcilla vitrificada refractada a la corrosión, de 11" (27 .9 cm) de ancho que están divididos en dos compartimientos: El inferior que sirve de conducto de distribución similar al sistema de principal y laterales, y el superior que se comunica con
99 orificios de 5/32" 0
.-:f-::-:-:.-:d ... .
..... ... ..... . .............. ... .. .. ........ ........... ........... .... .
Ü
PLANTA
CORTE
Fig. IX-27. Fondo Leopold (Cortesía de Leopold Co. Inc.)
7
El fondo Leopold es patente de F.B. Leopold Co., Inc., Zelienople, Pennsylvania (EE.UU).
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
485
el de abajo por un hueco de 1" (2.54 cm) de diámetro. En la cara que queda ~n contacto con la grava, hay 99 agujeros por bloque de 5/32", espaciados 3.1 cm centro a centro, que actúan a manera de criba para distribuir el agua de lavado. Con este tipo de drenes se puede disminuir el espesor de la grava dejando sólo los lechos más finos. Todas las filas de bloques se orientan a un conducto central de repartición. Los bloques se sientan sobre mortero. Al lado de cada fila se colocan varillas de 114" dejando 1" de holgura alrededor de cada pieza. El espacio se rellena con concreto o mortero, para hacer las uniones. Este fondo se usa exclusivamente para agua con alta rata. El segundo es el Leopold Plástico, de reciente introducción que se lo usa para aire y agua a alta rata con posibilidad de inyección simultánea de ambos fluidos. Su principio de funcionamiento es similar al de cerámica. Consiste en un elemento trapezoidal que divide en tres compartimientos la caja, cuyas dimensiones son: 10 5/8" (27 cm) por 12 11 (30.5 cm) y 3' (90 cm) de largo. El agua o el aire entran a Fig. IX.28. Fondos Leopold de plástico para la zona céntrica y pasan a los laagua y aire (Cortesía de Leopold Co. Inc.) dos, a través de orificios (pequeños para el aire en la parte superior y grandes para el agua en la inferior) desde donde asciende hacia las boquillas plásticas que se encuentran en la tapa superior del bloque. Estos fondos producen menos pérdida de carga que los cerámicos pero son mucho más costosos. En consecuencia solo se pueden usar cuando se requiere lavado con agua y aire. La pérdida de carga que producen los fondos Leopold se puede calcular con la siguiente fórmula:
En donde:
H
Pérdida de carga, en pulgadas Flujo de lavado, en gpm/p 2 K y M = Constantes cuyo valor es: Q
Longitud del lateral en pies
55
45
35
25
15
K (Plástico)
0.107
0.0989
0.100
0.0726
0.0651
K (Cerámica)
0.360
0.370
0.510
0.950
1.050
M (Plástico)
1.952
1.938
1.901
1.972
1.968
M (Cerámica)
1.850
1.730
1.550
1.300
1.2""
486
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Boquillas: Existe una gran variedad de boquillas, generahnente de plástico. Se colocan en el falso fondo del filtro según las instrucciones del fabricante. Se usan preferentemente para lavados con aire y agua y son por eso el sistema preferido por las compañías europeas. Producen altas pérdidas de carga y se las usa para baja rata, aunque las hay para alta rata. Las boquillas para baja rata no se las puede usar para alta rata porque producen unas pérdidas altísimas de carga. En algunas de ellas, como se ve en la ·figura IX-28. b, el aire hace bajar el nivel del agua en el falso fondo o los laterales y puede así penetrar por el orificio o ranura, dejado en el vástago. Cuando se lava con agua la misma boquilla sirve para distribuir el flujo. Muchas boquillas son especialmente diseñadas para reducir o evitar los lechos de grava. Las boquillas tienen el inconveniente de obstruirse con facilidad debido a incrustaciones que se producen con el tiempo y que bloquean ;as finas ranuras de distribución, lo cual induce su rotura con las consiguientes molestias para su reemplazo.
Fondos prefabricados
DEGREMONT
EIMCO
Se pueden también hacer fondos de concreto prefabricados para agua sola o para aire y agua, los primeros consisten en viguetas en forma de V invertidas, apoyadas a cada lado del filtro y atravesadas por segmentos de tubo o niples plásticos de 1/4" a 3/4" colocados cada 1O a 20 cm centro a centro. El espesor de las viguetas depende de la luz que haya que cubrir. La parte inferior de las pirámides se cierra con Fig. IX.28b. f\1odelos de boquillas mortero para conseguir que toda el agua salga por los niples y se proyecte sobre la grava gruesa de 2" (tres filas de 2" y uno encima de 1") lo cual debe en lo posible ser especiahnente seleccionada por su redondez y regularidad de forma. Bolas de vidrio porcelana o esferas plásticas rellenas con mortero 1: 1, podría también usarse ventajosamente cuando se obtienen a un precio razonable. Según el espacimiento entre orificios se produce más o menos pérdida de carga, como lo muestran las curvas de la figura IX- 29, obtenidas en el laboratorio Nacional de Hidráulica de Lima, Perú. Los prefabricados para aire y agua consisten en viguetas con boquillas hechas con niples de 1" de diámetro de PVC provistos de un tapón hembra en uno de sus extremos, el cual lleva dos o cuatro perforaciones de 1/4". El aire entra por la ranura de 1 mm de ancho practicada en su extremos inferior y el agua a través de los niples para ser distribuida por los orificios del tapón. Conviene dejar bajo las viguetas un anillo de tuberías perforadas para introducción ,del aire. El cálculo ~e pérdidas de carga debe ser hecho en forma cuidadosa. Este sistema de drenaje se· usa para baja pérdida de carga y alta rata de lavado.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
487
30 cm'l
Nlpln de 1' o 1/2"
codo 15 cm c/c
"'""' /======¡t====ll~~
Refuerzo
Ehtmvmo pr!l'fobricodo
•... a: ..
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Fig. IX.29. Falso fondo con viguetas prefabricadas
Tanto las viquetas para lavado con agua de alta velocidad como para lavado con aire y agua, se deben utilizar exclusivamente para baja pérdida de carga debido
488
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
a que no van ancladas a las paredes del filtro. Nunca se deben usar viguetas para lavado con bomba o con tanque elevado, porque la presión las puede descolocar, a no ser que se tomen precauciones_ especiales. (Véase la figura IX-30). o
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Fig. IX.30. Sistema de drenaje prefabricado para aire y agua
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
489
Placas porosas
Las hay de dos tipos: Las Carborundum y las de concreto poroso. Las placas carborundum son bloques prefabricados con granos relativamente grandes de óxido de aluminio, mezclados con cerámica y fundidos a 1200 C. Dichas placas que vienen utilizándose desde 1934 se pueden obtener en varias dimensiones (la más común es de 30 x 30 cm) y se colocan sobre soportes metálicos o de concreto a una altura de 20 a 60 cm, como indica la figura IX-31. Como la porosidad de las placas es similar a la de la arena torpedo, no es necesario usar grava, lo que evita la desestratificación de los lechos de soporte y la consiguiente pérdida del medio filtrante. Su principal desventaja es su fragilidad y la posibilidad de obstrucción de los poros con el tiempo, lo que ha sido su principal inconveniente, motivo por el cual poco se usan en la actualidad. Estos sistemas de drenaje se usan sólo para lavado con agua de alta velocidad.
o) Sistema de tre¡ soportes
.b l Soportes en vigas de concreto
Fig. IX.31. Falso fondo con placas porosas (Cortesía de Carborundum Co.)
Las placas de concreto poroso son, en cambio, una solución alternativa. Consisten en lozetas prefabricadas de concreto hechas con grava de 1/4" a 1/8" y cemento.Portland, sin arena ni finos de ningún tipo. El espesor de las lozetas es de 4. 5 cm y si se fabrica adecuadamente producen pérdidas de carga inferiores a 6 cm para velocidades de flujo de O. 6 m/min. Para esto debe emplearse poca agua en el fraguado (mezcla seca) y evitar que en la formaleta se produzcan costras de cemento en la cara inferior de la lozeta, lo que los vuelve parcialmente impermeables.
490
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
La manufactura· debe ser realizada, por eso, con un estricto control de calidad. Como la permeabilidad de estos elementos es muy variable deben colocarse sobre placas sólidas de concreto reforzado, perforados con orificios de 1/2" que produzcan alrededor de O. 30 cm de pérdida por fricción como muestra la figura y que les sirvan de soporte, pues las lozetas no pueden resistir carga estructural.
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Fig. IX.32. Lozetas prefabricadas porosas
Siendo la pérdida en los orificios mucho más grande que en las lozetas porosas, la variacion en la permeabilidad no afecta mayormente la distribución del agua de lavado. Este sistema de drenaje se usa con solo 7. 5 cm de grava de 1!8 lo que disminuye la altura de la caja del filtro. No deben emplearse con aguas altamente corrosivas a no ser que se emplee para. su construcción cemento especial resistente al ataque por acidos. En los orificios pueden colocarse tubos de plástico de 1/2 con sus respectivos orificios, si se quieren usar para lavado con aire y agua. De lo contrario deben utilizarse para agua sola. 11
11
Hidráulica de la distribución del agua La teoría de los múltiples debe aplicarse al cálculo de los sistemas de drenaje en forma similar a la explicada para la extracción de lodos en los sedimentadores. La diferencia con dicho caso es que los drenes del filtro se diseñan no para succionar agua de manera uniforme por todos los orificios, sino para inyectar el flujo de lavado. La igualdad con la cual distribuyan dicho flujo va a depender de la velocidad y sección que se de al dueto distribuidor. Véase la figura IX-33. -
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Fig. IX.33. Presiones en un múltiple distribuidor de agua
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TEORIA Y PRACTICA DE LA
PU~IFICACION
DEL AGUA
491
Considerando una carga H sobre un múltiple en cada orificio distribuidor se cumplirá que: v2
H=h +- + hf 2g En donde, h =Altura piezométrica hasta donde teóricamente (excluída la resistencia del aire) subiría el chorro de agua si se los dejara fluir libremente v 212g = Carga de velocidad hf =Pérdida por fricción
Como a medida que va saliendo por los orificios los caudales q, q2 , q3 , qn , las velocidades v 1 , v 2 , v 3 , vn ... van a ir disminuyendo en el dueto, las alturas piezométricas h 1 , h2 , h 3 , hn ... van a ir aumentando en un valor de ó h 1 , ó h2 , ó h 3 , ó hn ... , a lo largo del múltiple. Esto implica que el gasto y la presión de salida en los orificios va a ser mayor en los del extremo opuesto a la entrada del flujo que en los del comienzo, a no ser que las pérdidas h y las cargas de velocidad v 212g se balanceen hasta producir una línea horizontal. Para solucionar este problema existena tres alternativas: a. Ir disminuyendo el diámetro de los orificios distribuidores a lo largo del múltiple. Lo que no siempre es práctico dado el gran número de orificios que hay en un sistema de drenaje de un filtro. b. Incrementar en tal forma las pérdidas de carga en los orificios distribuidores que las pérdidas por fricción en el dueto no tengan un influjo mayor en la equirepartición de los flujos· (Ver figura IX-34 (b)). O sea hacer: v2
h>>>- + hf 2g Esta es la solución adoptada en la mayoría de los drenes patentados que producen pérdidas de carga entre O. 90 y l. 80 m. En este caso el área total de los orificios debe ser del orden de O.4 el área del múltiple distribuidor. c. Disminuir la velocidad de transporte del agua en el dueto de tal manera que la carga de velocidad v 212g y" la fricción hfsean muy pequeñas, tanto que aunque las pérdidas en los orificios sean bajas (0.25 a 0.35 m) los h y las fricciones en el dueto sean poco significativas, con lo que se garantiza una relativa horizontalidad de la línea piezométtica. Este es el sistema utilizado en los filtros de lavado mutuo que deben trabajar con baja pérdida de carga durante el lavado para no aumentar la profundidad de la caja del filtro. (Ver figura IX-34 (e)) La correcta distribución del flujo ascendente es esencial para evitar el movimiento y la desestratificación de las gravas de soporte del lecho. Cuando estas se deplazan la arena se cuela por entre ellas y se pasa al dren lo que crea diversos inconvenientes que pueden conducir (según su cantidad) a la reconstrucción total del filtro.
492
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Plantas pilotos Dada la cantidad de variables que entran en juego al diseñar filtros con medios mezclados, resulta lo más aconsejable construir, cuando se pueda, estaciones pilotos para que trabav, jen en condiciones similares a las que se quiere que prevalezCASO b can en el prototipo. Tales estaciones experimentales permiten observar el comportamiento real del floc para diferentes combinaciones de v, medios filtrantes, y ofrecen la oportunidad de seleccionar el lecho que más se CASO e adapte a las condicioFig. IX.34. Soluciones a la mala distribución de caudales nes medias existentes en un múltiple en la planta. El diseño en base a, experimentos, será siempre preferible al diseño en base a especificaciones. Posteriormente se discutirá este punto con más detalle, pues la planta piloto puede ser también una fuente de error si no reproduce con fidelidad las condiciones de operación del prototipo.
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Fig. IX.35. Distribución de la presión en el dren de un filtro para diferentes velocidades en el tubo de entrada
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Fig. IX.36. Pérdida de carga producida por diferentes tipos de drenes para filtros
494
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
SISTEMAS DE CONTROL DE LOS FILTROS Los filtros rápidos, cualquiera sea su rata de flujo o medio filtrante que se use, requieren de algún sistema de control para regular la hidráulica del proceso. De lo contrario, al iniciar la operación con el filtro limpio dejando la válvula efluente abierta, se notará que todo el flujo que entra, sale y el nivel de agua en el filtro no se reestablece, sino que por el contrario, queda la superficie del lecho descubierta. A medida que progresa la carrera, sin embargo, la velocidad de filtración decrece lentamente y el nivel de agua en el filtro va subiendo, en proporción a la pérdida de carga que se produzca, hasta rebosado por completo si no se toman medidas a tiempo, lavando la unidad o cerrando el afluente. Para evitar este problema, tradicionalmente se ha colocado un controlador de rata de filtración. Otros prefieren dividir el flujo afluente en forma igual en todos los filtros y permitir que el nivel de agua varíe hasta llegar a un máximo, momento en el que se lav'!)á unidad (afluente igualmente distribuido). Ultimamente se ha sugerido dejar que la rata de filtración vaya declinando en el filtro, pero evitando que el medio filtrante quede al descubierto durante el inicio de la carrera (rata declinante). Esta puede ser continua o escalonada. Podríamos sintetizar la anterior discusión, así:
SISTEMAS DE CONTROL
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Control de entrada (vertederos, orificios) Control de Nivel
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Rata constante de filtración
La filtración puede hacerse como se dijo, manteniendo constante o declinante la velocidad de aproximación del flujo al lecho granular durante la carrera. En ambos casos el control de caudal puede hacerse a la entrada o a la salida del filtro de diferentes maneras. · El flujo constante, se obtiene: (a) Utilizando un dispositivo hidráulico a la entrada, tal como un vertedero o un orificio de descarga libre, que distribuya por partes iguales el caudal a cada unidad o (b) Introduciendo una válvula reguladora (controlador) en la tubería efluente que produzca una pérdida de carga turbulenta decreciente a medida que avanza la carrera, para compensar la pérdida laminar
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
495
creciente del lecho filtrante, manteniendo así la velocidad de filtración sin modificación mayor a través del tiempo.
Control de entrada - Afluente igualmente distribuido Un sistema muy simple de mantener el flujo constante en los filtros es regularlo a la entrada, colocando un orificio o vertedero que deje pasar un gasto constante (ver la figura IX- 37). El canal de alimentación debe ser especialmente diseñado, de manera que distribuya por partes iguales el caudal que transporta, entre todas las unidades. Para evitar que al inicio de la carrera de filtración, cuando la pérdida de carga es mínima, el filtro se vacíe y quede el lecho permanentemente expuesto al impacto del chorro de agua del afluente, puede diseñarse un pozo general de recolección de agua filtrada, con la salida en la parte superior, de modo que se conserve siempre sobre el filtro un nivel mínimo h. Lo mismo se puede conseguir dejando un vertedero individual a la salida del agua filtrada, o incorporando dicho vertedero en el tanque de almacenamiento o aguas claras como lo sugiere Cleasby.
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Fig. IX.37. Afluente igualmente distribuido
En filtros de este tipo el nivel de agua en la caja del filtro va aumentando con el tiempo desde (A) hasta (B), y el lavado se hace cuando llega a este límite, lo que hace innecesario el uso de medidores de pérdida de carga. El inconveniente de dicho sistema está en que, por tal motivo, el filtro resulta profundo, pues hay que dejar entre 1.40 a 2.40 m para variación del nivel del agua en la caja del filtro.
Control de salida con regulador de caudal Los controladores básicamente sonde dos clases: (a) los que regulan el efluente para mantener un flujo constante en él, independientemente de la pérdida de carga en el filtro, dentro de los límites de operación de éste; (b) los que regulan el nivel en el canal del afluente por medio de flotadores o sifones para que se mantenga sin mayores variaciones.
1. Control del gasto Para controlar el gasto dado por el tubo efluente del filtro, se inserta en él, un complejo sistema consistente en: (a) elemento primario, (b) Válvula de control,
496
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
(e) Medidor de flujo, (d) Unidad de control de la válvula y (e) Regulador de la rata de flujo, como lo indica la figura IX-38. Este sistema tiene las siguientes desventajas: a. Es bastante costoso y su operación y mantenimiento son difíciles. Pocas son las plantas de tratamiento que el autor ha vísitado cuyos controladores de flujo estén trabajando adecuadamente. b. Si la suma de los gastos dados para cada controlador es menor que el gasto total que entra a la planta, el flujo se regresa por el conducto de entrada,· sube el nivel en los filtros y se ahogan los vertederos de salida de los sedimentadores. Es conveniente por eso dejar un vertedero de excesos en el canal afluente. Este represamiento del flujo también se presenta cada vez que se lava un filtro. c. Las condiciones hidráulicas en el elemento primario son tales que el flujo en él no es constante sino que oscila permanentemente. Baylis, Hudson y otros autores han estudiado exhaustivamente este problema. Se consideró que oscilaciones mayores del2% de la pérdida de carga en el momento considerado, deterioran la calidad del agua filtrada. d. Al forzar el filtro a trabajar con una rata constante en especial al final de la carrera cuando los poros del lecho están obstruídos, suele producir ruptura de floc y paso de materia suspendida al efluente. La ventaja de controlar la rata de filtración está en la simplicidad de la operación hidráulica de la planta, pues cada filtro produce una misma cantidad de agua durante todo el período de servicio y se sabe por tanto el caudal que cada uno está dando en todo momento. En la actualidad existen controladores automáticos que se ajustan, sin intervención del operador a las variaciones de caudal de la planta.
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Medidor de flujo
VÓlvulo de control
Elemento Primario ___..,.~~~~~~~»o 1
Regulador de lo roto de flujo
Unidad de e ontrol ~lo válvula Fig. IX.38. Sistema típico de control de caudal del efluente
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
497
2. Control de nivel Las variaciones de la altura del agua, en una cámara especial o en la caja del filtro, pueden usarse para regular el caudaL Basta transmitir estas variaciones a un aparato hidráulico, que disminuya el paso del flujo si el nivel baja o lo aumente si sube,~para mantener aproximadamente un nivel constante. La regulación puede hacerse a!,ruas arriba (caja del filtro) o aguas abajo (caja de salida del agua filtrada). En el primer caso lo único que se garantiza es que el flujo que entra al filtro es igual al que sale de él. Pero si el afluente varía, sea porque se suspende una unidad para lavarla o porque el gasto se distribuye· desuniformemente entre todos, el efluente varía también. En este. sentido el control del nivel del agua en la caja del filtro, no es un sistema de regulación de la rata de filtración. Tampoco permite estimar el gasto a no ser que se inserte un orificio a la salida. El controlar, en cambio, aguas abajo el nivel, en una cámara especial provista de un vertedero, es sí un método de control del caudal del efluente y presenta las mismas ventajas y desventajas anotadas para el sistema descrito en el punto anterior. A título de ejemplo vamos a describir el controlador con sifón y el controlador con válvula de mariposa.
a. Controlador con sifón ~El
controlador por sifón consiste de dos cilindros concéntricos, el exterior cerrado en la parte de arriba y conectado a una válvula de admisión de aire que es accionada por un flotador. Al subir o bajar éste, permite la entrada de aire el cual es arrastrado por el flujo. Parte de él queda, sin embargo, retenido en la cúspide del sifón, incrementando la pérdida de carga y haciendo que hf + ho sea constante. En estas condiciones si el nivel de agua baja, la bolsa de aire se aumenta, cerrando el paso del flujo; y si sube, disminuye, permitiendo mayor caudal. La válvula de admisión de aire puede colocarse en la caja del filtro como en el caso (a) (figurá IX-39), o en un tanque aguas abajo como en el caso (b). En este caso, variando la longitud del vástago de la válvula, se puede cambiar la altura de la lámina de agua sobre el vertedero y modificar la rata de flujo. VÓlvulo IÑ' admisiÓn M oarw
VÓJ~ulo dt admisiÓn dll' oirfl'
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( b} Fig. IX.39. Sifón Neyrpic-Degremont
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
498
b. Controlador con válvula de mariposa La válvula de mariposa puede usarse con facilidad como regulador de caudal, transmitiendo con un sistema electrónico o de flotador los cambios de nivel del agua al vástago de operación, de modo que éste gire y permita mayor paso de flujo cuando el nivel tiende a subir y lo disminuya cuando tiende a bajar. Como en el caso de los sifones, el flotador puede colocarse en la caja del filtro (figura IX-40 (a)) o en un pozo aguas abajo, provisto de un vertedero (figura IX-40 (b)) para conservar la carga y el caudal constantes.
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( b) Fig. IX.40. Regulación por válvula de mariposa y flotador
Rata declinante Cuando la filtración se hace ~.;on rata declinante, el flujo afluente o efluente no 1 se regula sino que se deja que la velocidad de filtración tome el valor que! corresponde al estado de colmatación individual de cada lecho filtrante. E~ consecuencia, el flujo en cada unidad decrece con el tiempo sin perjuicio de que
499
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
el .caudal producido por todas las unidades sumadas se mantenga constante. La rata declinante puede ser continua o escalonada.
1. Rata declinante continua En este caso, el nivel y altura total H en el filtro se mantienen constantes mientras la rata de flujo disminuye en proporción al aumento de la pérdida de carga. Véase la figura IX- 41.
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Fig. IX.41. Comportamiento hidráulico de un filtro con rata declinante continua
Tratándose de una batería de varios filtros, en cada unidad el flujo que entra es igual al que sale pues no existe ningún proceso de embalse en la caja de los filtro, lo que hace que el nivel de filtración permanezca estático durante la carrera. Los filtros más sucios le transfieren la carga que no alcanza a filtrar a los más limpios, manteniendo un balance entre el flujo afluente y el efluente con que la batería está trabajando. Esto puede ocurrir sólo cuando no hay la menor variación ni en el caudal que entra a la planta ni en el número de unidades en servicio a través del tiempo, lo que no ocurre en la práctica. Una aproximación al sistema de rata declinante continua fué hecha por Hudson ( 1963), utilizando para ello una cámara de igualización, a donde lle ganlos efluentes de todos los filtros o un grupo de filtro y de donde se los bombea al tanque de agua clara. Todas las unidades descargan a un múltiple etluente y la presión en este múltiple controla la rata de flujo en la batería de filtros. Cuando la presión aumenta esta se disminuye y viceversa.
500
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Las bombas son de flujo variable, de forma de poder ajustar el gasto que entra con el que sale, conservando así un nivel estable y común en todas las unidades. Las plantas de tratamiento de Wayne Country, Paughkeepsie, Wyandotte, Michigan y Greensboro (E. U) son de este estilo y han venido operando correctamente. Muestran un incremento de flujo durante el lavado de cada unidad, como se ve en la figura IX-42, debido a que no tienen filtros de reserva que pueda entrar
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Fig. IX.42. Diagrama típico de funcionamiento de filtros de rata declinante continua en Greensboro N.C. (E.U.)
18
TEORlA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
501
en servicio en ese momento, pero se nota una disminución continua del flujo sin escalones.
2. Rata variable declinante escalonada La rata variable declinante escalonada tal como ha sido propuesta por Cleasby ( 1969), Arboleda (1974) y otros, es de simple aplicación tanto en sistemas construidos (el de la planta de tratamiento de Taipel descrito por Cleasby (1969)) como en proyectos del tipo de los que se están haciendo en la actualidad en América Latina. Una de las ventajas de este modo de control, es la de que permite notable simplificación de las galerías de conductos, abaratando asi considerablemente los costos de construcción y facilitando la operación de los filtros. El método consiste en permitir la variación libre del nivel del agua en el filtro, de tal manera que a medida que este se vaya colmatando, el nivel vaya ascendiendo hasta llegar al máximo permisible por la hidráulica de la planta. En ese momento se lava una unidad de la batería de filtros, con lo que el nivel desciende en todos ellos para volver a subir y así sucesivamente. En estas condiciones, la rata de flujo en cada unidad se torna escalonada, conservándose aproximadamente constante entre lavado y lavado de cada filtro pero bajando después de cada lavado. Para los efectos de este trabajo, vamos a definir como lQit[fera, el· tiempQ
~r:~~-ra~~~~~~~~~~l{~li~~j~~o~i~o~~'!~~~~~~g~~~~Q~~--
tañfuscíclosc-ua:nfos .filtró"s-hayiCéOnectados a la batería, en el supuesto de que todos se van lavando uno tras otro, cada vez que el nivel de agua en ellos llega al máximo permisible. Como el flujo que entra al filtro es ligeramente superior al que el sistema es capaz de evacuar, el excedente de agua se embalsa y va haciendo subir el nivel lentamente, manteniendo el flujo en cada unidad aproximadamente uniforme durante el ciclo, pues el aumento de nivel se compensa con el incremento de pérdida de carga en el lecho, en una forma similar a la que ocurre en los filtros de rata constante con flujo equirepartido entre las unidades por medio de vertederos de descarga libre. El proceso de embalse y por ende de subida del nivel, se hace más rápido cuando se suspende un ftltro para lavarlo, por cuanto los otros tienen que tomar la totalidad del caudal, lo que produce (Ver figura IX-43) una subida M 1 que induce un aumento de .flujo q1; pero tan pronto como se suspende el lavado y entra a operar la unidad limpia, el nivel baja en un valor MI y el flujo en AQ, por cuanto el filtro limpio descarga las demás unidades al tomar para si un mayor caudal. Cuando la rata declinante se usa simultáneamente con lavado mutuo (como se explicó antes) y se tiene un vertedero general de rebose del agua filtrada, no se produce este pico M 1 durante el lavado, por cuanto el tirante de agua en dicho vertedero desciende en ese momento, debido a que el flujo producido (o parte de él) se esta utilizando para lavar la unidad fuera de servicio. Las pérdidas de carga que regulan el comportamiento de los filtros, son de dos tipos: Pérdidas de carga laminares y pérdidas de carga turbulentas. Las primeras son las producidas en el medio filtrante, en donde durante la filtración, el número de Reynolds- se conserva inferior a 6 (valor límite de flujo laminar según Camp (1964)) en lechos granulares y que se pueden descomponer, para facilitar el cálculo, en pérdida de carga del lecho limpio (cuando se inicia la
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
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Fig. IX.43. Comportamiento hidráulico de un filtro de rata declinante escalonada
carrera), la cual es constante a través del tiempo y pérdida de carga por colmatación, producida por la fricción adicional que inducen las partículas que van siendo removidas del líquido durante la filtración, a medida que van llenando los poros del lecho filtrante, la cual es variable con el tiempo. La pérdida de carga turbulenta, en cambio, es la creada por todas las p·artes_ del filtro que trabaja con alto número de Reynolds, tales como drenes, tuberías, válvulas,. accesorios de tubería y vertederos efluentes, la cual no cambia durante
503
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
las carreras de filtración y el consumo de energía por fricción que ella produce es función directa del cuadrado de flujo. La magnitud de todas estas pérdidas, tanto laminares como turbulentas, hace que los niveles de agua en el filtro puedan situarse así: (Véase figuras IX -44 y IX-45).
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VARIACION DE NIVELES
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~ Nivel Canaleta de Lavado
ENTRADA
LECHO FILTRANTE DESAGÜE
Fig. IX.44. Filtros de rata declinante sin restricción de entrada o de salida
l. A la altura del vertedero efluente de los filtros (cuando éste existe) lo que se
denominará nivel estático. 2. Por encima de este vertedero, a una altura equivalente a las pérdidas iniciales para lecho limpio más las pérdidas cuadráticas para flujo promedio, lo que se denominará nivel mínimo. 3. A una altura compatible con el estado de colmatación de todos los filtros cuando empieza la carrera de filtración después de que se ha lavado una unidad, lo que se denominará nivel de equilibrio. 4. A la máxima altura permisible de variación de nivel durante la carrera, lo que se denominará nivel de colmatación.
504
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Nivel de Lavado
Nivel de ColmataciÓn :1)
-o e:
·o ·a .S!
~
Nivel de Equilibrio
~t----·------~~~~--------~
AFLUENTE
NiveiCanaleta de Lavado
LAVADO
LECHO FILTRANTE
Fig. IX.45. Filtro con rata declinante escalonada y altas pérdidas de carga cuadráticas
5. A la altura final que alcanzan los filtros antes de que se ahoguen las canaletas efluentes de los decantadores cuando hay una uriidad de servicio para el lavado, lo que se denominará nivel de lavado para el caso en que no haya lavado mutuo. En caso contrario este nivel se confunde prácticamente con el anterior. Clasificación de los filtros de rata declinante escalonada Los filtros de rata declinante escalonada pueden clasificarse en cuatro tipos: l. De baja pérdida de carga turbulenta tanto a la entrada como a la salida.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
505
2. De alta pérdida turbulenta de entrada pero baja pérdida turbulenta de salida. 3. De baja pérdida turbulenta de entrada pero alta de salida. 4. De alta pérdida turbulenta de entrada y de salida. El comportamiento hidráulico de éstos cuatro tipos de filtro es diferente. l. -En el primer caso la alimentación a los filtros se hace por medio de un múltiple amplio que produce muy poca pérdida de carga para transportar el flujo entre las unidades de la batería, cuya entrada a ellos, está siempre por debajo d~l nivel de equjlihrio y no produce pérruda decarg1rmayora unospoco;~rcentífiíetros, CoiiCUruquier flujo-que necesite entrar a la respectiva unidad, aún cuando este sea bastante mayor que el promedio. El sistema efluente se hace por medio de un vertedero ya sea individual o colectivo, cuya cresta se coloca en una posición tal que la entrada del afluente permanezca siempre sumergida y evite que el lecho filtrante pueda quedar en seco al comienzo de la carrera. (Véase figura IX-44). En este caso, el nivel en el conducto de alimentación afluente es sensiblemente igual al que existe en los filtros y estos a su vez tienen todos prácticamente el mismo nivel. Los filtros trabajan como celdas de un solo gran filtro dividido, lo que permite la ventaja adicional de poder interconectarlos para efectuar un lavado mutuo. 2. El segundo caso se presenta cuando existen válvulas o compuertas de entrada que producen una alta pérdida de carga turbulenta. En este caso los niveles de agua dentro de los filtros son más bajos que en el múltiple y a su vez, los niveles entre distintas unidades de la batería son diferentes. Cuando se lava un filtro y se le pone de nuevo en servicio, este puede entrar a filtrar (como lo veremos luego) entre 1.5 y 2.5 veces el flujo promedio. Si la válvula de entrada es estrecha el flujo que este filtro puede evacuar es mayor que el que le entra y el nivel de equilibrio se establece en un punto más bajo que el de las otras unidades que están sucias. Por tanto, los niveles en los filtros se escalonan según su grado de colmatación, los más limpios quedan más bajos que los que __ llevan más horas de servicio y el nivel en el canal de entrada se sitúa por encima de todos ellos. En estos sistemas se puede regular el flujo inicial introduciendo una pérdida de carga por entrada tal que el filtro limpio no produzca más de un cierto caudal, cuando comienza la carrera de filtración, lo que aumenta la altura de la caja del filtro. Este fué el método de control selecionado por Hudson (1972) para los filtros de rata declinante escalonado de la planta de Río Cauca de Cali, Colombia, de 3.3 3 m /s. 3. El tercer caso se presenta cuando existe un múltiple afluente que está por debajo del nivel de equilibrio y las válvulas o compueJ;tas de entrada producen muy baja pérdida de carga, pero en cambio hay una galería de tubos en el lado efluente que produce pérdidas turbulentas altas, mayores a las pérdidas laminares introducidas por el lecho filtrante limpio. La hidráulica de este sistema se describirá posteriormente en este trabajo. 4. El último caso se presenta cuando existen altas pérdidas de carga tanto a la entrada como a la salida (cosa que ocurre con frecuencia en la optimización de plantas de tratamiento antiguas). En este tipo de filtros, el problema hidráulico se vuelve más complejo pues no solamente los niveles en las unidades entre si y en el canal alimentador son distintos, sino que la restricción efluente introduceü.na menor variación del nivel en cada filtro a medida que las pérdidas turbulentas
506
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
aumentan, para la misma carrera de filtración, como se verá en 1ª discusión que se incluye. Cualquiera sea el caso, es necesario introducir un orificio o un· vertedero individual o colectivo en los filtros, calculado para que la pérdida de carga con el flujo inicial del filtro, sea lo suficientemente grande como para que la entrada del agua al filtro no quede descubierta al comienzo de la carrera. ~- Cuando se utiliza vertedero colocado por encima de la superficie del lecho filtrante, de forma que las entradas queden por debajo del nivel del equilibrio para flujo mínimo, las variaciones del caudal que llega a la planta no afectan el funcionamiento de los filtros de rata declinante escalonada y la operación del sistema es muy simple, pues se reduce a vigilar los niveles para lavar sucesivamente las unidades cada vez que se llega al máximo permisible. En cambio, cuando no se usa vertedero sino que el nivel inicial se regula por medio de un orificio, debe dejarse una válvula en la tubería efluente que permita ajustar la pérdida de carga al comienzo de la carrera para cada caudal que este entrando a la planta. Por último, debe considerarse que puede haber casos combinados en los cuales hay rata constante durante la primera parte de la carrera y declinante escalonada al final. Esto se produce cuando el vertedero esta colocado más bajo que la cresta de las canaletas de lavado y el nivel de equilibrio se establece por debajo de dicho nivel. En este caso, si no existe restricción de salida inmediatamente después de iniciada la operación de un filtro limpio, todas las canaletas empiezan a desbordar agua, actuando como vertederos que producen una entrada uniforme en todas las unidades; pero tan pronto como al subir el nivel, las canaletas se ahogan, todo el sistema trabaja con rata declinante escalonada. Este método de control se presenta comunmente, también, en plantas de tratamiento optimizadas. Modelo hidráulico del comportamiento de los filtros de rata declinante
Este modelo esta basado en los trabajos experimentales de Gregory y Y adav (1979), Di Bernardo y Cleasby (1979) y Arboleda (1980). Los primeros usaron cuatro filtros pilotos de arena y antracita en los laboratorios de Medmenhan y complementaron sus investigaciones en la planta de tratamiento de Burham (Inglaterra). Llegaron a la conclusión de que los filtros de ~~!~t~~~s_aJQpacYtJlim~ntaJ!Q§~.P-º~ un múl,!_i_p~~º'ºmún, nOSoloeran--un sistema viable sino que producían mejor cálitl~d·-ae agua comparados con los de rata constante y más largas carreras de filtración. Ellos obtuvieron una serie de curvas de funcionamiento de los filtros como las de la figura IX -46 que muestra la manera como se producen las variaciones de nivel y de flujo durante la operación normal de las cuatro unidades en paralelo. Al observar esta figura se puede ver que: l. Por lo general el flujo durante el primer ciclo entre lavado y lavado, después de puesto en marcha el filtro limpio decrece ligeramente. En cambio en los otros ciclos se conserva constante o incluso aumenta algo. 2. Las caídas llq después de cada ciclo, no son de valor igual sino que tienden a disminuir a medida que hay nuevos lavados. 3. Las pendientes de las líneas de pérdida de carga (o ascenso del nivel de agua) a través del tiempo durante cada ciclo son siempre las mismas o muy similares. 4. Los niveles de equilibrio que adoptan los filtros después del lavado son variables de ciclo a ciclo.
507
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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o CARRERA
DE
FILTRACION
Fig. IX.46. Comportamiento de los filtros pilotos de tasa declinante en Burham
Los trabajos de Di Bernardo Y Cleasby (1969) realizados también con cuatro filtros .de arena y antracita, en la Universidad de Iowa, confirman el comportamiento hidráulico encontrado por los estudios de Gregory y Yadav (Véase figura IX-47) aunque en ellos no se nota tan claramente la disminución del flujo en su ciclo incial pero si las otras características. Punto muy importante en dicho estudio es la observación de que la pendiente de la pérdida de carga en el filtro de rata constante es igual a la de un filtro de rata declinante que trabaje en idénticas condiciones de lecho y calidad de agua al primero.
508
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
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Fig. IX.47. Resultados obtenidos por Di Bernardo y Cleasby en cuatro filtros trabajando con rata declinante escalonada
Esto implica que la sumatoria de las pérdidas de carga en un filtro de rata declinante escalonada, es aproximadamente equivalente a la pérdida de carga de un filtro de rata constante que tenga idéntica longitud de carrera de filtración. O sea que:
n l:ih =he En donde he es la pérdida de carga terminal de un filtro de rata constante. Esto es sólo aproximado pues considera un crecimiento rectilíneo de las pérdidas
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
509
de carga con el tiempo, lo que no siempre se cumple, pero puede aceptarse como hipótesis de cálculo.
Diseño racional de un filtro de rata declinante escalonada Se presenta a continuación un modelo matemático que permite el diseño racional de filtros de rata declinante escalonada y que puede usarse para calcular los parámetros de diseño con bastante precisión. En la práctica, pueden usarse estimativos empíricos, como los que se presentarán luego y que evitan cálculos engorrosos que requieren el uso de computadores.
Pérdidas de carga Como se dijo anteriormente, existen en el filtro dos tipos de pérdidas de carga: las del lecho filtra,nte y las turbulentas. · Las del lecho filtrante son laminares y varian desde un valor fijo inicial o cuando los poros del medio granular están limpios, hasta un valor terminal h1 , al final de la carrera, cuando los poros están obstruidos por las partículas depositadas en ellos. De acuerdo con la ecuación de Darcy, en un lecho granular, la pérdida de carga es directamente proporcional a la velocidad así:
h
L
=-
v
(IX-2)
K' En donde,
h =Pérdida de carga en un lecho granular con flujo laminar L = Espesor del lecho K ' = Coeficiente de permeabilidad v = Velocidad del flujo El valor L 1 K ' puede hacerse igual a K. Este a su vez puede calcularse con la ecuación de Kozeny-Fair-Hatch para flujo laminar, así:
K= 150 V g
(
1-po)2 [ \V2 p~
±dP
E:_ ]
Lv (IX-3)
i =1
En donde,
p = Porosidad del lecho filtrante v = Viscosidad cinemática L = Espesor del lecho filtrante xi = Tanto por ciento de la arena retenidad entre dos cedazos di = Diámetro promedio de dichos cedazos \V = Coeficiente de esfericidad g =Gravedad. Esta ecuación es aplicable cuando el lecho está limpio, pero a medida que se colmata, las porosidades y diámetros reales de las partículas cambian; 1as primeras
510
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
disminuyen mientras que las segundas aumentan. Por tanto el valor de K es una variable que empieza con un valor Ko (con lecho limpio) y se incrementa con el tiempo en un valor Kt. Por consiguiente K puede calcularse de la siguiente manera:
K=f(Ko)
(IX-4)
La dificultad está en seleccionar un modelo de colmatación que se ajuste al comportamiento de una carrera de filtración real. Se estudiaron diferentes modelos y se llegó a la conclusión de que el comportamiento de K podría asumirse que era similar a la del módulo de impedimento A , ampliamente estudiado en la literatura. Se tomó entonces como base la ecuación desarrollada por Ives en 1969 (atrás incluida), que es como sigue: " " . (1+-) bcr y (1--cr) 1 z (1-cr)x 1\,=1\,z Po Po cro
(IX-5)
En donde, A =Módulo de impedimento Ai = Módulo de impedimento inicial b = Coeficiente p = Porosidad inicial del filtro cr = Depósito espectjico (volumen de jloc removido Vf por volumen de lecho filtrante Vo) cr 0 = Valor de saturación de sigma El depósito específico se puede expresar en términos del volumen Vt de flujo que ha pasado por el lecho dividido por el volumen Vb del lecho durante un tiempo t, así:
Vt
cr = -
(IX-6a)
Vb
Vo
cr = Vd
(IX-6b)
en donde V0 puede tomarse como volumen total de agua que ha filtrado la capa del filtro considerada y una función que depende de las características del proceso y determina la proporción de sólidos que ha depositado el flujo en el lecho. Reemplazando las ecuaciones (IX-6a) y (IX-6b) en (IX-5), en la ecuación de Ives, esta quedaría así: A= A i
e1 +_k_ 1Vb Po
vt) Y e1-...!.. _!_ vt) z
Po Vb
e1-
vt) x
(IX-7)
Vo
Basado en la ecuación IX-7, y haciendo por vía de aproximación los valores Vb como los volúmenes totales de sólidos retenidos durante la carrera, los volumenes del lecho filtrante respectivamente, podemos asumir que:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
511
En donde: a=.J!..L y
~=-
Po Vb
Po Vb
para las condiciones de los filtros de Burham que se trataron de reproducir se halló que y = 1, z = bVt y x = ~y la ecuación (IX- 8) queda entonces así: K= K 0 ( 1 + a Vt ) ( 1 - ~ Vt ) bVt
(IX-9)
Esta ecuación es muy variable según sean las condiciones tanto del agua que entra al filtro como de las características del lecho filtrante. El coeficiente se relaciona más directamente con la longitud de la carrera de filtración, y b y ~ con la distribución de los flujos y el que estos aumenten, disminuyan o se mantengan constantes durante los ciclos.
Pérdidas de carga turbulentas Las pérdidas de carga turbulentas producidas por los drenes, válvulas accesorios y tuberías ( he ) se pueden expresar fácilmente asi:
he=Kerl
(IX-10)
Ke = Coeficiente de pérdidas turbulentas Entonces, la expreión total de pérdidas, tanto laminares como cuadráticas, quedaría así:
h =Kv + Ke ~ = K +Ke~
(IX-11)
q
Donde,
a = Area de un filtro q =Flujo de unfiltro Balance de flujos Por último, el modelo considera que el flujo total que entra a la batería de filtros, Q , es igual al que está saliendo por todas las unidades más el que se está almacenando en las cajas de los filtros, así;
dh Q=Ln qi+-A i=l
dt
Donde,
A = Area de todos los filtros sumados
(JX-12)
512
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
dh Incremento de nivel en el filtro dt = Incremento de tiempo en el cual se mide el incremento del nivel Generalización de las ecuaciones Para generalizar las ecuaciones anteriores a un sistema n de unidades filtrantes, se parte de los siguientes supuestos: a. Que los filtros trabajan como vasos comunicantes, sin restricción a la entrada y que por tanto todos tienen el mismo nivel. b. Que el coeficiente Ke es el mismo para todos ellos por cuanto las características hidráulicas de todos los filtros son idénticas. c. Que el coeficiente Ko es tamt>ién el mismo para todos los filtros en el momento inicial de la carrera, por cuanto la porosidad después del lavado es siempre la misma. Esta es una suposición no del todo correcta, puesto que la porosidad inicial depende mucho de la forma como se haga el lavado, pero se ha aceptado por vía de simplificación. Hechas estas hipótesis las ecuaciones simultáneas que habría que resolver para un conjunto de n filtros serían las siguientes: Ki h = - qi
+ Ke ( qi)
2
(IX-13) a Para i = 1, 2 ..... n filtros.
Ki =Ka ( 1 +ex Vt) ( 1 - ~ Vt )bVt
dh Q=I n qi+-A
i =1
(IX-14)
(IX-15)
dt
Método de solución Estas ecuaciones se pueden escribir en una forma tal que se involucre un nivel de tiempo "i" y ordenando términos resulta: i+ 1
. 1
. 1 2
. 1
K - q/+ +Ke(qiz+) =hz+
EIX-16)
a Ka ( 1 +ex Vt i+ 1 )( 1- ~ Vt i+ 1 ) bvé+l
f
=Ki i+ 1
q i i+1 + q i i h i+ 1 - h i ¿ ---- + A = i =1 2 t i+1 -ti
q
(/X-17)
(IX-18)
En el sistema de ecuaciones anteriores se tienen las siguientes incógnitas: h , Ki, qi para i=1, n (un total de (2a + 1) incógnitas) y un total de (2n + 1) ecuaciones para los filtros; con lo cual el sistema tiene solución. La solución se puede lograr mediante el uso del método de las diferencias finitas, partierulo de los valores conocidos de qt = Qln; Vr =O; Ki = Ko y h¡ = ho para t =O (todós los filtros limpios) e integrando las ecuaciones (IX-16), (IX-17) y (IX-18) para intervalos de tiempo dt dados.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
513
Una vez alcanzado el nivel de colmatación al cual se debe lavar un filtro "i" se cierra dicho flltro y por tanto qi = O. Dicho filtro permanece cerrado durante el tiempo de lavado para comenzar una nueva carrera de filtración con el lecho limpio, o sea con un volumen Vi= O,
= Ko.
Ki
La solución de dichas ecuaciones se independiza de la condición inicial (todos los filtros limpios) después de que se han logrado dos carreras completas. Este procedimiento se realiza en forma rápida y precisa mediap.te el uso de un programa de computador en el cual se pueden utilizar intervalos de tiempo, dt, que sean tan pequeños como se requiera para obtener la precisión deseada.
Comportamiento de los filtros de rata declinante escalonada Partiendo del modelo matem' atic o descrito antes se hizo una simulación de filtros de rata declinante para diversas condiciones y los resultados se describen a continuación. La figura IX-48 presenta un caso típico de variación de flujo y pérdidas de carga para cuatro filtros, considerando un Ke =5 y un Ko = 130. La figura IX-49 en cambio, presenta los resultados, cuando el coeficiente turbulento se bajó a Ke =0.5, caso frecuente en los sistemas filtrantes que no tienen restricción ni a la entrada ni (!la salida como ocurre en las nuevas plantas de tratamiento que se están construyendo en América Latina. Al estudiar estas figuras se puede concluir que: --: E
-
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~
2 U)
~
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200
o
10
30
20 CARRERA
ÓE
40
FILTRACION
50
60
(Horas)
Fig.IX.48
a. Durante el ciclo inicial, cuando se ha lavado el filtro, el caudal tiende a decrecer en esa unidad, lo que depende de los parámetros que se introduzcan en el modelo de colmatación. Esto se puede observar en los filtros pilotos de Burham como se anotó antes, pero no el de los filtros piloto de Medmenham que tienen un Ke =4.8. b. Pasado el primer ciclo, los flujos en los siguientes tienden a aumentar ligeramente. Esto también se puede observar en los filtros de Burham aunque no en forma consistente y no en las de Medmenham. c. Se deduce de lo anterior que al aumentar las pérdidas de carga turbulentas los flujos en los filtros se hacen más horizontales y paralelos. d. Los valores de las caídas de flujo 11q, a medida que avanza la carrera, son decrecientes, punto que también se puede constatar en los filtros experimentales.
514
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
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40
30
20 CARRERA
FILTRACION
80
70
60
(Horos)
Fig. IX.49. Comportamiento hidráulico de cuatro filtros trabajando con rata declinante escalonada según el modelo de simulación para baja pérdida turbulenta (Ke = 0.5, v = 0.325 cm/s, a 0.00002, p 0.00001, b = 0.00001, qmedio = 325 1/s
e. Si las carreras de filtración se prolongan hasta un tiempo infinito, todos los filtros tenderían a dar flujo promedio. f. La relación entre el flujo promedio para los cuatro filtros, que es 0.250 y el flujo máximo al inicio de la carrera, es mayor para los filtros que tienen una pérdida cuadrática de K e = O. 5 que los que tienen un K e = 5. O. P E R D1DA 2.3
2.2
2.1
DE
C t.í\ GA L9
2.0
TOT A L
18
H• n A h 1.7
1.6
15
i--.,.--J---1-----1---1-----1--- - - - -
z
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a:
0.3 0.2-
J---+----t------1--- - - - - - - - 1----1
Ol!J o
1
1
1
10
20
Perdida~ Pord:das
Turuu·tont~ Laminare'
+
par·l
Pordidas
flujo
mutl1o
=
Ke qno
Turbulcrotas~~qm
2
t Ka'-lrt.Z
(,o~)
fo
Fig. IX.SO. Incremento del nivel durantf'. el lavado para diferentes pérdidas de carga turbulentas (V 280.in3/m2 /d 0.324 cm, a 0.0001625, carrera de filtración 48 horas, pérdidas laminares en el lecho limpio = 0.42 m)
515
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Ep.la figura IX-50 se ha graficado el valor de la subida de nivel en los filtros cuando se para una de las unidades al lavarla, contra la pérdida de carga cuadrática. Se observa que entre mayor sea ésta, mayor es la altura del nivel de equilibrio y el incremento M' del nivel de agua en los filtros y Aq' del flujo. Cuando las pérdidas son del orden de Ke =5, el valor Dh' se acerca a M, como se puede comprobar en los trabajos de Di Bernardo y Cleasby (1979) y Gregory y Yadav (1979), y en cambio, cuando Ke = 0.5, M' es solo el40% de M. Esto implica que para altas pérdidas turbulentas es necesario dejar mayor altura en los filtros para embalsar el agua durante el lavado, que para los filtros de poca pérdida turbulenta. No así si se usa lavado mutuo, como se explicó antes. Cuando se diseñan filtros de lavado mutuo con rata declinante con un vertedero general de rebose, no se presenta un aumento de nivel M' durante el lavado de una unidad, por cuanto, en ese momento desciende la lámina en dicho vertedero (cuando esta es alta) en tal proporción que el valor M/ es, por lo general, compenzado por la disminución del tirante de agua y por eso, el nivel en los filtros que están sin lavar tiende mas bién a descender. PERDIDA
214
2.3
2.5 ............
TOTAL
H "
20
L9
l.B
21
22
"""~K
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i 2.0
-
1
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1 1
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n h. h
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1.7
2. 5
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1'--..
-.~
0=f.n.:.1Z ...o:.-º. ~ ;J!::_1
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Turbulentos Lomlnore5
-- 15
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Q mi111mo
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moxi1no
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CARGA
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Flujo
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1
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=.15.011..
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O.t
¡---o
1
60
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Turbulen.to s
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70
Ke Qm 2
(o~ )
+ Ke Qm 2
1e
Fig. IX.Sla. Relación entre flujos máximos y mínimos sobre el flujo medio y la proporción de pérdidas turbulentas a la suma de pérdidas laminares + pérdidas turbulentas 280 m3 /m2 /d = 0.324 crn!s; a 0.0001625, carrera de filtración 48 horas. pérdidas laminares en el lecho limpio = 0.42 m)
(V
En la figura IX-5la se ha graficado en las ordenadas el cociente entre el ±lujo máximo que el filtro toma inmediatamente después de lavado, cuando adquiere su nivel de equilibrio y el flujo promedio teórico (qm = 0.250) y en las abscisas el
516
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
porcentaje de las pérdidas turbulentas con flujo promedio sobre las pérdidas iniciales laminares más turbulentas con flujo promedio. En la figura IX-51b para las mismas abscisas se han graficado los niveles en las ordenadas. PERDIDA 2!l ~r
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= ~11m + KoQm 2
(o~) 0
Fig. IX.Slb. Niveles de operación para diferentes pérdidas de carga, para filtros con lavado convencional (V 0.323 = 260 m3/m2/d, a= 0.00005, P =- 0.00005, b = 0.000015)
De estas figuras se pueden sacar algunas conclusiones interesantes:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
517
a. A medida que disminuyen las pérdidas cuadráticas, la relación qmt 1 qm aumenta tanto más cuanto mayor sea el número de filtros conectados entre sí. Este aumento, para el caso supuesto, va desde 1.5 (para 4 filtros) para un 45% de las pérdidas iniciales representadas por las pérdidas turbulentas, hasta 2.0 (para 4 filtros) o 2.5 (para 12 filtros) cuando no hay pérdidas turbulentas. b. Sorprende encontrar que entre mayor sea el número de tiltros peor es la distribución de los caudales (relación promedio a máximo). Esto se debe a la tendencia a disminuir que tiene M a medida que avanza la carrera. Sin embargo, no necesariamente una·pobre distribución de flujos significa peor calidad del agua. Cuando se tienen 4 filtros si uno de los tiltros esta trabajando con flujo excesivo eso implica que 114 del caudal filtrado puede ser de inferior calidad. En cambio, si hay 24 filtros y uno o dos estan trabajando con un flujo por encima del promedio, esto representa que 1/12 o 1/24 puede ser de inferior calidad. Obsérvese que cuando hay varios filtros el flujo de la mayoría de ellos esta cerca del promedio y solo el recién lavado esta sobrecargado, porque el M después del primer ciclo es el mas grande. c. La relación entre el flujo promedio y el flujo mínimo no parece cambiar con el número de filtros de manera significativa, pero es mayor a medida que disminuye la pérdida turbulenta, tendiendo a O. 5 cuando esta no existe. d. La profundidad de la caja del filtro depende de la magnitud de las pérdidas de carga turbulentas. Entre mayores sean estas menor relación qmax 1 qm se encuentra (como se observó antes) pero mayor altura adquiere el nivel de equilibrio al comienzo del ciclo (Véase la figura IX-51b) y el nivel de lavado. · e. La tendencia de las curvas indica que cuando las pérdidas turbulentas son el 100% de las pérdidas totales, todos los filtros tienden a producir el flujo promedio, lo que es apenas lógico, pues eso indicaría que no existe lecho filtrante. Aplicación del modelo a casos prácticos El modelo de simulación que se presenta se puede usar tanto para el diseño de nuevos sistemas de filtración como para la optimización de plantas de tratamiento existentes. El proceso de cálculo debe hacerse por el método de aproximaciones sucesivas introduciendo en el modelo ciertos datos supuestos y leyendo en el computador los resultados que arrojen hasta obtener un conjunto de valores aceptables. Este proceso aparentemente complejo en realidad es simple, si se procede de la siguiente manera: l. Se escoje la curva característica de pérdida de carga en el lecho granular (excluidas pérdidas turbulentas) del agua que se piensa tratar, para las mismas co~diciones en que va a quedar sotnetido 1el prototipo (rata promedio y lecho filtrante iguales). Estas curvas se obtienen con rata constante. Esto se puede hacer con una. planta piloto, o tomando datos experimentales en un filtro existente de un sistema que se piensa optimizar cuando este es el caso. 2. Para la curva característica seleccionada se le hallan los coeficientes de a, ~ y b , de forma de determinar la expresión de K que reproduzca mejor los valores de dicha curva. 3. Conociendo el valor He total para rata constante, se determina el valor de M que es igual a Hc/n donde n es el número de filtros que van a quedar comunicados al mismo múltiple de entrada.
518
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
4. Con estos parámetros se pueden resolver las ecuaciones del-sistema IX-16, IX-17, IX-18 para obtener curvas similares a las IX-51a y IX-51b que servirá de primera aproximación. 5. Usando dichas curvas se pueden seleccionar los valores de pérdida de carga total y turbulenta que producen la relación qmax 1 qm buscada. 6. Estos valores se introducen en el modelo para determinar los niveles mínimos, de equilibrio, de colmatación y de lavado y producir gráficos como el IX-51b. 7. Con los datos anteriores se tienen todos los niveles del filtro así: a) Nivel estático, igual a la cresta del vertedero efluente general (si lo hay). b) Nivel mínimo, igual a nivel estático más altura de la pérdida de carga para flujo promedio. e) Nivel de equilibrio, igual al valor de nivel inicial de los ciclos dados por el computador. d) Nivel máximo permisible, igual a nivel de equilibrio más M y e) Nivel de lavado, igual a nivel máximo más M' cuando la hay. En filtros de lavado mutuo y vertedero general de rebose M = O. A esto habría que agregarle el borde libre.
CONFIGURACION DE LOS FILTROS DISEÑO DE FILTROS CONVENCIONALES DE RATA CONSTANTE Todo filtro convencional tiene, por lo menos, uno de sus lados descubierto, junto al cual va la galería o pasadizo donde están colocados los tubos y válvulas. Esta galería debe ser amplia e iluminada de manera que sea fácil revisar o reparar el equipo instalado allí. Encima de la galería va el piso de operación donde se colocan los controles. En la galería debe haber espacio, por lo menos, para los siguientes elementos: /--:t.a. Tubo del afluente con su válvulá. b. Tubo del efluente, su válvula y el control de rata de filtración, cuando lo hay. c. Tubo de lavado, su válvula y el control de rata del lavado. d. Tubo de drenaje y su válvula. e. Tuberías que conectan el efluente y el drenaje, para el relavado (si lo hay) y sus válvulas. f. Tuberías para el lavado superficial y su válvula, o lavado con aire. En el mismo piso suelen ir instalados otros elementos, tales como bombas, compresores (cuando se hace lavado por agua y aire) páneles de control, etc., según el espacio de que se disponga. Los diseñadores americanos prefieren galerías cerradas. Algunos diseñadores europeos prefieren, en cambio, galerías abiertas. En el piso de operación (puede evitarse éste en plantas pequeñas), van las mesas de los filtros y los relojes que indican el flujo del filtro, la expansión de la arena y la pérdida de carga y en algún lugar bien visible el reloj que indique el flujo de lavado. En plantas medianas van sólo las ruedas de Irumejo de las válvulas y los medidores de pérdida de carga y lavado. Véase la. figura IX-52-. Para identificar mejor las diferentes tuberías suelen, en algunas plantas, pintarlas con pintura anticorrosiva de color diferente para cada línea. Veamos ahora cada uno de los elementos enumerados.
519
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Relojes de los medidores de rata de flujo y pérdida de carga
Líneas de presión de las válvulas hidráulicas
\ \
Canaletas de lavado
------
Galería de tubos - - - .
-------- Efluente de agua filtrada
Fig. IX.52. Batería de filtros
a. Conducto del afluente Es el que conecta el sedimentador con el filtro y puede ser canal o tubo. El flujo debe ir por escurrimiento libre y una velocidad entre 0.3 y 0.6 mis. El nivel de agua en el filtro, queda así fijado por el nivel de salida en el sedimentador; ya que si tiende a bajar la carga de agua en el filtro pasa más desde el sedimentador hasta restablecer el nivel primitivo, siempre y cuando el gasto dado por el filtro sea constante. Cuando son varias unidades filtrantes la sección del conducto irá disminuyendo a medida que va cargando cada unidad.
b. El tubo del efluente Es el que conecta los drenes del filtro con el tanque de ahnacenamiento, o de aguas claras. Cuando son varios filtros, los diversos efluentes van unidos a una o dos tuberías generales o canales cuyo diámetro se incrementa con el gasto, para conservar una velocidad relativamente uniforme de 1.00 m/s o más según sea la carga disponible. Cuando, como en el caso corriente, se usan controladores de rata de filtración, se intercalan en el tubo efluente de cada filtro. En filtros dobles algunos diseñadores ponen hasta dos controladores por filtro. Tabla IX.14. Tamaño de controladores de rata de filtrac;ión (según Azevedo Netto)
Tamaño 100 mm- 4" 125mm-5" 150 mm- 6" 200 mm- 8" 250 mm -10" 300 mm -12"
O 1/s 10.3 15.8 23.6 39.5 63.0 95.0
Tamaño 350 mm-14" 400 mm-16" 450 mm -18" 500 mm- 20" 600 mm- 24" 750 mm- 30"
Q 1/s 126.0 158.0 215.0 260.0 370.0 570.0
Area del mtro m2 2.5 5 7.5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 60 70 80
Agua para lavado
Descarga de agua de lavado
[
mm- pul. 200- 8" . 250- 10" 300-12" 350- 14"
(4
125- 5" 200- 8" 200- 8" 250- 10" 300- 12" 350- 14" 400- 16"
400- 16" 500- 20" 550- 22"
(
400- 16" 450- 18" 500- 20" 500 -20" 550- 22"
600- 24"
(
700700700800-
(
600- 24" 700- 28" 700- 28"
800- 32" 900- 36" 1000- 40"
l
l
(6
(
28" 28" 28" 32"
~
(
(
(
(
(
Area Area de Agua Des~ Total del cada para di filtro cámara lavado agm lav:J 11~ m2 m Diámetro Diám 40· 50 60 70
20 25 30 35
80 90 100 110 120 130 140 150
40 45 50 55 60 65 70 75
160
80
,350-14" 400- 16" 400- 16" 450- 18" 500- 20" 500- 20" 550- 22" 550- 22" 600- 24" 600- 24" 700- 28" 700- 28" 700- 28"
500550600700700700750800800900900900-
1000-
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N
o
480
o
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Afluente
Efluente
Cñ m
- 5" - 6"
200- 8"
125- 5"
o
250- 10"
200- 8"
- 8" . 10"
300- 12"
250- 10"
300- 14"
250-10"
. 10"
450-18"
300- 12"
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. 14"
soo- 20" 550- 22"
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350- 14"
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. 16"
700- 28"
450- 18"
. 16"
700- 28"
450- 18"
. 18"
700- 28"
500- 20"
. 18"
750- 30"
550- 22"
. 20"
800- 32"
600- 24"
. 22"
900- 36"
600- 24"
. 22" . 24"
900- 36" 1000- 40"
700- 28" 750- 30"
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Afluente
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500- 20"
o.: 28" o- 28" o- 30" o- 30"
·800- 32"
500- 22"
900- 36"
600- 24"
900- 36"
700- 28"
1000- 40"
750- 30"
900 x900
750- 30"
1000 X 1000
750- 30"
1000 X 1000
800- 32"
1000 X 1200
900- 36"
) - 30"
1000 X 1200
900- 36"
) - 32"
1000 X 1400 900- 36" 1000 X 1400 1000- 40" 1000 X 1400 1000- 40"
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522
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
c. El tubo de lavado Es el que conecta los drenes del filtro con el tanque o la bomba de lavado. Generalmente es de mayor diámetro, por cuanto la cantidad de agua que tiene que pasar por él durante los 1O ó 15 minutos del lavado es relativamente grande y la pérdida de carga permisible relativamente pequeña. El agua del lavado tiene que aplicarse a una rata constante fácilmente controlable. Para esto se intercala en el tubo un regulador de rata de lavado, ordinariamente del tipo Venturi, cuyo funcionamiento es similar al usado para controlar la rata de filtración. Un reloj indica,dor, colocado en el piso de operación, señala el flujo que pasa. El agua de lavado puede tambien controlarse a la salida, permitiendo que el tubo de drenaje caiga a un canal abierto, en donde se coloca un vertedero o canaleta Parshall que mida el flujo de lavado, de tal modo que el operador pueda regular manualmente la cantidad de agua aplicada. La velocidad en el conducto o tubo de lavado puede estar entre l. 50 y 3. 60
mis. d. Tubo de drenaje Es el que conecta las canaletas con el desagüe de la planta. El objeto es el de extraer el agua de lavado. Tabla IX.17. Flujo dado en 1/s por tuberías de la galería de los filtros a las velocidades especificadas (según Azevedo Netto)
Diámetro
Efluente
Afluente V=0.60 m/s
Desague de lavado V=1.80 m/s
Agua para lavado V=3.60 m/s
mm-oul
V=1.25 m/s
75- 3" 100- 4" 125 - 5" 150- 6" 200- 8" 250- 10" 300- 12" 350- 14" 400- 16" 450- 18" 500- 20" 550- 22" 600- 24" 700- 28" 750- 30" 800- 32" 900- 36" 1000- 40"
6 10 15 22 40 62 89 o 1210 157 o 2000 247 o 296 o 355 o 440 o 565,0 635 o 800 o 980,0
3 5 7 11 19 30 420 580 76,0 970 1180 146 o 1700 235 o 270 o 305,0 390 o 475,0
8 14 23 32 56 88 127 174 225 286 353 429 510 700 800 905 1150 1410
16 28 44 65 115 180 255 350 460 580 720 880 1020 1450 1600 1800 2300 2825
Cada unidad filtrante tiene su correspondiente desagüe el cual empata a un colector central que puede ser o una tubería de hierro fundido o cemento, o más frecuentemente un canal cubierto que pasa por el centro de la galería de filtros. Los diámetros y tamaños recomendados por Azevedo Nettd se dan en las tablas, IX-15, IX-16 y IX-17.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
523
Otro equipo l\1esa de operaciónode filtros: Se entiende por mesa de operación el tablero en el cual van colocadas las llaves de las válvulas de control del filtro; éstas son cuatro, cinco o seis según el caso. · Afluente Desagüe Relavado Efluente Agua de lavado Lavado superficial o lavado con aire. La mayor o menor abertura de la válvula está expresada en tanto por ciento o en pulgadas. El primer sistema es preferible. En el respaldo de la mesa de operación, o en su defecto en sitio visible, suelen ir colocados los medidores de pérdida de carga, rata de agua de lavado, rata de filtración y expansión de la arena. Las válvulas son de acción mecánka o hidráulica. Las de acción mecánica se operan directamente en la galería del filtro, lo que resulta muy económico en plantas pequeñas, o trall"lmitiendo el movimiento con vástagos de acero, al piso de operación. Cuando se usa este tipo de válvulas la galería debe diseñarse para que todas ellas queden relativamente juntas y en sitios donde sea fácil colocar medas de manejo o vástagos de extensión. Las válvulas de acción hidráulica son más grandes y costosas pero tienen la ventaja de poderse colocar con más libertad en la galería, pues la operación de ellas se transmite por líneas de presión a la mesa de control. Es importante tener en cuenta que en países no industrializados es preferible evitar la excesiva mecanización o el uso de equipos complicados que no son fácilmente reparables, pues esto a la larga se convierte en el peor obstáculo para el funcionamiento continuo de las plantas. Las válvulas pueden ser también de control eléctrico que resulta mas simple que el hidráulico o de control neumático (con aire a presión) que es muy inconveniente por las frecuentes fallas que presenta. Número de unidades El número de unidades de filtración que se proyecte tiene un gran impacto no solo en los costos de construcción sino en los de operación y mantenimiento. Una planta con gran cantidad de filtros resulta a la larga inoperable. Aún plantas muy grandes no deben contener más de dos a tres docenas de filtros, plantas de menor tamaño solo cuatro a diez. En la figura .IX-53 se pueden observar diferentes recomendaciones extractadas de la práctica corriente.
DISEÑO DE FILTROS DE CONTROL HIDRAULICO Y RATA DECLINANTE Consideraciones básicas Para que estos filtros puedan trabajar correctamente deben tenerse en cuenta los siguientes puntos: Con el objeto de hacer el lavado posible, el flujo producido por toda la planta debe ser por lo menos igual o preferiblemente mayor que el que se requiere para el lavado de una unidad. Debe haber un mínimo de 4 unidades que puedan operar con una carga superficial no menor de 240 m/ día para producir una velocidad ascendente mínima de 0.60 m/min. Esto no puede hacerse sino solamente utilizando
524
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
lechos de arena y antracita, ya que los lechos de arena sola, por lo general, no pueden trabajar con tan altas velocidades como las que se requieren en este caso. El múltiple de entrada debe ser capaz de transportar el flujo que requiera una unidad en cualquier momento con un mínimo de pérdida de carga y las compuertas de entrada de dicho flujo deben quedar siempre debajo del nivel de equilibrio que se establece en los filtros al comienzo de las carreras. Debe ser posible aislar cada unidad, cuando sea necesario, sin restringir la libre circulación del agua de lavado entre las otras unidades filtrantes que están conectadas al mismo múltiple. lOO
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Fig. IX.53. Número de unidades de filtración vs capacidad de la planta, para treinta estaciones de purificación de Brasil (según Azevedo Netto)
Por otra parte es indispensable hacer un buen análisis de la hidráulica de los filtros en especial para evitar los siguientes problemas: l. Posibilidad de vaciado de la caja de los filtros. 2. Estructuras demasiado profundas. 3. Estructuras muy bajas que produzcan cortas carreras de filtración. 4. Alta velocidad de filtración al comienzo de la carrera.
1. Posibilidad de vaciado de la caja de los filtros En los filtros convencionales que no tienen controlador o lo tienen dañado, es frecuente que al iniciar la carrera de filtración, debido a la baja pérdida de carga que existe en ese momento en el lecho filtrante, el nivel de agua en el filtro tienda .a descender notablemente y aún a vaciarse. Este problema se evita por completo al diseñar filtros de lavado mutuo, porque en éstos el vertedero de rebose dé todas las unidades se colocan entre O. 60: y 1.40 m por encima de la cresta del vertedero de lavado y en consecuencia él filtro no puede quedar seco al comienio <;le la carrera. Si no se hace este tipo de lavado, la hidr.áulica del filtro debe calculárse para que quede un mínimo de O. 50 m de capa de agua sobre el lecho al ~.nicio de la misma.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
525
2. Estructuras demasiado profundas Las estructuras demasiado profundas son antieconómicas. Los filtros de ramJ declinante suelen tener profundidades que varían desde 3.60 hasta 5.50 m, las , menores profundidades para las unidades de pequeña capacidad. El exceso de profundidad es debido a factores tales como: 1
Uso de sistemas de drenaje patentados con alta pérdida de carga, que aumentan excesivamente la carga para el lavado. Con este tipo de filtros no se pueden emplear fondos tales como el Wheeler, las placas porosas de Carborundiun, las tuberías perforadas con o sin bloques Wagner, las boquillas plásticas o metálicas (si no se diseñan para baja pérdida de carga), etc. De sisterry}s patentados solo son utilizables los bloques Leopold siempre y cuando no se pongan filas más largas de seis unidades, pero es preferible diseñar el drenaje para cada caso en concreto prefabricado como se explicó anteriormente. Excesiva altura para variación de nivel del agua durante la carrera. Esta fue la tendencia cuando se comenzaron a proyectar los filtros de funcionamiento hidráulico. En la actualidad la variación que se deja es mucho menor de acuerdo con la teoría descrita en la sección precedente y el modelo de simulación incluído allí. Pueden usarse también otros modelos. La dificultad, sin embargo, es encontrar los coeficientes. Cuando no se tienen estos a mano, la altura del filtro puede calcularse así:
Donde, H =Altura total de la caja del filtro h 1 =Alturá del sistema de drenaje hasta su carga superior
h2 =Altura del lecho filtrante (grava, arena y antracita) h 3 =Diferencia de nivel entre la superficie del lecho y el borde de la canaleta de lavado hv =Diferencia de nivel entre el borde de la canaleta de lavado y el del vertedero general de rebose del agua filtrada hf = Tirante de agua sobre dicho vertedero durante la filtración (para flujo promedio) ho =Pérdida de carga inicial del lecho limpio de acuerdo con la ecuación de Fair y Hatch K= Coeficiente que se ha visto que varía según el caso entre 1.5 y 2.0. he =Valor de la pérdida de carga estimada durante la carrera de filtración . de un filtro de rata constante (1.80 m a 2.40 m) n =Número de filtros en la batería b =Borde libre El valor de hv se calcula teniendo en cuenta las siguientes pérdidas de carga:
· hv
h '+h "+h "'
526
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
En donde, h' Pérdida de carga por entrada del agua hasta los drenes. Puede estar compuesta de pérdida en la compuerta (cuando la hay), pérdida en la cámara de agua filtrada (cuando la hay) y pérdida por entrada. h" Pérdida en los drenes del filtro, que no debe ser menor de 0.30 m para lavado con la rata mínima. h''' Pérdida por lecho expandidado que es ·igual a h "' = (1 - p) (Ss- 1) L donde P es la porosidad inicial del lecho, Ss es el peso específico de los granSs y L es la profundidad del lecho. Cuando hay dos medios filtrantes (arena y antracita) hay que calcular la pérdida para cada uno de ellos. La porosidad de la arena se toma entre 0.42 y 0.48 y la de la antracita entre 0.48 y 0.55.
t
b
-t
Máximo nivel de agua
~
)
Variación de Nivel
············f····--~~~~~-~~-~-9-~ ~i-~:!?. . . . . . . . . . . . . C:t~:::i~tr:::~~do 2
to
Cota de lavado
1
••••• ..v.:=::::-........•..
--------------.----------12. ............................................. hf
----·---------'--------------------------·-·----·---------------------·--- ---- ----------------
1 [ Barde de la Canaleto de Lavado
'
J
r
Superficie del lecho
v~~~~~~~~~~~~~~~~~~~~~~~~/
~
~1----------l
Fig. IX.54. Alturas por calcular en filtros de rata declinante y lavado mutuo
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
527
Para conservar las profundidades del filtro dentro de límites económicos no se deben proyectar canaletas de lavado del tipo convencional que pasen por encima del lecho filtrante porque esto obliga a colocar los bordes de la misma por lo menos 1.0 m sobre el lecho, ya que hay que dejar un espacio libre de 0.5 L (L = profundidad del lecho) por debajo de ellas y agregarle el alto total de la canaleta, que debe hacerse amplia a fin de evitar que se ahogue. Es preferible, por eso, hacer los filtros largos y angostos con una canaleta de lavado que divida en dos mitades la unidad (si ésta es grande) o que quede a un lado (si ésta es mediana o pequeña) la cual debe ir hasta el piso. La distancia entre el borde de esta canaleta y el punto más alejado del filtro, perpendicular a ella, no debe ser mayor de 3.5 m y preferiblemente 3.0 m. La canaleta de lavado puede dividirse en dos sectores: el de abajo para que transporte tanto el agua filtrada como el flujo de retrolavado de limpieza del lecho. En esta parte de la canaleta se coloca la compuerta o válvula de desagüe. Véase Figura IX-55. La ventaja de la canaleta de lavado de dos pisos es que permite hacer una repartición más adecuada del flujo de retrolavado a todo lo largo de la unid~d distribuyéndolo por orificios, de tal manera que el transporte del agua debajo de los drenes se haga en el sentido más corto, lo que da mejor resultado .
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Canaleto
~ T 0.5 min
LECHO FILTRANTE
Vólvulo de desagüe
Fig. IX.SS. Disposición de canaleta de lavado en filtros
/
528
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
3. Estructuras muy bajas Las estructuras muy bajas tienen como defecto el que producen carreras de filtración cortas. Por lo general esto se debe a un cálculo errado de la altura que hay que dejar por encima del vertedero de rebose de los filtros y a veces a la subestimación de las pérdidas de carga en los drenes o en los lechos filtrantes, lo que es todavía más grave porque impide hacer un buen lavado del filtro. Conviene, por eso, enfatizar la necesidad de un cuidadoso análisis de la hidráulica del filtro.
4. Alta velocidad inicial de filtración El filtro debe calcularse de ·tal manera, que la relación entre el flujo promedio y el máximo que produce cada unidad al comienzo de la carrera, no exceda un determinado límite para que la calidad del agua no se deteriore. En los estados Unidos éste límite de Qmax!Qpromedio no debe exceder de l. 5 en algunos estados y en otros de 2. Esto no ha sido determinado por estudios investigativos sino solamente se ha establecido como una regla empírica. En América Latina, en algunos países como Brasil se exige una relación de l. 3 pero en los demás países no existe norma alguna y se sugiere por eso que se adopte el valor de 2, qebido a que si se hacen trabajar los filtros con una rata promedia de 250 a 300m /día un factor ge 2 implicaría que la unidad recién lavada tendría que operar con 500 a 600 m /día. Por otra parte, cuando se aceptan valores de Qmax!Qpromedio menores de 2. O se puede disminuir las pérdidas de carga turbulentas en el efluente de los filtros lo que pemüte bajar la altura de la caja de los mismos. En cambio, cuando se toman regulaciones más estrictas, es necesario introducir pérdidas de carga turbulentas, relativamente elevadas, lo que hace que sea necesario considerar mayores alturas para ellas.
Diferentes modelos de filtros de rata declinante Existen diferentes formas para diseñar filtros hidráulicos, con mayor o menor grado de complejidad, según el tamaño de la unidad y el tipo de lavado que se utilice. La operación de las válvulas se puede. diseñar con más o menos complejidad, como se explicó antes al hablar de los filtros convencionales. En la experiencia del autor, sin embargo, entre mayor sofisticación se emplee en el control de los filtros, más fallas mecánicas se presentan en ellos, sin dejar de reconocer que para instalaciones de gran capacidad es inevitable proyectar facilidades para la operación de las válvulas, debido al tamaño de las mismas. Según sea la capacidad de las plantas de t~atamiento y prácticas de mantenimiento se pueden adoptar distintas configuraCiones de entrada y de salida como las que se describen a continuación.
Configuraciones de entrada La entrada del agua al filtro se hace como lo indica la figura IX-56 por medio de duetos de concreto, uno s~perior que recoje toda el agua sedimentada proveniente de los decantadores y otro, debajo, que recolecta los desagües durante la operación de lavado. Las compuertas o válvulas que dan ingreso al flujo deben hacerlo con una velocidad relativamente baja y hay que colocarlas sobre la canaleta de lavado del filtro, para evitar que la superficie del medio sufra el impacto del
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Cabe advertir que fuera de la válvula de lavado, hay que dejar descargando en el canal otra válvula de
Configuraciones de salida Existen muchas posibilidades de configuraciones de salida del agua filtrada en un filtro hidráulico. En la figura IX-57 se detallan cuatro sistemas:
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Fig. IX.57. Configuraciones de salida en filtros
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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El primero, que es el más conocido consiste en dejar dos duetos de concreto, colocaq9s uno encima del otro. El de abajo, és el que comunica con los drenes y es individual para cada unidad. Por tanto hay que dejarle paredes divisorias transversales. Esta cámara o caja cerrada que conecta con los drenes está comunicada, por medio de un orificio horizontal grande (calculado para que produzca un máximo de O.1 O m de pérdida de carga durante el momento del lavado), con el dueto superior que interconecta todos los filtros y termina en un vertedero general de rebose común a todos ellos, el cual sirve para regular la velocidad de lavado al subirle o bajarle la cresta (no conviene por razones prácticas dejar un vertedero de rebose individual para cada unidad). Dicho o.rificio tiene por objeto poder colocar en él un tapón metálico, cuyo diseño se explicará después, para permitir el aislamiento del filtro en caso de reparación o inspección, más no durante el lavado, de forma que esta configuración sólo se deba usar cuando no se piensa emplear lavado auxiliar. La segunda configuración es similar a la anterior, solo que en lugar del dueto doble, se utiliza un dueto profundo frente a cada múdad separado de la otra por un muro, prolongación del filtro. Este dueto comunica por medio de una escotadura dejada en la pared frontal, con un canal de intercomunicación de todas las múdades, calculada para que pueda transportar toda el agua de lavado sin pérdida de carga apreciable, al final del cual se coloca una cámara con el vertedero general de rebose de los filtros. La escotadura, que va frente a cada filtro debe ser amplia a fín de que permita el paso del flujo de lavado con una pérdida de unos pocos centímetros y debe quedar preparada para poder introducir en ella una compuerta de guillotina o "stop log" a fín de poder aislar la unidad para reparación o i11<;pección. Este dispositivo sin embargo, no permite su uso rutinario y por tanto, no se debe diseñar cuando se requiere lavado auxiliar. Cuando éste es indispensable, en especial para ÍI1<;talaciones de mediano o gran tamaño conviene utilizar las configuraciones 3 y 4. En la primera se proyecta un canal de interconexión de todas las unidades filtrantes, lo suficientemente amplio como para que frente a cada filtro se pueda colocar una caja de concreto, que vaya desde el nivel de los drenes hasta unos 0.50 m por encima del nivel máximo del a1:,rua en dicho canal de interconexión. En esta caja se coloca una válvula de mariposa la cual pueda accionarse con facilidad desde arriba, ya sea con vástago de extensión y rueda de manejo o por medio de comando a distancia con motores y botón de arranque y parada. Encima de esta válvula, debe dejarse un escotillón que pemüta introducirla o sacarla para reparación cuando haga falta. Esta labor se facilita abriendo una escotadura en el muro de la caja frente a la cual se coloca una repisa, que es donde va sostenida propiamente la válvula. La escotadura lleva ranuras laterales para poder introducir una compuerta de 1:,ruillotina en ellas, a fin de que se logre aislar con htcilidad por completo la unidad cada vez que se quiera sacarla de servicio para darle mantenimiento, sin que esto implique el suspender la operación de todas las unidades ... No es por eso, conveniente de ninguna manera colocar las válvulas en el fondo, directamente frente a los drenes porque esto no solo produce un chorro de alta velocidad debajo de ellos, lo cual induce una mala repartición del flujo de lavado, sino que impide hacerle mantenimiento a las válvulas, sin tener que parar la totalidad de la planta. El sistema No. 4 es muy parecido al No. l solo que la caja individual que va delante de cada tiltro se la prolonga con el objeto de interconectarla con el dueto de arriba (que es el que conduce al vertedero general de rebose) por medio de un tubo con su válvula y su codo, el cual hay que calcularlo para que no produzca sino una baja pérdida de carga, no mayor de 0.20 m. Por esta razón dicho elemento
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
resul~ de diámetro grande, principalmente en plantas de tratamiento de mucha capacidad, que es en donde se lo ha utilizado. Combinando las configuraciones de entrada y salida descritas antes, es fácil diseñar diferentes modelos de filtros como los que vamos a describir y que se han empleado con alguna frecuencia.
Modelo de compuerta única Este es el más sencillo de todos y se lo emplea para plantas de pequeña capacidad, cuando no se realiza ningún tipo de lavado auxiliar (aire o agua). Se justifica en plantas en que el agua no tiende a producir bolas de lodo o el volumen del lecho es tan pequeño que es preferible sacarlo y lavarlo cada tres a cinco años o reemplazarlo en su totalidad si se daña. En este modelo una sola compuerta cierra la abertura del desagüe (y abre la del afluente para filtrar) o cierra la abertura del afluente y abre el desagüe (para lavar). Todas las unidades quedan interconectadas a la salida, reguladas por el vertedero general de rebose. Para el aislamiento de cada unidad se construye un tapón o boya que se introduce en un orificio apropiado que se deja en el canal de agua filtrada, cuando se está vaciando el filtro, de tal manera que quede una carga positiva sobre dicho tapón para que lo fije al orificio. Cabe advertir que para que no flote es necesario que tenga una abertura por abajo y otra por arriba, que se puede colocar en el tubo con el cual se lo sujeta como indica la figura IX-58. Para sacarlo de su posición hay que introducir agua al filtro a través del afluente, a fin de equilibrar presiones, pues de lo contrario no se puede mover. El vertedero general de rebose debe hacerse con la altura de la cresta variable, que se pueda subir o bajar a voluntad, para regular el flujo de lavado. El tirante de agua que se acostumbra a dejar en él es de unos 0.20 a 0.40 durante el filtrado y debe calcularse teniendo en cuenta que durante el lavado este desciende, debido a que buena parte del flujo cuando no la totalidad (si son cuatro unidades) está regresando hacia la unidad que está fuera de servicio para limpieza.
Modelo con caja de agua filtrada Este modelo se lo usa en plantas medianas y grandes cuando se quiere tener lavado auxiliar. La configuración de entrada es un conducto cerrado de agua decantada con canal abierto de desagüe, en donde van los tubos y válvulas de drenaje. Arriba se establece la galería de operación que puede hacerse descubierta o con techo, según los recursos disponibles, los gustos arquitectónicos y el clima. En frente, va el canal de agua filtrada con la caja de concreto en la que se coloca la válvula de aislamiento del filtro, que por lo general se controla por comando remoto desde la galería de operación. A lo largo de todas las unidades, por debajo de los pasillos, se coloca la tubería de lavado auxiliar (aire o agua) con válvula individual, de forma que se pueda cerrar la válvula del flujo de entrada del agua de lavado a la caja, antes de abrir la del lavado auxiliar. A esta válvula hay que dejarle facilidades de mantenimiento como se explico previamente. La misma válvula sirve en estos casos para admitir el agua de lavado y para evacuar el agua filtrada hasta el vert€dero de rebose. Esto produce bajas pérdidas turbulentas_en el efluente que aumentan la relación Qmax/Qpromedio tal come se explicó en la sección correspondiente.
1 TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Fig. IX.58. Filtro de rata declinante para lavado con agua sola y una sola compuerta dúplex para operación
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
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Fig. IX-59 Filtros de rata declinante para lavado auxiliar y de fondo
1 TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIACACION DEL AGUA
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Si se quiere disminuir esta relación se podría dejar una válvula de menor diámetro en la parte de abajo de la caja para que durante el proceso de filtrado permaneciera abierta mientras la grande permanece cerrada. Durante el proceso de lavado se haría lo contrario. Con esto aumentarían las pérdidas turbulentas y en la misma proporción habría que aumentar la altura total del filtro. (Véase figura IX-59). Modelo con tubería y válvula de aislamiento Este modelo tiene la misma configuración de entrada del anterior, pero en la configuración de salida se deja un tubo que conecta la cámara baja con el dueto superior. Las válvulas quedan en esta forma muy accesibles para reparación, montaje y desmontaje, lo que es muy conveniente para plantas de purificación importantes. Su inconveniente es que éste tubo produce un poco más de pérdida de carga que el dispositivo descrito en el modelo anterior, lo cual obliga a aumentar la profundidad del filtro, pero esto queda compensado por la facilidad de montaje de las válvulas de interconexión que son las más costosas del filtro, cuya operación se hace por lo general por control remoto. (Véase figura IX-60).
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Fig. IX.60. Filtros de rata declinante con válvula de interconexión externa y lavado con agua
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Modelo con galería de tubos y vertedero de control La figura IX -61 incluye el diseño sugerido por Cleasby. En él se ve el afluente entrando a un nivel más bajo que el mínimo establecido (A), el cual coincide con la cresta del vertedero colocado en el pozo de aguas claras situado en frente del filtro. La altura de la lámina de agua puede variar desde (A) basta (B).
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orificio
Fig. IX.61. Filtro para trabajo con rata declinante
OTROS SISTEMAS DE FILTRACION Filtración directa Según. sea la calidad del agua cruda deberán diseüarse los diferentes proceso de tratanuento. Podrían estos clasificarse en tres grupos: l. Aguas que tengan colores reales de Hazen menores de 30 UC y turbiedades r!1enores de 15 UNT, en princpio pueden tratarse con coagulación y filtración (a veces con t1oculación previa) pero sin sedimentación. Este es el criterio establecido por el comité de filtración del agua de AWW A (1980). Wagner y Hudson (1982), en cambio, fijan como criterio el que requieran menos de 15 mg/1 de sulfato de aluminio para su tratamiento. 2. Aguas entre 30-50 UC de color y entre 15 y 30 UNT de turbiedad, están en un rango intermedio en el que solo mediante experimentación en planta piloto se puede saber si es posible eliminar la decantación, en especial cuando estas condiciones vienen asociadas a contenidos de hierro mayores de 0.3 mg/1 pero menores de 1.0 mg/1. 3. Por último, aguas que exceden en fom1a pem1anente los 50 UC de color y los 30 UNT de turbiedad ya sea conjunta o individualmente, en principio deben ser tratados con los cuatro procesos. Estos valores, sin embargo son tentativos y pueden variar según sean las caracterísiticas del agua que se encuentra en la práctica. No deben por eso, establecerse parámetros rígidos. pues sólo la investigación puede y debe dar la respuesta tinal.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Clasificación de la filtración directa La filtración directa se define como el sistema de clarificación del agua en que se prescinde del proceso de sedimentación y puede realizarse de diferentes formas: l. Filtración de contacto, en el que solo hay un proceso de mezcla rápida después de la adición de coagulantes y luego se pasa el tlujo directamente a los filtros para que la floculación se realice dentro del lecho filtrante. 2. Filtración en línea que consiste en coagulación y mezcla rápida seguida de 7 a 1O min de tloculación con gradientes de velocidad intensos entre 60 y 100 s- 1 para formar un microflóculo compacto que pueda ser retenido en profundidad dentro del lecho filtrante. 3. Filtración sin sedimentación previa que consiste en realizar todos los proceso convencionales de mezcla rápida, floculación de 20 a 40 min y filtración sin que se pase el flujo por los decantadores. 4. Podría agregarse a las otras modalidades, la de dosificar bajas dosis de coagulantes (4 a 8 mg/1) en una planta convencional, en la que el agua es sometida a los cuatro procesos de mezcla rápida, floculación, sedimentación y filtración. Esta modalidad suele practicarse en plantas de tratamiento existentes, a las que por error o por que fueron construí das antes de los años 70, cuando se popularizó la filtración directa, se les proyectaron todos los procesos tradicionales aunque el agua tenía tan poca turbiedad, que no se prestaba para producir un floc sedimentable. Existen muchos ejemplos de este tipo de plantas tales como la de La Ayurá en Medellín, Colombia que tiene decantadores de manto de lodos; la de Puengasí en Quito, Ecuador, también con reactores de flujo ascendente o la Chilibre en Panamá, con sedimentadores horizontales. En todos estos casos la formación de flóculos pesados .se vuelve costosa y no se puede hacer sin ayuda de arcillas y polÍllleros. Al no adicionarse éstos se produce un tloc espmyoso y liviano de muy bajo peso específico que no se asienta en los decantadores, sobre todo sí son de alta rata (placas), y cae en los filtros a los cuales colmata en poco tiempo produciendo cortas carreras de filtración y mala calidad efluente debido a la baja resistencia, y al cizallamiento de las partículas coaguladas que entran al filtro. Para solucionar este problema, que es frecuente en algunos países como Puerto Rico, los operadores suelen poner dosis mínimas de coagulantes (5 mg/1) en el agua (en lugar de las dosis que se detenninan en las pruebas de jarras) con lo que se consigue prolongar las carreras de filtración, pero no siempre se obtiene un buen efluente, porque el floc queda sometido a un largo período de sedimentación (en el que no recibe agitación) y tiene así la oportunidad de hidratarse y crecer disminuyendo su resistencia a los esfuerzos cortantes producidos dentro de los granos del lecho.
Ventajas y desventajas de la filtración directa Las principales ventajas de la filtración directa son las siguientes: a. El costo de construcción de la planta de· tratamiento puede disminuir hasta en un 50% con respecto al de una planta convencional. b. El costo de operación es menor porque las dosis de coagulantes aplicadas son bajas (muy inferiores a las de las pruebas de jarras), calculadas para que produzcan coagulación verdadera o sea desestabilización de la doble capa de los coloides por comprensión o neutralización así como por el mecanismo del puente qUÍlllico, excluyendo la producción de floc de barrido
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
que se hace indispensable en la tloculación de aguas con bajo contenido de sólidos. c. Sumados los costos de con.'ltrucción y operación de la filtración directa y traidos a valor presente, por lo general resultan mucho más favorables que los del tratamiento convencional y presentan menos problemas de funcionamiento a largo plazo. d. El volumen de lodos provenientes del tratamiento es mucho más pequeño que en el sistema convencional. Sin embargo, existen algunas desventajas tales como: a. Se requiere un sistema de control de la dosificación química aplicada más cuidadoso, ya que pequeüos aumentos o disminuciones, a veces de sólo 1 mg/1 pueden afectar la calidad del filtrado. b. Pueden producirse carreras cortas, en especial cuando las dosis de coagulantes requeridas exceden de 15 mg/1 o existen grandes concentraciones de algas obstructoras de filtros (diatomáceas). c. El tiempo de contacto total para el tratamiento es relativamente corto lo que implica que debe reaccionarse rápidamente ante las modificaciones de calidad del agua cruda. Algunos de estos problemas pueden solucionarse en diferentes formas como se describirá después.
PARAMETROS BASICOS PARA EL DISEÑO DE SISTEMAS DE FILTRACION DIRECTA ·En el diseüo de sistemas de filtración directa deben considerarse las siguientes variables que la influyen grandemente: l. Calidad del agua cruda. 2. Tipo de coagulación y coagulantes. 3. Jntensidad y tiempo de agitación previa. 4. Capacidad de almacenamiento de sólidos del medio filtrante.
1. Calidad del agua cruda El agua cruda ideal para filtración directa es la que tiene las mismas características de los efluentes provenientes de sistemas de decantación, esto es: una turbiedad que el 90% del tiempo sea inferior a 1O UNT y preferiblemente inferior a 5 UNT, un color verdadero menor de 10 UC e190% del tiempo, concentraciones de hierro y manganeso inferiores a O. 3 mg/1 y concentraciones de algas obstructoras de filtros máximas de 500 ASU /mi y normales de 200 ASU /mi. Fuentes de este tipo no ofrecen el menor problema al ser filtrados sin decantación previa con dosis de coagulantes entre 4.0 y 8.0 mg/1 con o sin adición de polímeros. Cuando el color está entre 15 y 40 UC en forma habitual, la turbiedad entre 10 y 40 y hay contenidos de hierro mayores de 0.3 mg/1 pero menores de 1.0 mg/1, la filtración directa no es posible sin tomar especiales precauciones, sobre todo si se combinan o superponen dichos factores. En estos casos es absolutamente indispensable realizar estudios en planta piloto y en laboratorio para determinar la viabilidad de la filtración directa, por cuanto las dosis de coagulantes requeridas por estas aguas suelen ser mayores de 15 mg/1 y en ocasiones llegan hasta 30mg/1, sobre todo cuando hay color verdadero que solo precipita con altas dosis
de
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
539
coagulantes metálicos, lo cual induce carreras muy cortas de solo 4 a 7 horas, que no son convenientes, a no ser que se aumente la capacidad de almacenaje de sólidos dentro del medio filtrante en la forma que se detallará luego. 2. Tipo de coagulación y coagulantes Como se explicó en el capítulo II, existen básicamente dos tipos distintos de coagulación: La coagulación por adsorción y la coagulación por barrido. La primera puede ser de dos clases: a. Coagulación por neutralización, que consiste en la reducción del potencial respectivo de las cargas. b. Coagulación por puente químico que se realiza simultáneamente o después de la neutralización. La coagulación por barrido consiste, en cambio, en dosificar los coagulantes metálicos con concentraciones tales que excedan ampliamente los límites de solubilidad de los hidróxidos de aluminio o hierro en el agua y produzcan una masa tridimensional esponjosa que incorpore en ella las partículas de turbiedad con las cuales colisiona. Esto tiene especial importancia en la filtración directa porque en ella se pretende trabajar en lo posible con adsorción-desestabilización pura para evitar la producción de hidróxidos cuyo gran volumen llena rápidamente los poros de los medios filtrantes, aumenta la cantidad de lodos producidos y disminuye la resistencia al
cizallamiento del floc. No siempre es viable realizar este tipo de coagulación, pero entre más se acerque el operador a ella obtendrá mejores resultados con la filtración directa, mejor calidad efluente y carreras más largas. En la mayoría de los casos el coagulante de preferencia es el sulfato de aluminio con la ayuda de polímeros catiónicos o no iónicos para darle mayor consistencia al floc y evitar su rotura. El punto de aplicación varía mucho desde la mezcla rápida hasta los floculadores o el afluente a los filtros. El uso de polímeros según Kawamura (1976) tiene la ventaja de reducir el volumen de floc, disminuir el residual de aluminio en el agua filtrada, y minimizar los problemas de ajuste del pH y la alcalinidad. Empero, en aguas de baja turbiedad pueden reestabilizar los coloides por falta de contactos entre partículas, al permitir el doblamiento de las cadenas poliméricas sobre la superficie de los mismos. En algunos casos como en Brasilia, según Bratby (1986), ha dado mejores resultados el cloruro férrico. Este podría .ser preferible para aguas coloreadas. En otros casos se ha usado polielectrolitos sólo (sin adición de coagulantes metálicos) lo que por lo general aumenta la carrera de filtración, pero en algunas oportunidades produce aglutinamiento del lecho filtrante con el consiguiente deterioro del mismo. Por eso, cuando se usa polímeros es indispensable proveer lavado auxiliar además de lavado ascendente ya sea por aire o por agua, ya sea fijo (sistema Bailys) o rotatorio (sistema Palmer). 3. Tiempo e intensidad de la agitación Según Hudson (1965) como el volumen del floc producido está en proporción directa con la dosis de coagulante y el floc no se compacta significativamente dentro del lecho, existe una relación inversa entre concentración aplicada y longitud de las carreras de filtración: a mayor dosis, carreras más cortas. Sin embargo, de acuerdo con dicho autor el volumen del floc no depende solo de la cantidad sino de la energía aplicada durante el proceso de floculación. Esto es lo que hace que dicho proceso adquiera importancia en la filtración directa.
540
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
A mayor gradiente de velocidad menor volumen del floc producido y por tanto teóricamente debiera flocularse con alto gradiente. Sin embargo, ·hay un límite por encima del cual las partículas coaguladas no siguen creciendo sino que se desintegran y esto es lo que hace que exista un óptimo, que es cuando el número de colisiones es tal que el coeficiente de agregación de partículas influye menos que el coeficiente de rotura. Como los coeficientes de agregación y rotura dependen de una serie de factores que tienen que ver con las características tanto de los coloides como del tipo de productos de hidrólisis formados a los distintos pH, no es posible predecir por anticipado el gradiente de velocidad óptimo para cada caso el cual debe hallarse por experimentación, ni siquiera si es necesaria o no la floculación previa. Los autores presentan al respecto datos contradictorios. Algunos como McCormick y King ( 1982) han encontrado que la inclusión de la floculación como etapa previa antes de la filtración no afecta mayormente los resultados. Solo cuando se usan polímeros se nota un mejoramiento debido al mayor tiempo de detención que permite una reacción más completa de estos productos en el agua. Hutchinson y Foley ( 197 4) encontraron que para gradientes de velocidad constantes de 20 s-l un aumento de tiempo de detención de 8 a 18 min producen una reducción de la carrera de filtración de 1Oa 4. 2 horas. En su concepto, tiempos de detención mayores de 10 min no son beneficiosos. Hay que advertir, no obstante, que ellos trabajaron con gradientes de velocidad muy bajos que penniten la hidratación del floc. Estudios posteriores de Hutchinson muestran que tiempos de tloculación mayores de 4.5 producen peores efluentes. Trussell y asociadps (1980) trabajaron con cuatro diferentes tipos de agua floculada, una de 70s- y 20 min y otra sin floculación. Sus resultados fueron muy variables. En dos casos el mejoramiento en la calidad del agua fue modesto, aunque aumenta un poco la eficiencia por ligero incremento de la longitud de las carreras de filtración. En otro caso las turbiedades efluentes desmejoraron y en el último, ésta mejoró significativamente. Su opinión es que no existe evidencia contundente de la necesidad de la floculación antes de la filtración. Treweek ( 1979) encontró que incrementar el tiempo de floculación por encima de 7 min produce un floc visible, pero que esto no es. necesario para la filtración directa. Valores de Gt de 42000 parecen producir turbiedades efluentes adecuadas y conteos de partículas similares a los de la filtración convencional. Estudios realizados por el autor en la planta de la Ayurá (Medellín, Colombia) con tiempos de detención entre O y 40 min y dosificaciones de sulfato de aluminio de 5, 10, 15 y 20 mg/1 demostraron que la carrera más larga, de 8 horas, se obtuvo sin floculación pero con la peor calidad del agua y la más corta, de 4 horas con 30 minutos, de floculación pero con el mejor efluente. El gradiente utilizado fué bajo. Quizas la mayor dificultad y la causa de las incongruencias está en que hay una interrelación entre tiempo de detención y gradiente de velocidad que no se ha tenido en cuenta. En general a mayor gradiente de velocidad menor tiempo de detención requerido. De lo anterior se puede concluir que no hay nada definitivo respecto a la necesidad o no de tloculación previa a la filtración directa. Debe encontrarse este parámetro específicamente para cada caso.
4. Volumen del floc y carreras de filtración. Lo que domina la economía de la filtración es la productividad del filtro por carrera, tal como se explicó al hablar de la rata de filtración, ecuación IX-l.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
541
E~ filtración directa es frecuente encontrar bajas productividades de 100 a 200 m 3/m lo cual se compensa con el menor uso de coagulantes y energía. Empero, cuando las ratas de filtración son muy altas o el contenido de sólidos del afluente es importante, para evitar una disminución antieconómica de la productividad hay que aumentar la capacidad de almacenaje del medio filtrante.
Esto se ha hecho tradicionalmente: a. Aumentando la porosidad del lecho, entendida esta como la relación entre volumen de vacíos y volUD;len total del mismo. b. Aumentando la profundidad del lecho. c. Aumentando simultáneamente ambos parámetros. La longitud de las carreras de filtración, Le, es función de la porosidad, P 1 , y la profundidad, L , del lecho, del volumen del floc que le entra, Fv , y de la rata de filtración, Rf , relacionados asi:
pl XL
Le = cp - -
(IX-20)
FvRf Por eso, en filtración directa es frecuente el uso de lechos de arena y antracita más profundos y más gruesos que los convencionales a fín de conseguir· carreras más largas y mejores productividades. En la planta de tratamiento de Los Angeles, con base en estudios piloto, se recomendó un lecho profundo de material grueso de 2 mm de diámetr~ y 2.4 m de profundidad para que trabajara con ratas de filtración de 600m 3/m Id con lo que se obtuvo productividades razonables. Hutchinson y Foley (197 4) encontraron que era preferible profundidades de 0.46 m de antracita de 2.0 mm de T.E. sobre 0.30 m de arena de 0.5 mm de T.E. para obtener buenos resultados. Sin embargo, capas superficiales de l. 5 mm suelen producir malos filtrados por lo que se hace indispensable el uso de polielectrolitos. En Brasilia (Bratby, 1986) para poder obtener carreras de 15 horas se requirió el uso de O. 9 m de arena de 2. 5 mm de T. E. y 1.1 O de coeficiente de uniformidad. Hay que tener en cuenta que este tipo de medios consumen una gran cantidad de agua para el lavado lo que puede bajar la productividad. Los filtros de West Parish en Springfield tienen 0.60 m de antracita de 1.0 T.E. y 0.30 m de arena de 0.40 mm de T.E. En Sidney, Australia se investigaron profundidades de 0.60 a 0.90 de antracita de 1.0 mm de T.E. sobre 0.30 m de arena de 0.5 mm de T.E. Esta: tendencia a incrementar la profundidad de los filtros para filtración directa está basado en el hecho de que a igual relaciónL/ d n (profundidad del lecho sobre diámetro de la partícula elevado a un exponente que varía entre 1 y 2) igual eficiencia. Esto implica que si se aumenta el grueso de los granos hay que aumentar también la profundidad. Al aumentar ambos parámetros el espacio para almacenaje de sólidos se incrementa considerablemente, lo que permite manejar cargas más elevadas. FILTROS RAPIDOS DE FLUJO ASCENDENTE El uso de filtros de flujo ascendente es bastante antiguo. Porzio los sugirió en 1685. En 1889 Hyatt obtuvo una patente para uno de estos. Ciudades como Greenock en Escocia y Richmond en los Estados U nidos los emplearon a principios
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
del siglo XIX. A finales de dicho siglo y comienzo del presente, varias localidades tanto en los E. U. como en Europa teman filtros de flujo ascendente. Sin embargo, en los últimos 60 años su uso fue cada vez menos frecuente. En la actualidad se ha despertado nuevamente el interés en ellos, debido a que presentan la ventaja de que la granulometría decrece en el sentido del flujo. El filtro ascendente consiste en una caja provista de un falso fondo como indica la figura IX-62. El agua afluente entra por la parte de abajo y es recolectada en la canaleta superior.
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a. Hidráulica de los filtros de flujo ascendentes
La hidráulica de los filtros de flujo ascendente es bien distinta a la de los filtros de flujo descendente. Obsérvese la figura IX-63. Al estudiar esta se puede fácilmente constatar la magnitud y extensión de dichas diferencias: a) Debido a la mayor altura de los filtros de flujo ascendente, la presión estática sobre el fondo es mayor en ellos que en los de flujo descendente. b) Esta presión tiende a incrementar con el tiempo en los primeros, ya que es igual a ho + hf, mientras que en los segundos disminuye, por cuanto es igual a ho - hf, siendo ho la presión estática total y hf la pérdida de presión en el momento t. e) Tal hecho impide el que se pueda producir presión negativa en los filtros ascendentes, al contrario de lo que ocurre en los descendentes, salvo en el fondo del lecho. d) En los filtros de flujo ascendente, la altura del agua sobre el lecho no influye sobre la hidráulica del proceso, al contrario de lo que ocurre en los filtros descendentes. Basta que haya una altura mínima para regularizar la extracción del efluente. e) La diferencial de presión por capa, es mucho mayor en los ascendentes que en los descendentes, 19 que hace que las partículas del medio- trate:~ de expandirse en unos a medida que avanza la carrera y de compactarse en otros, cosa que ha sido comprobada experimentalmente.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
543
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FLUJO OESCENC'ENTE
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Fig. IX.63. Comparación de la hidráulica de filtros de flujo ascendente y de flujo descendente
b. Rata constante y rata declinante Los filtros ascendentes pueden también trabajar como los descendentes, con rata declinante y con rata constante. En los de rata declinante el flujo puede ir disminuyendo en cada unidad a medida que progresa la carrera y aumenta la colmatación del lecho. De acuerdo con los estudios de Casas y colaboradores (1985) la modalidad de rata declinante da consistentemente mejores calidades efluentes. Pérdida de Corga en e 1 Instalaciones de este hltronte tipo obedecen al esquema de la figura IX-64, N.A.Min. donde un tanque o cáma\[-=-==-ra de carga es conectado a un conducto afluente (canal o tubo) común a todos los filtros, suficientemente grande como para que no produzca pérdida de carga apreciable en el transporte de la masa líquida de modo que todas las unidades trabajen como vasos comunicantes, disposición similar a la de los filtros de rata declinante de flujo descendente. Fig. IX.64. Esquema de un filtro de flujo ascendente para trabajar con rata declinante
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Proyectos de este tipo han sido construídos en diversas partes de Brasil, en Las Palmas, Irati y Castro, estas últimas diseñadas y operadas por la SANEPAR. Aunque no se tienen pruebas definitivas, parece que en esta fonna la calidad del agua se vuelve estable. (Arboleda y Richter 1980). Por ejemplo, en la estación de tratamiento de Irati, se obtuvieron los siguientes resultados de operación en un período dado.
~specialmente
A~ua
Cruda
A~ua
Filtrada
124 UNT
Turbiedad máxima
1,10 UNT
Turbiedad mínima
16UNT
Turbiedad mínima
0,14 UNT
Turbiedad media
47UNT
Turbiedad media
0,40 UNT
Desvío del promedio
0,17 UNT
Turbiedad máxima
Desvio del promedio
30.3 UNT
El valor del desvío del promedio, comparado con la turbiedad media del efluente de los filtros ascendentes, demuestra la estabilidad y calidad del agua tratada, aún en condiciones de extrema variabilidad de la calidad del agua cruda. En las ciudades de Palmas y Castro, donde la turbiedad del agua cruda es menos variable, la calidad del agua tratada es aún más estable. Sin embargo, no se corrigen, con este tipo de proyecto, otros problemas de los filtros ascendentes, tales como lavado, relavado y drenaje. Los filtros de rata constante se discuten en la figura IX-65. En ellos la pérdida de carga durante la filtración se construye dentro de la cámara de carga colocando la entrada del flujo a 1.5 a 2.0 m por encima del nivel del agua en el filtro y colocando en cada unidad un vertedero que tenga el mismo nivel de los otros, a fin de que el flujo se reparta por partes iguales en todos y la pérdida de carga vaya aumentando, dentro del conducto del agua cruda, desde una altura mínima hasta la máxima permisible. E n t ro d o,-------,rr------.1 .----N. Mox . .., ~ A~-
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IJ Fig. IX.65. Esquema de un filtro de flujo ascendente para trabajar con rata constante
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
545
c. Especificaciones del lecho filtrante Cualquiera que sea el tipo de filtro de flujo ascendente que se escoja, las especificaciones del lecho filtrante son las mismas dictadas más por la experiencia y la naturaleza del agua cruda con que se cuente, que por la disposición hidráulica que se le de a la unidad. Estas especificaciones pueden sintetizarse así: -Profundidad total del lecho: 1,30 m a 2,40 m (promedio 2,00 m). -Espesor grava: 0,45 m a 0.60 m. - Tamaño grava: convencional para filtro descendente. -Espesor arena: 1,55 m a 1,95 m. -Tamaño efectivo: 0.7 a 1,0 mm (los granos varían entre 1,0 y 2,0 mm). -Coeficiente de uniformidad: 1,7 a 2.5
d. Filtros de flujo ascendente-clasificación V amos ahora a estudiar más en detalle los filtros de flujo ascendente que están siendo utilizados en muchos casos en forma bastante empírica. Básicamente estos filtros pueden clasificarse en dos tipos: l. Filtros terminales. 2. Filtros de contacto. Los primeros son los que reciben agua pretratada en unidades separadas de floculación y sedimentación y los segundos los que reciben agua cruda y realizan dentro del lecho los procesos de floculación-sedimentación y filtración. Los filtros ascendentes terminales tienen muy pocas ventajas con respecto a los filtros descendentes convencionales por cuanto gastan más agua de lavado, son más costosos de construir (tienen mayor volumen de lechos filtrantes), son más difíciles de lavar y menos confiables desde el punto de vista sanitario. Por eso el filtro de flujo ascendente no ha podido reemplazar al filtro de flujo descendente en igualdad de circunstancias y nosotros no nos referimos más a él en el presente trabajo. En cambio, cuando se lo usa como filtro de contacto, eliminando los procesos de pretratamiento, se vuelve muy atractivo, por cuanto en una sola unidad de bajo costo comparada con las convencionales, se pueden realizar todos los procesos de clarificación del agua, incluídas la floculación, la sedimentación y la filtración como veremos en seguida.
Floculación La floculación en el lecho filtrante se hace por microturbulencia combinada con alta concentración de partículas lo que hace la hace mas eficiente, y reduce el tiempo de floculación a unos pocos minutos. Para un lecho con un grano d = l. 5 mm, como el que existe en el fondo de los filtros ascendentes, y una porosidad p = 0.45 (T = 20°C), ~1 gradiente de velocidad es de 42 s- 1 si el flujo ascendente es del orden de 120m 1m2 Id. Esto significa que en las capas gruesas del fondo del filtro se tienen gradientes similares a los encontrados en los floculadores convencionales. Estos gradientes se van haciendo mayores a medida que el diámetro de las partículas o la porosidad disminuye. Por ejemplo partículas de d = O. 7 mm encontradas más arriba en el lecho filtrante producen gradientes de alrededor de 90 s- 1 que probablemente es
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
un valor muy alto que puede producir ruptura del floc, cosa que no importa, pues lo ·(}ue prima en las capas superiores del lecho son los procesos de retención por filtración, como veremos luego. Por otra parte, al irse colmatando el lecho, la porosidad de este decrece y por tanto los gradientes aumentan por aumento de la velocidad intersticial, lo que produce mayor ruptura del floc por la combinación de mayor esfuerzo cortante y menor tiempo de floculación. Debe observarse, que el proceso es función, de tres parámetros que en el caso son muy críticos (gradiente, tiempo y concentración), lo que 1~ hace muy sensible a los errores de dosificación. Cualquier falla en ella produce una mala calidad en pocos minutos, pues el período de respuesta es corto.
Sedimentación Las partículas que entran al filtro son en su mayoría más pequeñas que los poros y su remoción por decantación depende del Numero de Reynolds NR, expresado así:
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que también es llamado el número de Blake.
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De acuerdo con esta ecuación para velocidades entre 12CLy/24o m 1m Id el flujo es laminar. Se trata, pues, de un sedimentador laminar cuya eficiencia es inversamente proporcional al NR . O sea, que entre más pequeño sea el diámetro del grano del lecho (d) o la velocidad de filtracion (v) o la porosidad (p 0 ), más eficiente es la sedin1entación. Esto significa que los poros del lecho filtrante pueden actuar en especial en puntos donde la velocidad del flujo es baja (uniones entre granos), como diminutos decantadores para partículas más pesadas que el agua y mayores de un micrón, tal como se explicó en el capítulo VIII al hablar de la teoría de la filtración.
Filtración Las partículas tloculadas que por su bajo peso específico o su pequeño tamaño no pueden quedar removidas en las capas inferiores del filtro ascendente, suben hasta las superiores donde quedan retenidas por los mecanismos ordinarios que intervienen en el proceso de filtración, tales como la intercepción, la difusión o la acción hidrodinámica. Su capacidad para quedar adheridas a los granos depende de la calidad del floc producido en las capas inferiores. Por otra parte como los lechos filtrantes en los filtros de flujo ascendente quedan estratificados durante el lavado con expansión de grueso a fino y en el mismo sentido se hace la filtración, la distribución de los depósitos se hace de manera mucho más ünifonne que en los filtros descendentes.
e. Ventajas del filtro de flujo ascendente Los filtros de flujo ascendente, tienen las si.!:,ruientes ventajas:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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a. Dan mejor resultado en filtración de .contacto que los filtros descendentes. Esto se debe a una serie de factores, tales como su gran profundidad (alrededor de 2m), que permite un volumen de poros considerablemente más grande, el hecho de que el flujo pase por granos cada vez más finos, lo que estimula (como se dijo en el punto anterior) la mejor distribución de los depósitos, de que una buena proporción de los sólidos sedimentables más pesados sean retenidos en la grava del fondo descargando así las capas superiores de este material. Además el mayor período de residencia medio del flujo (debido al mayor volumen de material filtrante), da un mejor tiempo de respuesta a los cambios. b. Su eficiencia no está influenciada por el peso del floc. Esto es particularmente útil cuando se trata de aguas de baja turbiedad y alto color que requieren en los sistemas convencionales la adición de dosis altas de coagulantes, para producir un flocque sedimente en el tiempo de decantación disponibles en los sedimentadores. Este tipo de aguas son tratadas en forma muy eficiente y con notable· economía de coagulantes en los filtros de flujo ascendentes, pues se libera al operador de la necesi9ad de producir un floc pesado, aunque tal cosa no implica que se pueda subdosificar el agua, pues si las partículas de turbiedad y/o de color no quedan desestabilizadas adecuadamente, la calidad efluente, en este caso como cualquier otro sistema de filtraión, desmejora de inmediato. El color debe tratarse con más cuidado en los filtros ascendentes por cuanto requiere una dosis que aumenta estequiométricamente con dicho parámetro. Alto color forzosamente requiere de altas dosis de coagulantes (en este caso el filtro ascendente no disminuye la cantidad de coagulante consumido), lo que puede colmatar rápidamente el filtro. Además, el exceso de hidróxido de aluminio que contiene el floc de color aglutina con facilidad los medios filtrantes y si el lavado no es muy eficiente, produce con el tiempo grietas en el lecho que destruyen su eficiencia en relativo corto tiempo. c. Al comparar un sistema de floculación, sedimentación y filtración convencionales, con un sistema de filtración ascendente, capaz de hacer todo el trabajo en una unidad, se ve la ventaja que este último proceso representa desde el punto de vista operativo. Desafortunadamente existen limitaciones que hace la comparación no tan favorable en todos los casos como a primera vista parece.
f. Desventajas de los filtros de flujo ascendente Los principales defectos de los filtros de flujo ascendente son:
l. Fluidificación parcial periódica de la capa superior del lecho filtrante. A medida que las capas superiores de lecho se van colmatando, la velocidad intersticial v/p aumenta y la fuerza de fricción creada por el flujo, Fo, puede llegar a ser mayor que el peso gravitacional de los granos del lecho. En tal momento, este se expande en forma similar a lo que ocurre en el lavado de un filtro, con lo que, parte de los sólidos acunmlados escapa y la velocidad v/p disminuye haciendo que cese la expansión y el lecho vuelva a su nivel normal. Cíclicamente se repite este proceso. Sin embargo, los estudios realizados por Breci y Leaño (1983) demostraron que la fluidificación no afecta significativamente la calidad del agua filtrada y ~s ~ayor entre mayor sea la velocidad ascendente. Con tloc de color, 120 m /m Id no produjeron incrementos periódicos. Se tuvo que llegar a 180 m 3/m2 /d para poder observar el fenómeno, cosa parecida sucedió con la
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
turbiedad aunque el color tiende a desprenderse menos que la turbiedad. La fluidificación, por lo general, es de corta duración y produce un pequeño desprendimiento de partículas debido a que la mayoría de ellas quedan retenidas en las capas inferiores del lecho y en los primeros O. 6 m de lecho filtrante. Poco es lo que alcanza a llegar a la superficie y por tanto c1;1ano los granos rotan no se incrementa sigilificativamente la turbiedad. El deterioro cíclico de la calidad no necesariamente coincide con la expansión del lecho como lo demostraron Breci y Leaño. El lecho se expande solo al principio de la carrera y luego se contrae durante el resto de ella.
2. Lecho filtrante muy profundo
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Los lechos de los filtros de flujo ascendente se hacen de 1.80 m-a-2.40 (promedio 2. O) de profundidad total. Si se hacen menores las carrerasse vuelven muy cortas. Esto trae consigo el problema de que dificultan el lavado y aumentan el costo de construcción. Por eso en Europa los filtros de flujo ascendente se lavan con aire primero y agua después, lo que parece producir muy buenos resultados, dada la tendencia de estos filtros a formar bolas de lodo. En Brasil el SESP ha utilizado el sistema de vaciar el filtro por el fondo antes de inyectar el agua de lavado, con lo que se elimina casi todo el material grueso que ha quedado retenido en los drenes. Esta práctica no siempre es suficiente para mantener el lecho limpio, pero es altamente recomendable porque facilita su mantenimiento. Di Bernardo y colaboradores ( 1982) han obtenido buenos resultados haciendo, por corto tiempo, estas descargas por el fondo, como un método de prologar las carreras de filtración.
3. El lavado se hace en el mismo sentido que el filtrado Esto es quizas la principal objeción que suele hacerse a los filtros de flujo ascendente en los Estados Unidos, pues presenta la condición poco satisfactoria de que el agua limpia sale por los mismos conductos que el agua de lavado cuya contaminación es considerable. El agua filtrada además queda en la parte superior del filtro expuesta a posible polución accidental. Lo anterior puede corregirse dejando la canaleta de agua filtrada más alta que la de lavado y poniendo sobre el filtro una cubierta parcialmente removible o con bocas de inspección amplias y bien iluminadas para permitir la observacion del lecho.
4. El primer filtrado resulta bastante turbio y hay que arrojarlo al desagüe Este período de relavado varía según el filtro entre 20 minutos y una hora y tiene dos inconvenientes: Gasta más agua de lavado que los filtros descendentes convencionales y permite que el operador pueda cometer ocasionalmente errores de juicio y envíe a la ciudad agua filtrada no bien clarificada o lo que es peor, arroje por equivocación todo el primer filtrado al tanque de almacenamiento de aguas claras.
5. Requiere un sistema de drenaje a prueba de atascamiento Como en el agua cruda vienen partículas a veces gruesas, sistemas de drenaje, tales como boquillas, son totalmente inadecuadoas para filtros ascendentes, pues se obstruyen con el tiempo, lo que a la larga produce un deficiente lavado, que termina por deteriorar todo el lecho filtrante.
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La correcta selección del tipo de fondo de filtro que se use es uno de los puntos que deben estudiarse con más cuidado. Fondos Wheeler (dejándoles drenaje inferior), Leopold o prefabricados en V, son los ínás indicados, aunque no siempre a prueba total de atascamiento.
g. Selección del tipo de proyecto Lo primero que ha y que considerar antes de proyectar un filtro ascendente es si el agua de la fuente de abastecimiento que se pretende utilizar reune las condiciones necesarias para ser filtrada en este tipo de filtros. Estas pueden reducirse a tres: l. Color, el 90% del tiempo inferior a 40 UC con posibles períodos cortos de hasta 60 UC. 2. Turbiedad, el 90% del tiempo inferior a 100 UNT, y el 80% inferior a 50 UNT con períodos cortos hasta 250 UNT. 3. Poca variabilidad de la calidad del agua cruda, o variaciones lentas. Si bien estas reglas no pueden considerarse como absolutas, dan una mayor probabilidad de éxito en el tratamiento con filtros ascendentes. Se pueden encontrar condiciones más severas que las especificadas, en las cuales los filtros ascendentes han trabajado relativamente bien, pero en general es preferible ser en este aspecto más bien conservadores o realizar estudios pilotos que pennitan encontrar los parámetros reales de proyecto. Si el agua cruda se adapta para la filtración ascendente el proyectista tiene dos posibilidades. Filtros de flujo ascendente-descendente. Filtros biflujo.
Filtros de flujo ascendente-descendente Este tipo de filtros consiste en unidades conectadas en serie unas ascendentes y otras descendentes. El filtro ascendente con lechos profundos y gruesos sirve
como método de pretratamiento para el filtros descendente. Esta solución evita por completo los inconvenientes discutidos en los puntos anteriores de lavado y relavado, pero no los de profundidad del lecho y atascamiento. Cualquier objeción sanitaria al sistema queda eliminado, ya que la etapa de filtración descendente sirve de margen de seguridad que impide errores y asegura una buena calidad del agua que se envía a los consumidores. Sin embargo, lechos profundos y gruesos pueden presentar problemas de lavado. U na solución a esta dificultad es el presentado por Kawamura ( 1983) quién investigó la doble filtración. Consiste en construir dos baterías de filtros en serie una con lechos de material grueso que actúe a manera de prefiltro y otra de material fino convencional para que pula el efluente. Más económico puede ser utilizar la experiencia que existe en Iatinoamérica sobre los filtros de flujo ascendente. Podría estudiarse un tipo de filtro doble como el que se incluye en la tigura IX -73 en el que la primera parte es de flujo ascendente con capa de arena de 1 a 2 mm de diámetro y l. 40 m de espesor sostenida en una capa de grava de 0.45 m de altura (sistema corve~cional para esta clase de unidades) que trabaja con una rata alta de 240m /m /d y que se lava con agua
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
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cruda por medio de una válvula que inyecta el flujo de 4 unidades en una sola, seguido de un filtro de flujo descendente de arena-antracita, del tipo corriente, con lavado mutuo para que trabaje con ratas de 280 m 3/m2/d. De acuerdo con las investigaciones realizadas en la Universidad Javeriana de Bogotá y dirigidas por el autor, (Casas y colaboradores 1985) la peor calidad de agua que se obtuvo en un filtro de flujo ascendente piloto, trabajando con UJ:! afluente de 50 UC de color verdadero preparado por medio de la maceración de hojas, fué de 10 UC ~or tiempos m~nores de 1.0 hora, en forma cíclica, para velocidades de 240 m 3_tm Id y turbiedades inferiores a 2.0 UNT con carreras hasta de 50 horas. Un agua con estas características, aún cuando las mantuviera en forma continua y no esporádica como fué el caso, es ideal para someterla a filtración directa.
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Fig. IX.68. Filtro rápido con flujo ascendente y descendente
Esto significa que es posible hacer una filtración ascendente que prepare el agua para una filtración descendente en condiciones aceptables de funcionamiento. Tiene lo anterior la ventaja de que podrían dosificarse en forma separada el sulfato de aluminio que iría en el influente del filtro de flujo ascendente y el polielectrolito que se aplicaría al pasar el efluente de éste al filtro descendente. Para garantizar buenas condiciones de lavado sería recomendable el uso de aire y agua para el lavado de los filtros ascendentes. Si tal proceso se diseña con la tecnología simplificada que se usa en América Latina, el conjunto puede resultar muy operable y económico, como se puede obervar en la figura IX-74.
Filtros Biflujo Son los que admiten el agua para la filtración, tanto por la parte superior del filtro como por la inferior, como lo muestra la figura IX-75. Este tipo de filtro se conoce como el AKX en Rusia y se construye con una profundidad de 1.50 a 1.60 m de capa de arena. El sistema de recolección consiste en tubos de plástico perforados que se colocan a 45-60 cm debajo del nivel superior del lecho. El flujo se regula de modo que por la parte superior entre un gasto equivalente a 120-150 m 3/m 2/d y por la inferior 180-210 m 3/m 2/d. El filtro en total queda trabajando con 300-360 m 3/d 2/d. La velocidad de lavado es como en el caso anterior de 80-90 cm/min y se emplea conjuntamente agua y aire para aumentar la fricción entre los granos. El mayor problema de estos filtros ha sido el mal funcionamiento del sistema de drenaje incluido dentro de la arena.
FILTROS BIOLOGICOS Los filtros biológicos son otra forma de hacer remoción de orgánicos, y pueden hacerse con filtración rápida o con filtración lenta. En ambos casos, el medio
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
poroso granular al recibir agua con suficiente carga orgánica disuelta, tiende a formar una película biológica alrededor de los granos del mismo, capaz de alimentar microorganismos de distinto tipo, consumidores de la materia orgánica biodegradable (MOB), esto es, del grupo de compuestos y/o moléculas asimilables por las bacterias. La filtración biológica puede hacerse con: l. Filtros rápidos de arena, o de arena y antracita o de carbón activado granular con o sin la inyección de ozono y/o la supresión del cloro en el agua de lavado. 2. Con filtros lentos de arena con o sin la inyección de ozono. FILTROS RAPIDOS BIOLOGICOS En cualquiera que sea el biofiltro, los microorganismos forman una biopelícula autóctona generada por distintas especies, que incluyen bacterias heterotróficas y otras formas de vida superior, las cuales usan como fuente de energía la materia orgánica biodegradable, consumiendo el carbono naturalmente presente en el agua, que contienen los subproductos de las algas y las sustancias que ellas excretan, así como las sustancias húmicas y otra variedad de estructuras orgánicas. Hasta ahora no se ha demostrado que los subproductos de la actividad biológica (por ejemplo, lipopolisacáridos y otros productos microbianos solubles) tengan efectos adversos en la salud de los consumidores. La biofiltración puede usarse como proceso único o como proceso complementario para aumentar la remoción del COT cuando la coagulación avanzada de orgánicos no alcanza a cumplir las normas y se requiere remover una mayor cantidad de materia orgánica biodegradable (MOB) para evitar crecimientos bacterianos en las redes, y los otros problemas contaminantes. En biofiltración, es la concentración de biomasa la que parece controlar la remoción de COD, concentración que puede ser estimulada o disminuida, según las circunstancias. La disminuyen el cloro y los desinfectantes, que dejan un efecto residual, y la rápida variabilidad del MOB afluente y los periodos prolongados de descanso del filtro. La estimulan el alto contenido orgánico, la temperatura, el pH del agua, y en especial algunas sustancias químicas como el ozono, que incrementa la biodegradabilidad de la materia orgánica, rompiendo las largas moléculas orgánicas en moléculas más polares y más pequeñas, con lo que se hace más asimilable el material orgánico al catabolismo bacteria!. La ozonación reduce además el potencial de formación de trihalometanos, sin afectar la alcalinidad ni el pH. Sin embargo, la determinación de la dosis óptima de 0 1 que se piensa utilizar es un asunto delicado, que debe estudiarse cuidadosamente -en laboratorio y planta piloto porque puede generar, en especial cuando su dosificación se incrementa a valores sobre 4.0 mg/1 de 0/mg/1 de COT, subproductos de la ozonación (SPO), algunos de los cuales han probado ser cancerígenos en animales. Estos SPO, entre otros, son los siguientes: ED Bromatos formados por la reacción de los bromuros (cuando existen en el agua) con el 0 3 y con el DOC, que han sido regulados por la EPA a un máximo de 0.01 mg/1. La formación de bromatos es directamente proporcional a la presencia de bromuros, de manera que cuando se incrementa el COD y se requiere, por eso, incrementar el Ov pueden encontrarse valores altos de bromatos. Se enfrenta así el dilema de que si las dosis de ozono son
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bajas, se minimiza la formación de subproductos de la desinfección bromados, y si las dosis son altas, aparecen demasiados bromatos, en especial a pH ambiente, lo que debe evitarse. Por eso hay que buscar una solución de compromiso para cada sitio. Aldehídos, que por lo menos son cuatro, formaldehídos, glicosal, acetaldehído y metilglicosal, los cuales se incrementan en función del COD del agua cruda, en forma independiente de la presencia de bromuros. Ketoácidos, que también se producen en proporción al COD presente, sin importar la concentración de bromuros. Por último, debe considerarse la posibilidad de que se produzcan recrecimientos bacterianos y biopelículas en las tuberías de la red, al escapar compuestos orgánicos de los procesos de tratamiento cuya biodegrabilidad ha sido aumentada por la ozonación. Las altas remociones de partículas en el filtrado son, por eso, esenciales en el caso.
Los ensayos realizados por Goldgrabe y colaboradores (1993) muestran que la turbiedad en los filtros, ya sea con precloración (PC) o lavados con agua preclarada (BWC) o sin presencia de cloro (NC), no muestra significativa diferencia, lo que prueba que la filtración biológica no degrada la calidad del filtrado, no obstante que no se observó biomasa activa en el PC y la que apareció en el NC fue siete veces mayor que el BWC después de 12 semanas de ensayos. Sin embargo, ese crecimiento rápido de la biomasa dentro del medio acelera la rata de incremento de la pérdida de carga, lo que se traduce en carreras más cortas, que se pueden alargar usando medio filtrante más grueso, o cambiando la velocidad de filtración, que al parecer influye en la rata de acumulación de la biomasa, no así en la cantidad de la misma después de que el lecho se ha madurado ya. Cualquiera que sea el caso, la acumulación de carga orgánica, cuando ésta es muy alta, puede volver sépticas algunas capas del filtro, en especial cuando ha estado por cierto tiempo fuera de servicio, y producir mala calidad efluente. Debe, por eso, chequearse en éste el oxígeno disuelto (OD) y en caso de estar bajo, lavarse vigorosamente el lecho. También debe lavarse después de haberlo dejado por algún tiempo sin uso, antes de ponerlo en servicio. Hay que tener en cuenta que el éxito de la filtración biológica depende del control cuidadoso que se haga de la biomasa dentro del lecho, la cual se puede desprender, si se produce un súbito incremento en la rata de filtración, deteriorando la calidad del filtrado, en mayor proporción que en la filtración convencional. Malley y colaboradores (1993) identificaron las siguientes bacterias activas en la biomasa: Pseudomonas vesicularis, Pseudomonas fluerencens, Antobacter autroficus y Cronwbacteriwn violacecum, todas aerobias gramnegativas, prevalecientemente acuáticas y con capacidades heterotróficas. La producción y remoción de la materia orgánica biodegradable (MOB) se evidencia en la figura IX -68a, tomada de Smith y Eme leo ( 1998), en la que se observa que la MOB que entra a la planta de tratamiento aumenta después de la sedimentación, y aún más después de la ozonación, que es cuando más partículas se producen, pero desciende sensiblemente después de la filtración biológica hasta terminar en una fracción de la que entró a la planta, de forma que, en conjunto, se hace una sustancial remoción del COD al finalizar los procesos. Niquette y colaboradores (1998), así como Malley y colaboradores (1993), y otros, han trabajado en biofiltros piloto, con geotextiles o mallas de poliuretano para promover la recolección de partículas en ellas y estimular de esta manera la actividad bacteria!, así como reducir el aumento de pérdida de carga en el medio filtrante, con algún grado de éxito. Esta tecnología no está totalmente desarrollada, pero puede ensayarse en casos especiales.
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION 5.00
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Post sedimentación
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cloroción
Etapa de tratamiento
Fig. IX.68a. Producción y remoción de MOB a través de una planta de tratamiento
LAVADO DEL FILTRO BIOLOGICO Según Arnirtharajah (1998), las células de los microorganismos están negativamente cargadas, carga que adquieren, dependiendo del pH, por ionización de los grupos presentes en la superficie de los coloides, como aminas, carboxilos, fosfatos, etc. Con base en la teoría, estas células deben ser repelidas por los granos del medio a bajas concentraciones, pero a altas concentraciones, las fuerzas atractivas de Van Der Waals, que actúan sólo a muy cortas distancias, exceden la repulsión eléctrico-estática y adhieren los microorganismos a las superficies, estableciendo así puentes poliméricos formados por el material extraceular que ellos segregan. Esto hace que las bacterias, que son partículas hidrofóbicas, se peguen a los granos del lecho más fuertemente que las partículas de arcilla, lo cual explica la diferencia que se observa en la forma como actúan las partículas no biológicas durante el lavado, que empiezan a desprenderse de los granos desde el comienzo del proceso, en cambio, las partículas biológicas lo hacen sólo un tiempo después. (Véase la figura IX -68b). Debe tenerse en cuenta que el lavado de los biofiltros no puede ser tan vigoroso que elimine por completo la biomasa que se ha formado entre los granos del lecho, porque ésta se necesita para iniciar la siguiente carrera de filtración. Por eso, el uso de agua de lavado dorada, por lo general, no resulta satisfactoria porque tiende a inactivar los microorganismos presentes en ella, los cuales sólo posteriormente, a lo largo de la carrera, vuelven a recrecer, con lo que la eficiencia del proceso disminuye, en comparación con la de los filtros que se lavan con agua no el orada. El lavado de los filtros biológicos debe, por tanto, cumplir los requisitos contradictorios: por una parte, no destruir toda la población bacteriana indispensable para el catabolismo bacterial, y por el otro, debe eliminar el exceso de material que obstruye los poros del medio y que puede producir carreras cortas, bolas de lodo e, incluso, condiciones sépticas, como se dijo antes.
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Turbiedad Partículas heterobióficas
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40
30
10
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2
3
4
Muestras de igual volumen Fig. IX.68b. Turbiedad y remoción de bacterias durante un lavado de volumen constante con una expansión de 60%
No debe perderse de vista, sin embargo, que el material biológico se adhiere con mayor fuerza que el no biológico y, por tanto, es posible que para· mantener en buenas condiciones el lecho se requiera recurrir a lavado auxiliar con aire y, en ocasiones, utilizar lavado con agua clorada cuando las condiciones de temperatura y concentración del MOB inducen un excesivo crecimiento orgánico.
LECHO FILTRANTE Los lechos filtrantes de los biofiltros son en general similares a los que se usan para filtración convencional. Pueden ser de cuatro tipos: • Lechos de arena sola de capa fina de alrededor de 0.5 mm de tamaño efectivo y 1.6 de coeficiente de uniformidad, con profundidad de 0.60 a 0.75 m. Las cargas superficiales, en estos casos, deben ser del orden de los 120 m3/ m 2/d. Lechos mixtos de arena y antracita (A y A) de 0.50 m de profundidad de antracita entre 0.9 y 1.2 mm de tamaño efectivo y 1.4 a 1.6 de coeficiente de uniformidad, sobre 0.25 a 0.3 m de arena de 0.5 a 0.6 mm de tamaño
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• •
efectivo y 1.5 a 1.7 de coeficiente de uniformidad. Pueden trabajar con velocidades de 240 a 300 m3/m 2/d. Lechos de antracita sola (AS) profunda de 1.20 a 1.6 m de profundidad y tamaños medios entre 1.4 y 2.4 mm. Pueden trabajar con velocidades hasta de 400 m3/m 2/d. Lechos de carbón activado granular (CAG) de 0.75 m de profundidad, con tamaño efectivo de 0.5 a 0.9 mm y coeficiente de uniformidad entre 1.4 y 1.6 y velocidad de filtración entre 120 y 240 m3/m 2/d. Se pueden hacer también lechos mixtos de carbón activado y arena, similares a los A y A o lechos profundos de solo CAG.
Según Wang y colaboradores ( 1995), de los tipos de medios filtrantes antes descritos, el más eficiente es el CAG, cuyo contenido de biomasa fue tres veces superior al AS o A y A. El CAG que dio mejor resultado fue el basado en carbón mineral de lignito, superior al carbón de madera o al bituminoso. Los investigadores antes citados confirman las conclusiones de Amirtharajah de que la cloración frena el crecimiento de la biomasa en los filtros de antracita. Los filtros de antracita que trabajaron con agua preclorada tuvieron dos a tres veces menos biomasa que los lavados con agua dorada. De aquí se deduce que la precloración del agua que entra a los filtros impide el rápido crecimiento bacteria! en los poros del lecho, cuando el residual de cloro permanece en forma continua en el hecho, mientras que cuando el cloro únicamente entra en el agua de lavado, sólo disminuye la producción de biomasa durante el periodo posterior, pero permite el recrecimiento de la misma durante la carrera, en la que se vuelve a formar hasta en proporción a un orden de magnitud menor que la de los filtros no sometídos al contacto con desinfectantes. Por otra parte, desde el punto de vista de la eficiencia en la remoción del MON, como era de esperarse, fueron los filtros no dorados los que dieron los mejores resultados. Los subproductos de la ozonación (SPO) también fueron mejor retenidos por estos filtros, lo que es de mucha importancia, por el peligro de recrecimientos bacterianos en la red de distribución, cuando éstos atraviesan masivamente los filtros, para lo cual el CAG fue definitivamente superior al lecho de arena o arena y antracita. Parecería que las diferencias en la rugosidad del CG en relación con los otros medios, así como los procesos de adsorción que éste produce y las diferencias en las poblaciones bacterianas que estimula, son tal vez las causas de que se genere una biomasa más activa.
FILTROS LENTOS BIOLOGICOS La filtración lenta o biológica, esto es, a ratas menores de 12 m3/m 2/d, precedió a la filtración rápida. Los primeros filtros lentos para toda una población se construyeron en Paisley (Escocia) en 1804. Con la aparición de los filtros rápidos, los lentos se fueron usando cada vez menos, en especial en países de América, en algunos de los cuales no se volvieron a construir nuevas instalaciones de este tipo en los últimos 30 años. En Europa, las instalaciones de filtros lentos existentes han seguuido usándose (como en el caso de Rotterdam y Amstterdam, entre otros). Sin embargo, en los países en desarrollo, los filtros lentos, en zonas rurales principalmente, pueden tener ventajas definidas sobre los filtros rápidos, cuando:
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l. La turbiedad del agua cruda no sobrepasa 1O UNT. Pero se pueden aceptar por pocos días al año turbiedades mayores de 20 UNT, máximo 50 UNT. Si las turbiedades son mayores debe pensarse en prefiltros como los que describiremos más adelante. 2. El precio de la tierra es bajo. Los filtros lentos ocupan aproximadamente un área de 20 a 40 veces mayor que los rápidos. 3. Se quiere depender más de la remoción bacteria! producida por los filtros, que de la desinfección producida por el cloro. 4. No existe en el lugar la capacidad técnica para operar sistemas completos de coagulación-filtración. En especial son éstas dos últimas condiciones las que determinan la superioridad de los filtros lentos en zonas rurales. Por otra parte, como no es conveniente coagular y sedimentar el agua antes de filtrarla en este tipo de unidades, si es necesario realizar dichos procesos, los filtros rápidos serán siempre más ventajosos que los lentos, sobre todo si aquellos se los construye en la forma simplificada, como se explicó anteriormente. En la actualidad el CINARA de Cali (Colombia) está estudiando diferentes métodos de pretratamiento por prefiltración para ampliar la aplicacabilidad de los filtros lentos, algunos de los cuales parecen muy promisorios, como se verá más adelante.
l. Filtros lentos convencionales a. Descripción general. Un filtro de flujo descendente consiste en una caja rectangular o circular a la cual se coloca de 0.90 m a 1.20 m de arena fina sobre 0.40-0.45 m de grava gruesa. Encima del lecho filtrante se deja una capa de agua de 1.00 a 1.50 m y debajo de la grava se coloca un sistema de drenes apropiados. Ya sea a la entrada o a la salida, el flujo se regula para mantener una velocidad de filtración constante. b. Rata de flujo. La rata de flujo varía entre 2 y 14 m3/m2/d. Más frecuentemente entre 3-6 m3/m2/d. c. Lecho filtrante. La grava se diseña en forma similar a la de los filtros rápidos. El lecho más fino debe ser de 1116" (1.59 mm) ó 1112" (2.12 mm) preferiblemente. La arena está constituida por un lecho de 0.90 a 1.20 m de granos finos de 0.15 a 0.30 mm de tamaño efectivo y 1.5 a 2.5 de coeficiente de uniformidad, más frecuentemente 1.8 a 2.0. La arena se coloca sobre la grava por capas. Al no existir lavado ascendente no existe estratificación y los granos finos se mezclan con los gruesos, lo que hace que la porosidad sea menor que en los filtros rápidos lavados con fluidificación de los granos. Existe evidencia (Visscher y Galvis, 1987) de que la calidad del efluente empeora en proporción inversa al tamaño del medio filtrante. Es preferible por eso, usar medios finos en cuyo caso la longitud de las carreras puede disminuir. d. Número de unidades. Por lo menos debe haber dos unidades, de modo que cuando se ponga fuera de servicio una pueda trabajarse con la otra. Debe por tanto considerarse una capacidad adicional de reserva, como lo indica la Tabla IX -18. La máxima área de un filtro deben ser 200 m 2 para facilitar la operación de limpieza.
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
La Tabla muestra que cuando se diseña para pequeñas poblaciones, un solo filtro debe ser capaz de tratar la totalidad del flujo sin sobrecarga, para mantener una capacidad de reserva de 100%. Para poblaciones mayores esta reserva puede ser menor. Tabla IX.18. Capacidad adicional necesaria en plantas de tratamiento con filtros lentos
e. Forma de los filtros. Los filtros pueden ser circulares o rectangulares, con paredes verticales o inclinadas, como lo muestra a figura IX -69. La ventaja de éstas últimas, es la de que se puede transmitir toda la carga al terreno y solo cubrir con una capa impermeabilizante la parte excavada, para evitar las filtraciones. Requiere un espacio mayor debido al talud, ya que el área crítica está a nivel de la superficie del medio filtrante. El volumen total de arena es menor. f. Sistema de drenaje. Los sistemas de drenaje del filtro lento pueden ser de diferente tipo, principalmente: (1) Ladrillos tendidos de canto, con otros ladrillos encima tendidos de plano, dejando un espaciamiento de 1 cm entre lados. El conjunto drena hacia un canal colector central, que recolecta todo el flujo del filtro. (2) Bloques de concreto poroso en forma de puente, que confluyen también a un
Control del flotador
AGUA
3 160
150Jil----------- _9 .70
(Jocu piranga - Brasil)
(Río Claro - Brasil)
Fig. IX.69. Filtros lentos (HespanhoL 1969)
559
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
canal central. (3) Tuberías de drenaje perforadas con orificios no mayores de 1" (2. 54 cm). Estas tuberías pueden desembocar en forma de espina de pescado a un conducto o tubería central o a un pozo lateral con una pendiente del 1 % al 2%. Las tuberías deben calcularse como múltiples. Los sistemas descritos se esquematizan en la figura IX-70. g. Control de rata de flujo. Los filtros lentos se suelen operar con una velocidad constante de filtración. Esto se puede conseguir: regulando la entrada de agua o regulando la salida. La regulación del t1ujo a la entrada es quizás la más simple y económica. Basta colocar a la entrada dd agua Clllda un vertedero de aforo y una válvula de control del t1ujo para mantener un caudal constante por ajuste de dicha válvula. ARENA
LADRILLOS TENDIDOS
DE PLANO
LADRILLOS TENDIDOS DE CANTO
FONDO CON LADRILLOS TENDIDOS DE
BLOQUES DE CONCRETO POROSO
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Fig. IX. 70. Fondos para filtros lentos
1-Z o¡o
560
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Cuando son varias unidades en el canal de ingreso, se dejan vertederos cuya cresta esté al mismo nivel, de manera que d flujo se reparta por partes iguales en todas ellas. En estas condiciones el nivel del agua en el filtro es variable. Cuando el lecho está limpio, el nivel desciende hasta la altura de la tubería de salida y a medida que se ensucia, el nivel va subiendo hasta llegar a un máximo. En este momento se interrumpe el servicio y se hace la limpieza del lecho. (Véase la figura IX-71). Este sistema tiene las siguientes ventajas. l. Evita que se produzca pérdida de carga negativa en el lecho. 2. Es por tanto menos propenso a quedar bloqueado por el aire retenido entre los granos. 3. El control de la pérdida de carga se hace observando el nivel de agua en el filtro. 4. La operación es más simple y confiable, pues disminuye automáticamente su velocidad de filtración, cuando llega al máximo de la pérdida de carga permisible. Se fuerza de esta manera al operador a efectuar la limpieza periódica del filtro. Su mayor desventaja consiste en que la caja del filtro resulta más profunda porque hay que dejar 1.20 a 1.80 m para variación de nivel.
Vaciado del Sobre naVertedero Aforado;
¡ donle del Fillra·
Disipador de Energia
/ 1.20-1.40
ARENA
0.80-1.0
GRAVA
0.30
Fig. IX.71. Filtro lento con control a la entrada
La rata de :f;lujo puede también controlarse a la salida como 'lo muestra la figura IX-72. Se puede usar un sistema de flotador, como en los filtros rápidos o un tubo periscópico, que se deslice dentro de otro, sostenido por un anillo flotante, de manera que mantenga la misma altura de la lámina de agua sobre el rebose, cualquiera sea la pérdida de carga en el filtro. En paises en desarrollo este sistema se usa poco. Sistema de entrada. El afluente debe entrar con baja velocidad en el filtro inferior a 0.3 mis para no escarificar el lecho. Estructuras de disipación de energía deben instalarse en caso contrario. Sistema de salida. El agua filtrada es recolectada por los drenes y sale por la tubería efluente que debe situarse (cuando no hay control de flujo a la salida) por encima del nivel de la superficie del medio filtrante a fin de evitar las pérdidas de carga negativas. Si se utiliza la configuración de la figura IX -71, la tubería efluente
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIACACION DEL AGUA
561
lle9Qdo de OI}UO crudo
PLANTA VISTA A-A
Fig. IX.72. Sistemas de control de velocidad de filtración a la salida en filtros lentos
debe ventilarse para evitar bolsas de aire, tanto en el codo como en los drenes. Hay que dejarles a ellos, por otra parte, la posibilidad de vaciarlos para caso de reparación. Vaciado del filtro. El vaciado del filtro para limpieza se hace cerrando el ingreso del agua cruda al filtro y dejándolo que siga filtrando hasta que el nivel descienda a ras con la superficie del lecho filtrante. Sin embargo, si el filtro está muy colmatado, el descenso del nivel puede ser muy lento, en especial la última parte, razón por la cual es indispensable dejar una tubería de drenaje sobre la superficie del lecho que pueda abrirse para la extracción del volumen final. Igualmente, hay que dejar una tubería de excesos para evitar que la unidad se rebose al final de la carrera. En la configuración de la figura IX-71 es necesario, para secar el medio filtrante antes del raspado, abrir por corto tiempo la válvula de vaciado de los drenes. h. Limpieza del filtro lento. La limpieza del filtro lento se hace raspando uno o dos centímetros de la superficie del lecho y extrayéndolos. La altura de la capa filtrante va disminuyendo con cada raspado. Generalmente después de 10 a 15 raspados el lecho se ha reducido hasta quedar sólo 60-70 cm y debe colocarse nueva arena en el filtro. En filtros de gran área~ como los que existen en Europa, se usan sistemas mecánicos de limpieza que lavan "in situ" la arena y la vuelven a poner automáticamente. Algunos operadores prefieren después de tres raspados, lavar la arena que han extraído y colocarla de nuevo, para evitar tener que reponer gran cantidad de medio filtrante de una sola vez, lo que puede ser una operación costosa. La arena de todas maneras debe almacenarse en un lugar cubierto, hasta que haya suficiente volumen para lavarla y volverla a poner. La frecuencia con que hay que hacer la limpieza depende de la calidad del agua cruda. Puede variar desde dos días, hasta dos meses o más según el caso. Frecuentes limpiezas hacen gravoso y antieconómico el funcionamiento de los
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
filtros lentos. El raspado del lecho debe efectuarse, cada vez que la pérdida de carga excede la presión estática sobre los drenes. Cuando hay problemas con aire es conveniente hacerlo más a menudo. Para medir la pérdida de carga es necesario dejar un piezómetro conectado al tubo efluente o a la caja del filtro. Este detalle por desgracia, suele a veces ser olvidado por los diseñadores.
i. Llenado del filtro. El filtro lento hay que llenarlo por los drenes, para evitar que el aire que existe en el lecho filtrante, pueda quedar atrapado entre los granos y obstruya el paso del agua durante la operación del filtrado. Para esto es conveniente dejar una tubería que interconecte todas las unidades, a fín de que cualquier filtro se pueda llenar por el fondo, con el flujo de los otros. j. Operación de los filtros lentos. En los filtros lentos además de los mecanismos físico- químicos que intervienen en todo proceso de filtración y que fueron explicados en detalle anteriormente, se realizan una serie de procesos biológicos en forma mas acentuada que en los filtros rápidos. La eficiencia de la filtración lenta varía de acuerdo con la clase de parámetro que se analice. Según Galvis y Colaboradores (1991) (Véase la tabla IX-19) la remoción de entreo-bacterias puede llegar hasta el 99.99%, igual que la de quistes y protozoarios. La reducción del color es uno de los puntos de mayor discusion. Por lo común ésta no alcanza a mas de un 30%, pero los distintos filtros instalados por el CINARA en Colombia, han llegado hasta el 90%. Tabla IX.19. Eficiencia de los filtros lentos de arena (Galvis y Colaboradores)
Reducción Típica
Parámetro Entero-bacterías
90-99.99% o aún mayor, sin embargo, la eficiencia de remoción de
Coliformes es reducida bajo condiciones de tempertauras bajas, aumento en la velocidad de filtración, uso de arena gruesa, poca profundidad del lecho de arena, concentración reducida del contaminante y justo después de la remoción de la membrana biológica. Cercarias de esquisitosoma
Remoción virtualmente completa
Quistes de protozoarios
99- 99.99% aún después del filtro.
Turbiedad
Generalmente reducida a menos de l UNT
Color
30-90% siendo 30% la eficiencia más común
Materia orgánica
DQO 30-70%; CDT 15-30%. Materia orgánica tal como ácidos húmicos, detergentes, fenoles, y algunos pesticidas y herbicidas pueden ser removidos des 50 hasta más de 99%. Pueden ser significativamente removidos.
Hierro, Manganeso esados
3 O - 90 % o aún más.
En cuanto a la turbiedad, cuando los lechos están dando su máximo rendimieiT to, su reducción es tal que los efluentes producen valores inferiores a 1.0 UNT, pero cuando hay arcillas muy finas, pueden presentarse turbiedades mayores, que a veces son difíciles de controlar. Por fortuna, la baja remoción de turbiedad, no necesariamente significa disminución de la eficiencia bacteriológica de la unidad A veces, pueden coexistir una buena eliminación de bacterias y protozoarios con una mala reducción de turbiedad. Debe tenerse en cuenta que recien iniciada la operación, la eficiencia del filtro es baja y va aumentando a medida que el tiempo pasa (lo que se suele llamar "proceso de madüración ")como se muestra en la figura IX-73. Se deduce de aquí
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIACACION DEL AGUA
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que el raspado frecuente del medio filtrante, al eliminar la capa biológica, es inconveniente. Los resultados mejores, se obtienen a partir de aguas crudas con turbiedades moderadamente bajas (menores de 10 UNT) y contaminaciones no muy altas, menores de 500 Coli por 100 ml. Con aguas que exceden francamente esos límites conviene pensar en la introducción de pretratamientos antes de la filtración lenta, como los que se describirán mas adelante. Las principales interferencias del filtro lento son: l. La alta contaminación del la fuente (índicies coliformes mayores de 800 Coli/mil). 2. La alta turbiedad, como se explicó antes (consistentemente mayor de 10 UNT), y/o color (mayor de 20 UC). t'\
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Fig. IX.73. Número de bacterias totales existentes en el efluente de un filtro lento (según Marshall)
3. La alta concentración de algas en aguas con clorofila del orden de 0.015 mg/1, que pueden elevar el pH, producir precipitación del calcio en los granos del lecho, y acortar las carreras de filtración cinco o mas veces, obligando a raspar con demasiada frecuencia la superficie del medio filtrante. 4. Las bajas temperaturas (menores a 4°C) que disminuyen notoriamente la eficiencia del filtro a menos del 50%. 5. La intermitencia de la operación, cuando se trabaja durante ciertos períodos al día o a la semana y no continuamente, se daña la capa biológica y se reduce la eficiencia a valores inaceptables. El filtro lento debe trabajar permanentemente. 6. La calidad del agua cruda que si no trae suficientes nutrientes (lo que a veces ocurre con aguas de deshielo) o trae demasiados coloides finos (lo que ocurre a veces con aguas de embalses con largos períodos de retención) limitan la remoción tanto microbiológica como de turbiedad en forma significativa. 7. El empleo de altas velocidades de filtración, que puede producir acortamientos de la carrera del filtro. Estos factores 8 , todos o algunos de ellos, sumados a veces a una deficiente operación, pueden producir resultados poco satisfactorios. 8
En Estados Unidos se están exigiendo estudios de eficiencia de los filtros lentos, antes d.; aprobar su uso.
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Nuevos desarrollos en los filtros lentos En la actualidad se está estudiando el uso de mantas filtrantes sintéticas y de medios dobles de grava (en la superficie) y arena (debajo de la grava). Las mantas sintéticas consisten en la colocación de una o varias telas de fibra plástica que tienen espesores de 3 a 5 mm y porosidades de 70 a 90 %, las cuales se extienden sobre la arena, cuyo espesor se ha podido reducir a unos 30 cm. Parece dar los mejores resultados combinar telas de mayor porosidad y menor área específica con otras de menor porosidad y mayor área específica (Di Bernardo y Otros, 1991). Las mantas alargan la carrera de filtración hasta cinco veces, sin deterior la calidad del efluente. Como la capa biológica se forma en ellas, para hacer la limpieza del filtro, basta retirarlas, lavarlas y volverlas a colocar. Esta labor es fácil en filtros lentos pilotos o pequeñas unidades, pero puede ser muy dispendiosa en grandes sistemas. Se ha pensado, por eso, (Wegelin, 1991) en utilizar 5 cm de grava de 4 a 8 mm de diámetro colocada sobre la arena para estimular la formación de la capa biológica en ella. Esto ha producido experimentalmente carreras mucho mas largas que las de los filtros convencionales. Sin embargo, queda por resolver el problema de la limpieza fácil tanto de ese material como de la arena.
PREFILTROS Cuando la turbiedad y/o la contaminación microbiológica, no cumplen con los requisitos que permitan utiliar la fuente en este proceso, se utilizan prefiltros para preparar el agua. Estos pueden ser de tres clases: l. Prefiltros en grava de flujo ascendente. 2. Prefiltros en grava dinámicos. 3. Prefiltros en grava de flujo horizontal. Existen también prefiltros de grava de flujo descendente pero no parece que tengan ninguna ventaja sobre los arriba enumerados.
1. Prefiltros en grava de flujo ascendente a. Generalidades Los filtros lentos ascendentes se han estado usando en Escocia desde la última Guerra Mundial y han dado muy buenos resultados. La remoción bacteria! ha llegado a ser del 100% para contaminaciones de NMP 180. Escencialmente consisten en colocar en el fondo del tanque de almacenamiento una capa de grava fina y de arena que actúe como filtro lento. Introducir el agua por los drenes, dejar que ascienda a través del lecho filtrante y recolectarla en la parte superior. La idea nació al investigarse la posibilidad de construir un filtro preliminar de grav_a como pretratamiento para filtros lentos. Se pensó en hacer un filtro de dos etapas: U na ascendente en una cámara especial en donde se habían colocado tres lechos de grava de tamaño decreciente, y otra en que el flujo descendía a través de un lecho de arena fina. Posteriormente se llegó a la conclusión de que ambas operaciones podían realizarse en la misma caja. Sin embargo, estudios posteriores demostraron que la eficiencia bacteriológica de este tipo de filtros usados como tratamiento único, en reemplazo de los
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565
convencionales, era inferior a la de estos y por tanto se volvió a la idea inicial, de usar tales filtros de flujo ascendente solo como prefiltros. Las especificaciones de estas unidades son las siguientes:
b. Lecho Filtrante Se usan gravas y gravillas de diferentes tamaños y se pueden construir en una o varias etapas como lo muestra la figura IX-74. En general se suelen usar tres tamaños de material filtrante asi: Capa
Mallas U.S. Standard
1o.
5/8 a 112
20.
112 a 5/16
30.
5116 a No. 5
Diámetros (mm)
1 a 112
16 a 12.5
25 a 12.5
112 a 114
12.5 a 8
12.5 a 6.3
114 a 118
8a4
6.3 a 3.2
La profundidad de cada una de estas capas se hace entre 0.8 y 1.2 m. Cuando el filtro es de tres etapas en serie, la profundidad del tanque es baja, por lo general no mayor de 1.2 m y tiene la ventaja de que cada etapa puede tener un sistema de drenaje independiente para limpieza. Entre etapa y etapa debe pennitirse una pérdida de carga Llli de 0.10 a 0.15 m. Cuando se usa una sola etapa, cada capa debe tener unos 0.30 a 0.40 m de profundidad, lo que da una altura de lecho de 0.9 a 1.20 m, mas la profundidad de agua sobre el lecho y el borde libre.
b- De uno So lo Etapa
o- Prefiltros
Ascendentes en Serie
Fig. IX.74. Prefiltros de grava con flujo ascendente
566
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
c. Drenes En los filtros de una sola etapa el agua filtrada sale por la parte superior al desbordar dentro de las canaletas de recolección. En los de tres etapas el agua filtrada se recolecta en el sobrenadante de la última cámara. Pero en ambos casos debe dejarse un sistema de drenes perforados, calculados como múltiples y provistos de una válvula de apertura rápida que pueda abrirse cada vez que se requiera ha.:er la limpieza de la unidad. El dren debe hacerse con placas perforadas con huecos de 4 mm de diámetro en toda el área, para que cumplan el doble propósito de distribuir el agua cruda por el fondo y extraer los lodos acumulados durante la limpieza. No es conveniente utilizar tuberías perforadas. d. Limpieza del filtro La limpieza del filtro debe hacerse cada vez que el flujo en la unidad disminuya, debido al incremento de la pérdida de carga, por acumulación de material entre los poros del medio. La única manera de desatascar el filtro es extrayéndole el lodo del fondo, donde queda la mayor parte del material removido. Debe, por eso, dejársele múltiples puntos de salida en el dren, por cuanto la mayor dificultad es conseguir arrastrar hasta esos puntos dicho material. La velocidad de salida del flujo debe ser mas de 1.0 mis y preferiblemente 1.5 rn!s. Si al vaciar el filtro de esta manera, no se consigue eliminar todo el lodo, debe volverselo a llenar y a vaciar de nuevo. Eventualmente, puede ser necesario sacar todo el lecho filtrante, lavarlo y volverlo a colocar, lo que no dejar de ser un inconveniente. e. Ratas de flujo Los prefiltros ascendentes trabajan con ratas de flujo entre 7 y 24 m 31m2 Id. A mayor rata menor carrera de filtración y mayor frecuencia de lavados. Esto es tanto mas crítico en los filtros de una etapa (por tener menor volumen de medio filtrante) que en los de tres etapas. La velocidad que se escoja depende de la turbiedad del agua cruda. Altas turbiedades requieren menores ratas. f. Eficiencia de los prefiltros de flujo ascendente
Se han encontrado eficiencias del orden del 75% en remoción de sólidos suspendidos y aún mayores, en filtros de tres etapas en serie como en filtros de una sola etapa, trabajando con ratas de 10 a 18 m31m21d (Wegelin 1991, Galvis y otros 1991). Las remociones de color real llegan al 40% y los de coliformes fecales sobrepasan el 80%. Por tanto, los prefiltros ascendentes resultan muy efectivos para reducir las cargas de los filtros lentos en los casos en que existen picos de turbiedad frecuentes de hasta 80 UNT, de color hasta 50 UC, y de coliformes hasta 1000 o 2000 Coli/100 ml. Ocacionalmente, podrían aceptarse valores mas altos en el año, pero los promedios anuales, deben de todas maneras ser de menos de la mitad de los valores picos, para conseguir un funcionamiento sin problemas del filtro lento. Si los promedios son mayores habría que pensar en introducir una tercera barrera, tal vez un prefiltro dinámico como el que se describirá a continuación. Los costos en este caso se aumentan, pero podrían justificarse, en lugares donde los tratamientos químicos, por limitaciones socioeconómicas, están condenados al fracaso.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
567
2. Filtros dinámicos El llamado "filtro dinámico" es solamente otra variedad del filtro lento. Se instalaron muchos de éstos en la zona rural de Argentina y en otros lugares de Sur América en las décadas del 60 y 70. En la actualidad su uso se está aplicando a la filtración gruesa, como sistema de pretratamiento para el filtro lento convencional, mas que como método de ftltración terminal, por ser muy poco eficiente para la remoción de bacterias y virus patógenos. Básicamente consiste en un canal de poca profundida~, alrededor de 1 m de altura en el cual se coloca un lecho de grava. El agua fluye por la superficie de este lecho formando una lámina líquida delgada, y se vierte por un vertedero final en un pozo de desagüe, mientras que parte del flujo (10 a 20 %) se extrae por el fondo, a manera de una galería de infiltración artificial (Véase la figura IX-75) y se lleva al ftltro lento. Las principales limitaciones de este sistema son: a. Que es necesario contar con. una fuente de abastecimiento, que tenga un caudal por lo menos 5 veces mayor que el que se piensa derivar. b. Que el agua no puede contener gran cantidad de arena fina, en cuyo caso debe montarse un desarenador antes del filtro dinámico. Como lo propone el CINARA este tipo de prefiltros se puede usar como primera barrera para mejorar la calidad del agua de ingreso o como amortiguador de picos de turbiedad, al llenarse de lodos e impedir el paso del agua hacia los drenes, cada vez que estos se presentan.
Vertedero de Ingreso ,¡--¡;¿mara
de Aquietamtento
i
1
FILTRO -Entrada Agua Cruda
F 1 L T RO
\
Vertedero de Salida \ _____ ~-Aforador
Efluente Agua Fi lirado
Fig. IX.7S. Prefiltro dinámico
Desagüe
568
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Las especificaciones de diseño son las siguientes: 1. Sistema de entrada. El sistema de entrada se hace por medio de una sección difusora del flujo con paredes que se abren a 30 hacia los lados y que desembocan en un tabique perforado con huecos u orificios cada O.15 o O. 30m de espaciamiento centro a centro, los cuales producen una pérdida de carga mayor de 0.10 m. La velocidad en los huecos debe ser, por tanto, entre 0.8 y 1.1 m/s. Este tabique sirve para medir el flujo, detemlinado por la diferencia de nivel antes y despues de él, y para distribuir uniformemente el caudal, evitando las corrientes preferenciales. Los chorros de agua entran en una cámara de aquietamiento y de alli ascienden a los dos vertederos ahogados de ingreso. 2. Lecho filtrante. El lecho filtrante ocupa la sección central y está constituido por tres capas de grava de las siguientes especificaciones: Tabla IX.20. Especificaciones del material filtrante
Capas de arriba a abajo
Preasentamiento para mejorar la calidad
Amortiguador de Picos
Espesor (m)
Mallas
Diámetros (mm)
Espesor (m)
Mallas
Diámetros
1''·
0.2
#6- #4
3.35- 4.75
0.2
# 14 - #7
2"·
0.2
#4- 5/8"
4.75-16
0.1
#7- #4
2.8-4.75
3"·
0.2
5/8"- l"
16-25
0.1
#4 - 1/2"
4.75- 12.5
(mm) l.4-2.8
La jelo cidad de filtración en el lecho, según el CINARA, debe estar entre 12 2 1~ /m Id cuando se usan los filtros para mejorar la calidad, y entre 48 y 120 3 m 1In /d cuando se los utiliza para amortiguar picos. La velocidad superficial del agua que pasa por sobre el lecho para mantenerlo relativamente limpio, debe ser de 0.05 a 0.1 m/s cuando se lo utiliza como amortiguador de picos, y de 0.10 a 0.15 m/s cuando se lo emplea para mejoramiento de la calidad. Debe evitarse incrementar mucho esta velocidad porque podría inducirse arrastre del medio filtrante. Para determinar el ancho del pretiltro se puede partir de la expresión:
y 48
Qf=Lb v¡ (IX-22) En donde L = Longitud del prefiltro que puede hacerse igual a a b . Si a = Llb y v¡ = velocidad de filtración en m/s o en m 3/m2/d si se la multiplica por 86400. De la ecuación IX-22 se obtiene que:
b = ~ Qf
av¡
ó b = 294 ~ Qf
(IX-23)
av¡
Esta última si v¡ se expresa en m3 /m21d. Para la determinación de la altura h ' de la lámina de agua que se establece sobre. el filtro cuando el caudal Qs se desliza por encima del lecho con una ·velocidad v 5 , se puede partir de la relación entre este caudal y el caudal Qf que desciende por el medio granular asi: K= Qfl Qs, y por tanto:
Qs
= h b vs = Qf(l!K -1)
569
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
De donde:
h' =
(
Qf) ( ..!._ -1) bv 5 K
(/X-24)
El valor K debe estar entre 0.1 y 0.5. La lámina de agua sobre el vertedero de longitud b final se puede calcular partiendo de la fórmula de Francis, así:
Qj( ..!.__1) h"
(
K 1.84 b
) 21:3
(JX-25)
Con esto quedan definidas las dimensiones principales del lecho filtrante. 3. Sistema de salida. El sistema de salida del agua cruda para limpieza se hace por medio de vertederos de rebose colocados al final del canal filtrante, los cuales descargan el flujo en una cámara donde un tubo la recoge y la lleva de nuevo a la fuente de abastecimiento de donde salió. El efluente filtrado, en cambio, es extraído por el fondo por un sistema de drenes, que pueden ser hechos con tuberías perforadas de plástico, calculadas como múltiples, las que descargan el efluente en una cámara provista de un orificio o vertedero aforador, que mide el caudal producido. El tubo final de salida de los drenes debe estar provisto de una válvula que permita regular el flujo y mantenerlo dentro de lo especificado en el diseño, cerrándola o abriendola, hasta conseguir la carga de agua que se requiere sobre el elemento aforador. Véase la figura IX -7 6. 4. Sistema de lavado. Los filtros dinámicos tienen la propiedad de que acumulan todo el material removido que trae el agua cruda en la superficie del 0.6
0.6
0.6
0.6
0.6
b
1
~berÍas
,v
.
Perforada_s_ a
_( F'
\ ....... _Matrices
1
no Perfo radas
~
ID
Fig. IX.76. Configuraciones de sistemas
.¡,
b
¡,
drenajes por tuberías para filtros dinámicos
570
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
lecho. Este material es constantemente barrido por la corriente de agua que pasa por encima y que la mantiene relativamente limpia. Sin embargo, con el tiempo los poros se colmatan y llega un momento en que el flujo filtrado empieza a disminuir a valores cada vez mas bajos, hasta que prácticamente se para la filtración, y toda el agua que entra sale por los vertederos de rebose colocados al final del canal filtrante. Qué tan rápidamente se realiza este proceso, depende de la calidad del agua cruda. Si ésta viene muy turbia, el taponamiento del lecho filtrante puede producirse en horas. Si en cambio, el contenido de solidos es bajo, puede tardar días. Si el filtro se tapa en horas, actua como una válvula de seguridad, para impedir que altas concentraciones de sólidos puedan llegar hasta los procesos de filtrado terminal y obstruirlo con rapidez. ·El filtro puede, entonces, diseüarse con ese propósito específico como lo recomienda el CINARA. Si la presencia de picos de turbiedad en la fuente de abastecimiento no es frecuente, es preferible usarlo como método para mejorar la calidad, cuando los promedios de turbiedad excedan de 10 UNT pero no tenga picos mucho mayores de 20 UNT. En ambos casos el lavado se lo hace aumentando la velocidad del flujo sobre el lecho y rastrillando la superficie para estimular el desprendimiento del material retenido. Para incrementar la velocidad se pueden construir dos canales filtrante paralelos, como los esquematizados en la figura IX-75, o un so lo canal y colocar una tabla en el vertedero final de rebose, que al quitarla aumente la lámina sobre este y por tanto el caudal. Si se construyen dos canales se les debe dejar la posibilidad de cerrar el t1ujo (con stop-logs) en cualquiera de ellos, sobre el vertedero ahogado de ingreso, de forma que cuando haya de lavarse un lado se pueda parar el flujo en el otro y obligar así a que todo el caudal pase por una sola sección, e invertir este proceso, para lavar la sección faltante. Mucho cuidado debe ponerse en no producir, al escarificar la superficie del lecho, demasiada turbulencia, porque se puede inducir pérdida del lecho filtrante, en especial si las velocidades del flujo durante la limpieza son muy altas. Teniendo dos secciones es posible mantener una velocidad superficial de 0.05 m/s para amortiguar picos y O. 15 m/s para mejoramiento de la calidad durante la operación normal, de 0.1 a 0.3 m/s durante el lavado, sin necesidad de cambiar la regulación de la válvula de ingreso. Si se tiene un solo canal filtrante se puede colocar como lo recomienda el CINARA, una tabla sobre el vertedero final de rebose que desminuya las velocidades a los límites antes dichos durante la operación normal, y al quitarla las aumenten durante el lavado. Cabe anotar que la válvula de salida de las tuberías de drenaje debe permanecer cerrada durante la operación de desatascamiento del filtro. 5. Operación de los filtros dinámicos. La operación de los filtros dinámicos es muy simple: se reduce a abrir la válvula de ingreso hasta mantener una diferencia flh de nivel en el muro difusor, igual a la calculada para que pase el caudal que debe tratar la unidad y regular la válvula de los drenes para mantener la carga de agua que se quiere en la cámara aforadora, sobre el vertedero o el orificio. Tan pronto como se obstruya el filtro (lo que se puede constatar al observar que dicha carga de agua se ha disminuido y no hay manera de volverla a aumentar ni aún abriendo totalmente la válvula de los drenes) se debe proceder a cerrar dicha válvula y colocar el stop-log (compuerta de madera) en uno de los canales filtrantes para duplicar la velocidad en el otro (si ese es el sistema de lavado escogido), asi .como· escarificar la superficie con algún rastrillo. Luego se hace la misma operación en el otro canal filtrante y por último se restituye la operación normal, abriendo la válvula de los drenes y quitando el stop-log. Si el filtro tiene una sola cámara, el aumento de velocidad para el_lavado se hace quitando la tabla del vertedero de rebose final.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
571
La pérdida de carga para filtrar se construye a partir de la altura de la lámina de agua sohre la superficie del lecho, la cual dehe hacerse, por eso, en lo posible mayor de 0.15 m/s, por lo que el ancho del tiltro debe ser pequeño en relación con la longitud (4) y el caudal con que entra más alto que el que se filtra (K= 0.2). Los ensayos hechos por el CINARA en tres plantas prototipo muestran que los tilrros dinámicos alcanzaron reducciones de sólidos en promedio del 80%. de turbiedad del 65%, de color del 30% y de coliformes del 96%.
3. Prefiltros en grava de flujo horizontal a. Generalidades Los pretiltros de tlujo horizontal son probablemente los más antit,ll.IOS sistemas de pretratamiento que se hayan usado con el objeto de preparar el agua para la filtración lenta. Fue J. Gibb en Paisley (Escocia) quien los propuso en 1804. Tenían fom1a circular con un primer anillo en que estaban dichos pretiltros, un segundo artillo interior en que estaban los filtros lentos y el centro que se utilizaba para tanque de almacenamiento (Wegelin, 1991 ). La idea ha vuelto a resurgir en las últimas décadas y en la actualidad existen diversos orgatlismos que la están investigando (AIT de Tailandia, IRCWD de Suiza, CINARA de Colombia, U1liversidad de Dar El Salaam, Tanzania).
b. Descripción Estos prefiltros cOIL'listen en una caja de mas o menos 1.0 a 1.5 m de profundidad dividido en tres compartimientos separados por muros perforados, compartimientos estos que se llenan con gravas de diferentes tamaños. El flujo entra horizontalmente en el primer compartimiento, que es el que tiene la grava mas gruesa, avanza a través de los otros y sale por el final a una cámara angosta que tiene un vertedero en la parte superior por donde rebosa el flujo. Las características de este tipo de filtros son las siguientes: l. Entrada. La entrada del agua se puede hacer en fonna similar a la del filtro dinámico por medio de un muro o tabique perforado con orificios de 1 a 2 que 11
Muros perforo dos
Fig. IX.77. Preflltros de flujo horizontal
11
572
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
trabajan con una velocidad de 1.0 a 1.2 m/s y producen una pérdida de carga de
0.12 a 0.18 m. La diferencia de nivel antes y después de ese tabique determina el flujo que está pasando. Para mayor seguridad conviene calibrar volumétricamente dichos orificios. 2. Ratas de flujo. Lo~ prefiltros horizontales se calculan con ratas de flujo en el orden de 7 a 36m3/m Id, para turbiedades entre 20 y 150 UNT y colores no mayores de 50 UC, máximo 100 por cortos períodos. Entre mayor la turbiedad y el color del agua cruda, menor debe hacerse la rata de flujo para compensar el aumento de sólidos y mantener carreras más largas. 3. Lecho filtrante. El lecho filtrante está constituido por varias capas o cámaras de l. O a l. 5 m de profundidad efectiva y una longitud de 4 a 7 m. Inicialmente se hicieron filtros mas largos de 9 a 12m pero se vio su inconveniencia. El número de lechos puede variar desde 7 hasta 3 que es al parecer por simplificación, lo mas conveniente. Cuando se usan tres lechos pueden adoptarse los siguientes tamaños: 1o. Lecho grueso inicial
1" a 3/4"
25 a 18.7 mm
2 o. Lecho mediano
3/4" a 3/8"
18.7 a 9.5 mm
3°. Lecho fino terminal
3/8" a 3/16"
9.5 a 4.7 mm
Cada lecho debe ir separado del siguiente por un muro perforado con orificios de 1" a 2" de diámetro que produzcan una pérdida de carga del orden de 2 a 4 cm, a fin de que actuen como distribuidores, para lo cual deben trabajar con velocidades del orden de 0.4 a 0.6 m/s. El primer lecho, debe por tanto ser 4 a 8 cm mas alto que el último. Durante la filtración los sólidos que se depositan en los poros de las gravas van aumentando las pérdidas de carga (como se esquematiza en la figura IX-78) en unos 10 a 20 cm, lo que hace que si no se incrementa la carga de agua a la entrada, o si al incrementarse se rebosa, el flujo efluente tiende a disminuir con el tiempo. Es este hecho el que fuerza a hacer la limpieza. 4. Limpieza del filtro. Cada vez que se quiere limpiar el prefiltro de flujo horizontal debe ejecutarse cualquiera de estos procedimientos:
Vertedero de
Solido
CAMARA 1
CAMARA 2
C AMAR A 3
Fig. IX.78. Comportamiento de la piezométrica en un prefiltro de flujo horizontal
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
573
Extracción de toda la grava que hay en la caja del filtro, lavado con chorros de agua y colocación de la mismo otra vez en su sitio. Drenaje del fondo del filtro por medio de válvulas de apertura rápida. El primer sistema es, sin lugar a duda, complicado e impráctico y debe retardarse lo más que se pueda. El segundo, esto es, de los lavados de fondo, suele ser el más conveniente.
Estos se realizan en dos partes: a) transporte del lodo hasta los drenes de desague. b) succión y evacuación de los lodos a través de tales drenes. El proceso mas complicado de realizar es eJ primero, pues, como se vió en los capítulos sobre sedimentación, el transporte horizontal de partículas decantadas, solo opera a corta distancia (menos de 0.6 m) de la boca de salida. Debe, por tanto, multiplicarse el número de puntos de extracción, pero sin producir cortocircuitos a través de los drenes que puedan dejar pasar una porción del agua cruda sin filtrar, con el consiguiente deterioro de la calidad del filtrado. En la figura IX -77 se sugiere el uso de drenes hechos con tuberías perforadas embebidas en concreto hasta la clave y colocadas en la losa del piso transversahnente al t1ujo. Los orificios deben calcularse de acuerdo con la ley de áreas de los múltiples antes explicada. Según Wegelin (1991) las velocidades de evacuación deben ser altas de 1.0 a 1.5 m/s para ser efectivas. Esto se puede conseguir con tubos de 6" a 8" de diámetro y válvulas de guillotina. Los tubos deben espaciarse no mas lejos de l. O m entre ejes, a fin de que el recorrido de la partícula hasta el orificio de salida no sea mayor de 0.5 a 0.6 m. Aún con los lavados de fondo cada dos o mas años es necesario hacer una limpieza general de la grava extrayendo todo el material, lavándolo y volviéndolo a colocar. Como solución experimental se podría ensayar en los sitios donde sea factible, colocar una red horizontal de tubos de PVC en la mitad de la altura del lecho, perforada con orificios que proyecten chorros hacia abajo a alta presión, provenientes de un sistema de bombeo con cabezas de descarga no inferiores a 40 m, para completar el lavado de la grava una vez vaciado el filtro. 5. Operación de los filtros. Los estudios del CINARA muestran que los filtros horizontales trabajando con aguas de turbiedades entre 6 y 112 UNT obtuvieron efluentes con remociones de turbiedad entre el 65 y el 81 % y de color en el rango del 50%. La remoción de coliformes fecales alcanzó a ser del 96%. Wegelin, registra remociones de sólidos del 78 al 85 %. El lavado de fondo puede practicarse abriendo todas las válvulas de desague al mismo tiempo o abriéndolas de dos en dos y llenando el filtro cada vez después del vaciado. Como es obvio, en el primer vaciado se extrae mucho mas lodo que en los subsiguientes. Por lo general, no se necesita hacer mas de tres ciclos. El vaciado demasiado rápido no produce mejor limpieza que uno menos rápido pero más prolongado.
Ejemplo Una fuente tiene una turbiedad promedio de 82 UNT con picos en los momentos de lluvia de hasta 132 UNT, color promedio de 23 UC y coliformes fecales entre 1000 y 2000 Coli/1 00 ml. Se quiere construir un sistema de filtración biológica para una capacidad de 5 lis. Se requiere escoger el sistema de procesos de tratamiento y sus dimensiones. (K= 0.2, a = 4) Para escoger la secuencia de tratamientos pueden utilizarse las experiencias que se hayan tenido con aguas similares o en su defecto los criterios dados en la tabla IX-20. Dentro de estos lineamientos podrfan seleccionarse los siguientes
574
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
procesos: filtración dinámica, filtración horizontal y filtración lenta, buscando reducir por lo menos un 60% de turbiedad en el primero, que bajar(a a 32.8 UNT, un 60% de la remanente en el segundo, que llegarÍa a 13 UNT _r· lo demás lo tratarfa el.filtro lento convencional. Proporcionalmente se reducirÍan los otros parámetros contaminantes. Dimensiones del prefiltro dinámico El ancho, b, del filtro para Qf = O. 005 m /s, a = 4 y Vf = 24 m3/m2/d que es un valor promedio escogido para obtener una adecuada eficiencia, será el siguiente (ecuación IX-23) b = 294 L =a b= 4 x 2.12= 8.49 m
La pn?fundidad del lecho, por especificación puede ser de 0.6 m. Altura de la lámina de agua para K= 0.2 (ecuación IX-24) y Vs
h' = (
O.OOS ) ( - 1 - 1 ) 2.12 X 0.1 0.2
=
0.1 mis:
= 0.094 m
Por tanto, la altura total del filtro dinámico incluido el borde libre será: O. 6
+ 0.094 + 0.2 ~ 1.0 m.
Tabla IX.21. Opciones de tratamientos con filtración biológica según la calidad del agua cruda Turbiedad 1 1OUNT color 1 1OUC coliformcs O 800
- - -1
Filtro lento
1- - -
2 Turbiedad 10 50 UNT color 10 20 UC coliformes a - -
-1 Prefiltro dinámico 1 - - - 1 Filtro lento
b - - - [ Prcfiltro horizontal e - - -
1 Prefiltro
1 -
-
-
1
Filtro lento j
ascendente j - - - j Filtro lento
3 Turbiedad 50 150 UNT color 10 50 UC coliformes a - -
-1 Prefiltro dinámico ] - - - 1Prefiltro ascendente 1 - - - 1 Filtro le~
b - - -\ Prcfiltro dinámico 1 - - - 1 Prefiltro horizontal 1 - - - 1 Filtro lento e
- -
-1 Prefiltro horizontal 1- - -
j Prefiltro ascendentej _ _ _ j Filtro lento
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
575
Se puede construir en ladrillo estructural pañetado, con fondo de concreto 1·impfe dividido en dos cámara\', para poder duplicar la velocidad de arrm•tre durante el lavado. La caja se haría de 2.12 x 8.49 x 1.0 metro. La altura de In lámina de agua sobre el vertedero se calcula por la ecuación JX-25, a.r;[:
h" = ( 0.005
x 4.0) 2- 3
= 0_03 m
1.84 X 2.12
Para (1/K · 1)
4.00
=
El vertedero debe sobresalir por tanto sobre la arenn: O. 094 O. 03 = O. 064 lll
Dimensiones del prefiltro horizontal Se escoge una rata de filtración prornedio de 27m 31m 2 Id. Para una profimdidad de h = 1.3 m, la longitud L delfiltro será: L = Qfx 86400
0.005 x 86400 = 12 .3 m 12 m 1J X 27
iJ X Vf
Para facilitar la limpieza se harfan tres sectores con diferentes grava.r; de l. 5 m de. largo cada uno, con un canal de 12m adosado a la pared para que transporte el agua cruda y lo introduzca en el medio filtrante, como lo indica el esquema de lr1 figura /X-79.
12.00 CÓmara de Ingreso y Medido
0.80
CANAL DE AGUA CRUDA 1 1
1
S e e 1t o r
1
1
--+-
-¡-
4.50
_
!
1
1
1
1
1
_1_
l _ ---1
l 0.80
1
Seqtor 1
Se e~ o r
1
CA NIAL
1
DE
1A G U A
~ ~---~
z
1P R E F 1 Ll T R A O A 1 1
X Agu·a Prefiltroda
Desagües
Fig. IX.79. Esquema de un prefiltro de gravas con flujo horizontal para 5 1/s
576
DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
Dimensiones del filtro lento Para una rata de filtración convencional de 3.5 mlm/d, el área filtrante sería: A= 0.005 x 86,400 35
12 3. 4 m 2
::::
120 m 2
Se harían dos unidades de 60 m2, o sea de 8 x 7.5 metros de acuerdo con las especificaciones dadas. Obsérvese que las áreas involucradas son grandes comparadas con las de los procesos de filtración rápida.
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DISEÑO DE UNIDADES DE FILTRACION
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
1111
1111
1
1
581
,
Antes de poder realizar cualquier estudio del proceso de filtración en una planta de tratamiento, es necesario: A. Analizar las condiciones en que éste se desarrolla, específicamente la precisión de los datos suminitrados por los equipos de control y medida del flujo del filtro, así como el estado en que se encuentra el medio granular que se usa. B. Conocida esta información, evaluar la forma como se está desarrollando el proceso y la eficiencia en remoción de microorganismos y partículas suspendidas. A. El primer tipo de estudio comprende: l. Presición de los instrumentos de control de la filtración: a. Medidor de caudal de filtración. b. Medidor de pérdida de carga. c. Amplitud de las oscilaciones de la pérdida de carga. 2. Control del lavado: a. Controlador de caudal de lavado. b. Duración del lavado. c. Expansión de la arena. d. Desplazamiento de la grava. 3. Análisis del medio filtrante: a. Granulometría. b. Determinación de bolas de barro. e. Peso específico. d. Porosidad.
582
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
e. Dureza. f. Solubilidad en ácido clorhídrico. B. El l. 2. 3. 4. 5. 6.
segundo tipo de estudio comprende: Medición de turbiedad. Medición de número de partículas: Control microscópico. Dureza del floc (índices de dureza). Medición del aluminio residual. Filtros pilotos. Análisis bacteriológicos.
Es evidente que no siempre se requiere realizar todas las pruebas anteriores. Según el criterio del operador, algunas de ellas podrán o tendrán que realizarse en forma rutinaria, otras sólo ocasionalmente, cuando se desean efectuar estudios específicos.
PRECISION DE LOS INSTRUMENTOS DE CONTROL DE LA FILTRACION 1. Medidor de caudal de filtración: En los filtros convencionales casi siempre existe un sistema de medida de flujo consistente en un tubo Vénturi, un orificio o un vertedero. En los dos primeros casos el flujo se determina oor la diferencia de presiones y en el último por la variación en el nivel de agua. Cualesquiera sean los sitemas de medida en la mesa de operación cuando la hay, se suele incluir un dial que marca los lis o los m 3 /h que cada unidad de filtración está produciendo. Es conveniente determinar cuál es la precisión de las lecturas que aparecen en él. El método más simple es el siguiente: a. Cerrar la válvula afluente. b. Cerrar la válvula efluente. c. Lavar el filtro en la forma convencional. Suspender el lavado y llenar el filtro hasta el nivel normal. d. Colocar una regla graduada en el filtro como la que se muestra en la figura X-1. e. Abrir la válvula efluente y determinar en segundos el tiempo que tarde en bajar el nivel 20 ó 30 cm. Conocida el área A del filtro, en m2 , para un descenso de 20 cm, el flujo promedio será:
Q
0.20A
(X-1)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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, 20 cr:n
F
583
T1 20cm
Rúnura
9. .1
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4
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30 cms
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E
8 clavos
Clavos
123 cm1.
~
10 cm
__
10 cm. Reglo de modera
Fig. X.l. Escala para medir la rata de filtración
Si el flujo Q así hallado no coincide con el que marca el dial, es señal de que éste se encuentra descalibrado y debe buscarse la manera de repararlo, en lo posible utilizando los servicios de un técnico especializado.
2. Medidor de pérdida de carga El medidor de pérdida de carga es una parte del equipo de los filtros convencionales que con frecuencia se descompone. Al desconocerse la carga con que está trabajando el filtro y al no tenerse monitores de turbiedad para saber la calidad del efluente que se está produciendo, el operador queda totalmente a ciegas respecto al momento en el cual tiene que lavar el filtro.
584
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
IManQutro pi~IIIICO
fliiCalo dt modtro
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dt
~ 3/4'
P1ezÓrnetro
(
Tubo ctflultnht
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Fig. X.2. Colocación de piezómetros en una galería de un filtro
Es por eso conveniente instalar en la galería de tubos, como lo muestra la figura X-2, un piezómetro de plástico u otro material transparente, conectado al tubo de agua filtrada. Este tipo de accesorio suplementario puede tener dos usos: a. Servir para el chequeo del medidor de pérdida de carga de la planta. b. Servir como con'trolador temporal de la pérdida de carga, cuando el medidor regular esté descompuesto o sus lecturas no sean confiables. No deben en lo posible, sobre todo en plantas de cierto tamaño, reemplazarse el medidor por el piezómetro. Debe hacerse trabajar el medidor pues es una pieza del equipo necesaria para el buen funcionamiento de la planta. El piezómetro puede utilizarselo sólo como un control auxiliar y como tal presta un gran servicio. Es conveniente, por eso, montar uno en cada filtro con carácter permanente, dejándole una válvula para poder cerrar el flujo en él, cuando se realiza el lavado de la unidad correspondiente.
3. Oscilaciones de la pérdida de carga Es conocido el hecho de que el flujo en las constricciones de un conducto cerrado puede separarse de la pared del ~onducto y crear un efecto fluctuante--en la descarga. Esto suele ocurrir en Tubos Vénturi, orificios y válvulas semicerradas que se usan en los efluentes de los filtros convencionales.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
585
Herschel fue uno de los primeros que observó en 1887, que. un piezómetro conectado al cuello de un tubo Venturi puede oscilar hasta 60 cm, cuando las velocidades en él alcanzan valores de 4.5-9.0 m/s. A velocidades más bajas, las oscilaciones son menores pero suficientemente grandes como para crear un flujo pulsante en el conducto. Baylis y Hudson, en 1958, hicieron un extenso estudio de este fenómeno en la planta experimental de filtración de Chicago y en otras de la zona, donde se utilizaban controladores de caudal del tipo Venturi. El procedimiento consistió en colocar detrás del piezómetro un papel que se desplazaba con velocidad consta,nte. Durante un minuto el operador seguía con un lapiz las oscilaciones del agua en dicho piezómetro con lo que se obtenía un gráfico. Se vió que la magnitud de la pulsación (medida como la distancia vertical entre dos vértices del gráfico) era directamente proporcional al cuadrado de la velocidad en el cuello del Venturi y por tanto al cuadrado de la rata de flujo. Igualmente la amplitud de las oscilaciones incrementaba cuando la pérdida de carga aumentaba. Válvulas parcialmente cerradas y codos pueden también producir este efecto. Las pulsaciones se expresan en términos de porcentaje, con respecto a la pérdida de carga h que exista en el momento de la observación, así:
Fx 100 % pulsación = - - -
h
r.
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1
PulsaciÓn
V
Slli'poraciÓn
~
(
Fig. X.3. Pulsaciones en controladores de caudal
En donde Fes la amplitud de la oscilación, en cm. Se cree que cuando este porcentaje es mayor del 1 % la eficiencia del filtro en. la remoción de materia
586
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
suspendida queda afectada: en pequeña cantidad si es menor del 2% y en forma notable si alcanza el 4% o más. Es obvio que donde no se tengan controladores de caudal, o hayan pocas constricciones en los conductos efluentes, este problema es muy pequeño o inexistente.
CONTROL
LAVADO
1. Control de rata de lavado Por lo general en toda planta de tratamiento convencional existe un controlador del caudal de lavado de tipo Venturi o de válvula de mariposa, que además afora la velocidad ascensional en pulgadas por minuto o en m/s , el cual puede estar descalibrado. Para calibrarlo, utilizando el mismo equipo descrito en la figura X -1, se puede proceder en la siguiente forma: a. Cerrar la válvula afluente y cuando el nivel del agua descienda hasta el borde de las canaletas cerrar la válvula efluente. b. Abrir válvula de desagüe y de lavado. Fijar la velocidad de lavado en una cantidad cualquiera determinada. c. Cerrar válvula de desagüe y medir el tiempo que tarda en subir el nivel de agua en la caja del filtro 30 cm. d. Abrir la valvula de desagüe y continuar con el lavado normal. La distancia (30 cm) dividida por el tiempo que tarda el agua en ascender (s) será la velocidad de lavado, en cm/s . Si esta no coincide con el dato suministrado por el controlador de caudal significa que dicho aparato se encuentra descalibrado y debe corregirse.
2. Duración del Lavado Antecedentes Cuando se hace el lavado de un filtro la turbiedad del agua aume1ua rápidamente al principio hasta llegar a valores superiores a 1000 UNT y luego, a medida que el lecho se va limpiando va disminuyendo hasta alcanzar cifras inferiores a 10 UNT, las cuales no decrecen por debajo de cierto límite, aún cuando se prolongue por largo tiempo el lavado. Al estudiar esta curva se puede determinar el tiempo óptimo de lavado. El procedimiento para determinar dicha curva es el siguiente a. Prepárense 15 frascos de 150 ml de volumen y numéreselos del 1 al 15. b. Iníciese el lavado normal del filtro y tan pronto como caiga la primera agua de lavado en las canaletas llénese el frasco 1 rápidamente. Continúese llenando los frascos cada minuto hasta completar los quince. c. Determínese las turbiedades de cada muestra y dibújese una curva en papel semilogarítmico (3 ciclos) con los valores obtenidos. d. Obsérvese en la curva el punto de inflexión inferior en donde esta tiende a ser asintótica con respecto al eje horizontal. Márquese ese punto y léase el tiempo, que corresponderá al óptimo de lavado a partir del cual no se ganaría mayor cosa prologándolo.
587
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Fig. X.4. Tomando muestra para la determinación de turbiedad del agua de lavado
Ejemplo: En el filtro 6 de la planta de tratamiento del Rfo de las Velhas, Be lo Horizonte, se tomaron las turbiedades del agua de lavado, primero con los brazos rotatorios Palmer funcionando y en otra oportunidad con ellos sinfuncionm: Los resultados se incluyen en la tabla X-2, conjuntamente con los de la planta de San Antonio, Cali (filtros 1-A y 1 ~B sin lavado supe1jicial) y La Atarjea (filtros 20 y 21 con lavado de agua y aire). Tabla X.l. Turbiedad del agua de lavado para diferentes filtros Tiempo en min. Planta de tratamiento
Filtro No.
1
2
3
4
S
7,S
Turbiedades de las muestra (UNT) Río de las Velhas, Belo Horizonte.
6 sin lavado superficial
900
120
30
1S
10
8
Río de las Velhas, Belo Horizonte.
6 con lavado superficial
1200
7S
30
7,S
S
4
3
2,S
San Antonio, Cali
1 A
2000
1000
140
23
9,S
S,S
4,2
3,4
1- B
1SOO
1100
280
34
7,7
4,7
4,0
3,0 4,3
La Atarjea, Lima
20
7,7
149
147
1SO
68
70
lS
21
290
260
2SO
230
220
7S
32
12 .
En la figura X-5 se ha dibujado con los datos de la tabla X-llas curvas correspondientes. Al estudiar las curvas de la figura X-5 se puede ver que para los filtros de Belo Horizonte, que son unidades relativamente nuevas, el tiempo óptimo de lavado es de 6 a 8 min, pues la turbiedad disminuye poco posteriormente. Existe, sin
588
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
2.000
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1.000 900 800 700 11 11 600
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SUPERFICIAL
ALTRi N' 6 CON LAVADO SUTRFtCIIL 1
1
4
6
1
1
9
10
11
12
1:3
14
TIEMPO, MINUTOS
Fig. X.5. Duración del lavado
embargo, una apreciable diferencia en el comportamiento del filtro si el lavado se hace con los Palmer funcionando que cuando se hace con los mismos sin funcionar. En el primer caso, a los 5 min, la turbiedad ya había bajado a 5 UNT y la turbiedad final quedó en 2.6 UNT, valores más. bajos que en el caso segundo. El lavado. superficial sirvió por tanto para acelerar la limpieza del filtro y para hacerla más completa.
TEORIA Y PF~CTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
589
Al comparar estos resultados con los de los filtros de San Antonio (que son bastante antiguos y no tienen lavado superficial, pero que se usa una velocidad ascendente mayor que en Belo Horizonte), se puede observar que el comportamiento de ellos es similar al del filtro 6 de la planta del Río de las Velhas, con los Palmer parados. En forma muy distinta se comportan los filtros Degremont de la planta de La Atarjea, que tienen lavado con aire y agua simultáneamente sin expansión del medio filtrante. La limpieza se hace mucho más lentamente. Se requieren 12 a 15 min para completar el lavado. Sin embargo, si se compara la cantidad o volumen de turbiedad obtenido en el lavado de estos distintos filtros, se puede ver que es sensiblemente igual para todos ellos. En unos, este dura mas, porque se desprenden mas lentamente los sólidos retenidos en el medio filtrante que en los otros, pero todos a la postre terminan sacando la misma concentración total de partículas, lo cual es obvio, salvo que el lavado no esté funcionando correctamente.
3. Expansión del lecho Según la velocidad con que se inyecte el agua de lavado y el tamaño del medio granular, el lecho filtrante tenderá a expandirse mas o menos. En filtros de diseño americano, con arena fina o arena y antracita la expansión es del orden del 20 al 50 %. En filtros de diseño europeo, con arena gruesa de 0.8-1.0 mm de diámetro efectivo y lavado con agua y aire, la expansión es solo del O al 5 %. El procedimiento para medir la expansión es el siguiente: a. Mídase la distancia desde el borde del filtro hasta la superficie del medio granular, con las válvulas afluentes y efluentes cerradas. b. Abrase la válvula de lavado y la de drenaje y mídase de nuevo la distancia entre el borde del filtro y el lecho filtrante expandido. La diferencia entre las dos lecturas será el aumento de espesor, el cual se expresa como porcentaje del espesor total, así: % Expansión
=
Diferencia de altura x 100 Espesor del lecho
La determinación de la distancia entre el borde del filtro y la superficie del medio granular durante el lavado, presenta cierta dificultad en la mayoría de los casos, pues no siempre el agua al fmal del proceso de limpieza queda tan clara como para que esta medida se pueda hacer con facilidad. Cuando esto no es posible, se puede utilizar cualquiera de los sitemas descritos en la figura X-6. Una varilla a la cual se le sueldan tapas metálicas de botella cada 2 cm. Al dej~la fija encima del lecho, las tapas se llenan de arena durante el lavado, hasta la altura correspondiente a la que haya subido el lecho. Cuando se suspende el lavado; se mide la distancia entre la tapa más alta que se encuentra con arena y la superficie del medio filtrante. Esta será la expansión. Cuando se utiliza este sistema el lavado debe ser iniciado muy lentamente. De lo contrario los chorros fuertes de agua pueden hacer que la arena suba y penetre en una de las tapas más altas, lo que podría dar resultados falsos.
590
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
- - Varilla con tapas soldadas
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Tapa más alta con arena Nivel lecho ex andido.
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Escala graduada
12.00
mts.
0.80 m. Tubo 3/4" de alumi~io o material que refleje la luz
1
í VER DETALLE
Linterna
(b) Fig. X.6. Sistemas para medir la expansión de la arena durante el lavado
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
591
. _se coloca una linterna (sumergible en agua) en el extremo de una varilla o tubo doblado; se introduce encendida en el filtro durante el lavado y, apenas desaparece la luz, se mide la distancia a que esto ocurre.
4. Desplazamiento de la Grava El objetivo de esta prueba es determinar los movimientos que pueden presentarse en la capa de grava haciendo por sondeo el levantamiento topográfico de la forma como está colocada en el filtro. Dichos movimientos son causados por deficiencias en el sistema de drenaje cuando no se distribuye bien el agua del lavado, o por aberturas muy rápidas de las válvulas de entrada del agua de lavado, o por entrada de aire en los drenes del filtro. El procedimiento es el siguiente: a. Obténgase los planos detallados de los filtros, con la colocación exacta acotada de las canaletas de lavado y de los canales de desagüe. b. Márquese en ellos una serie de puntos fácilmente identificables en el terreno, a lo largo y ancho del filtro. c. En los puntos del lecho, previamente seleccionados, clávese una varilla o sonda como la que se describe en la figura X- 7, hasta tocar la grava. Como nivel de referencia puede tomarse la superficie de la arena cuando está perfectamente nivelada, o la superficie del agua dejando está a unos 10 cm por encima del lecho durante el sondeo. d. Los datos tomados se llevan al plano y con ellos se dibujan curvas de nivel de 2 cm en 2 cm. Puede así estudiarse la posición exacta que tiene la grava dentro del filtro.
140
130
T
·.~·
120 110
¡i_¡jz" 1 ~:
90 80 70
1 Graduación
_s-
1
·:;;:h-.-:c.. -=-..-.-... ..,....-H--........•
1,
50
40 30
'
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1 •
60
· ...
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·~: ...
'
••
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t
•••
.....,.-.~-.-.~:-
592
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
Ejemplo: Los filtros de la planta A son del tipo doble con cuatro canaletas de lavado por lado. Los bordes de estas se tomaron como guías para sondear 32 puntos por sección del filtro (64 en total). Los puntos se marcaron a O. 25, l. Ox l. O, l. Oy 0.25 de la pared. Véase la figura X-8. Con los datos de la figura X-8 se dibujó la topografía de la figura X-9 que revela la forma como ha quedado colocada la grava en el filtro. Las variaciones del nivel entre las cotas más altas y las más bajas de un filtro deben ser inferiores a 5 cm. Las variaciones mayores a 1Ocm deben ser estudiadas y deben corregirse las fallas que las provocarán.
3.58
71
66
75
70
67
65
67
7.50 m.
3.58
60
60
52
Fig. X.S. Datos de topografía de la grava en un filtro
56
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
593
En el caso de la Planta A, el filtro estudiado tenía más de JO aiios de servicio sin ser reconstruido y por eso la grava estaba bastante dispareja, con diferencias hasta de 13 cm entre las partes más altas y más bajas. La parte más alta tiende a estar del lado opuesto a la entrada del agua de lavado, debido a la energía cinética de ésta que ejerce mayor presión en ese punto; como se explicó en el capítulo IX.
,l.. 1
Canal dt- t-nfrodo y desagüe
3.
l!l
Fig. X.9. Topografía de un lecho de grava de la Planta de Tratamiento A
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
594
ANALISIS DEL MEDIO FILTRANTE l. Granutometría del lecho filtrante Para determinar la granulometría del lecho filtrante se procede a sacar una muestra inalterada y analizarla en la forma siguiente: a. Drénese primero completamente el lecho filtrante. b. Luego con un movimiento de percusión-rotación introdúzcase hasta la grava un muestrador como el dibujado en la figura X- 10. Para introducirlo se le quita el tapón roscado superior, el cual se le vuelve a poner para sacarlo, a fin de que el medio granular no se caiga. c. La muestra así extraída se coloca en un recipiente donde se le deseca a 100 e durante 12 a 24 h, hasta quitarle toda la humedad. d. Una vez desecada, se le mezcla varias veces y se extrae una porción de 200 a 500 gr, la cual se pesa y se coloca en la serie de tamices seleccionados. En la serie americana se puede escoger desde el No. 10 hasta el No. 50. En la serie Tyler desde el No. 8 hasta el No. 48. Véase el capítulo VIII. e. Colocada la muestra, los tamices se someten a vibración intensa, ya sea por sistema manual o mecánico para que el material se clasifique en ellos según su tamaño. f. Luego se extrae el contenido retenido en cada uno y se pesa cuidadosamente. Se anota el número de tamiz o zaranda, el tamaño de la abertura en mm, y el peso retenido por unidad. g. Losresultados se expresan en términos de tamaño o diámetro efectivo y coeficiente de uniformidad, como se definió en el capítulo VIII. h. Para calcular estos parámetros, el peso retenido por tamiz se acumula y luego se obtiene el peso que pasa, restando al peso de la muestra el peso retenido acumulado. Luego, en papel de probabilidades como el incluido en la figura X -12, se dibuja para cada tamaño de grano o abertura de tamiz,
~--~ ~-
'
TAPON MACHO (SE QUITA AL INTRODUCIRLO,SE PONE AL SACARLO l
__.,------ UNION
ROSCADA
..,¡..-----AGARRADERAS SOLDADAS DE .0
3/4
o
O)
o
TUBO DE HIERRO GALVANIZADO fJ 2"
UNION
ROSCADA Y CON LOS
AFILA DOS
HACIA
ADENTRO
Fig. X.lO. Aparato muestrador de arena
BORDES INFERIORES
595
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Material retenido en el tamiz 1'12 12
20 gr.
-+--Material que paso el tamiz NS' 12, retenido en el tamiz W2 16
25 gr.
Peso muestra 200 gr.
55 gr.
-+-40gr.
Material retenido en el tamiz N2 40
14gr. Material mds fino que el tamiz N2 50 lgr.
Fig. X.ll. Ejemplo de análisis granulométrico de una arena de un filtro
el porcentaje de pesos acumulado de material granular que pasa, con lo cual resulta una curva que caracteriza la distribución de dicho material. i. En esta curva se determina el tamaño del grano para el valor del 1O% que pasa y ese será el diámetro efectivo. Se halla luego el tamaño del grano para el 60% y se divide por el del 1O% y ese será el coeficiente de uniformidad.
Ejemplo: En una planta de tratamiento se extrajo y desecó una muestra de 200 gr de un lecho filtrante, se cribó en la serie US Standard de tamices y se obtuvo los resultados que se incluyen en la figura X-12 y en la tabla X-2. Tabla X.2. Análisis granulométrico de un medio filtrante
1
Tamiz serie
us
Peso (gr.)
2
Tamaño de la abertura (mm)
1 68 12 1 19 16 o 841 20 o 595 30 0420 40 0297 50
3 Retenido a (g) 20 25 45 55 40 14 1
4 Retenido acumulado ¿:a
20 45 90
145 185 199 200
5 Que pasa acumulado 200- ¿:a 180 155 110 55 15 1
o
6 %que pasa acumulado por tamiz
Ia
- x 100.
200
90 77 5 55 27 5 75 0,5
596
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
En la tabla anterior las columnas 1, 2 y 3 son los datos tomados durante el ensayo. La columna 4 resulta de acumular los valores de la columna 3. La columna 5 es el peso de la muestra (200 gr) menos los valores de la columna 4. La columna 6 es la 5 expresada en porcentaje del peso total de la muestra. T~MICES
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1
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~
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3
2
1()0
9 10
fj
7 6 5
1
4
3
9 8 7 6
2 0.1
Fig. X.12. Ejemplo de análisis granulométrico de un medio filtrante
Los datos de las columnas 2 y 6 se graficaron en papel de probabilidades como se ven en la figura X-12. En ella se puede leer: Diámetro efectivo (tamaño del 10%) = 0.45 mm Tamaño del 60% = O. 90 mm Coeficiente de uniformidad
D60
0.90
D 10
0.45
2
La arena anterior es un poco fina (diámetro efectivo de 0.45). Un 8% es menor de 0.42 mm y un 0.5% menor de 3.0 mm. Estas partículas tan pequeñas acortan innecesariamente las carreras de filtración, sin que produzcan una mejor calidad de agua, y deben por eso removerse haciendo un fuerte lavado con bastau~e expansión del lecho para botadas ( 50%)-. Hay un 1O% de partículas mayores de 2. O mm que no son convenientes pues son demasiado grandes y aumentan el coeficiente de uniformidad hasta 2.0.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
597
Probablemente, repetidos lavados vigorosos pueden mejorar las características granulométricas del lecho filtrante analizado, pues al eliminar los finos aumentaría el tamaño efectivo y disminuiría el coeficiente de uniformidad. En lechos de arena y antracita este tipo de ensayos es un poco más complejo porque habría que separar lo mejor que se pueda por sedimentación diferencial los dos materiales en especial cuando hay una amplia intermezcla.
2. Bolas de Lodo El objetivo de esta prueba es medir la cantidad de bolas de lodo existentes en el medio filtrante. La presencia de éstas se debe generalmente a un lavado deficiente que no remueve el material retenido en el lecho durante el proceso de filtración o a una frecuencia incorrecta en los lavados. Esta prueba, no obstante ser muy antigua, no suele hacerse con la asiduidad que se debiera. Su procedimiento es el siguiente: a. Drénese el agua del filtro hasta cerca de unos 30 cm por debajo del nivel de la arena. b. En cuatro puntos seleccionados del lecho filtrante introdúzcase un muestrador, como el que se describe en la figura X-13, para extraer cuatro muestras del medio granular. El volumen aproximado de un muestrador de 1O cm de diámetro interno por 16 de profundidad es de 1250 ml. Las cuatro muestras darán un volumen total de 5 l. c. Este material se va vertiendo por partes en un tamiz No. 10, el que se sumerge luego en un balde con agua. El tamiz se mueve entonces suavemente para que la arena se desprenda y queden retenidas las bolas de barro. No deben colocarse porciones grandes en él a fin de evitar que las bolas se rompan. d. Estas se transfieren luego a una probeta que tiene una cierta medida de agua. Podría emplearse por ejemplo una probeta de 500 ml con 200 ml de agua. El volumen de las bolas de barro será dado por el aumento del volumen del agua dentro de la probeta.
Tamiz No. 10 Cilindro graduado Muestreador
Fig. X.13. Obtención de bolas de lodo
598
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
e. El resultado se expresa en porcentaje con respecto al volumen de muestra procesado, así:
Incremento de volumen en la probeta x 100
% bolas de barro
volumen de la muestra La calificación del filtro según su porcentaje de bolas de lodo se da en la Tabla X-3. Tabla X.3. Calificación de los filtros según el porcentaje de bolas de lodo
Condiciones del medio filtrante
%de volumen de bolas de lodo
o- 0,1
Excelente
0,1-0,2
Muy bueno
0,2- 0,5
Bueno
0,5
Regular
1,0
De regular a mal
1,0- 2,5 2,5 - 5,0
Mal
7,5
Muy malo
3. Peso específico La determinación del peso específico de una muestra de medio granular puede realizarse en la siguiente forma: a. Secar la muestra del medio filtrante que se quiere analizar durante 24 horas a 103 °C. . b. Pesar cuidadosamente una muestra de 150 gr y colocarla en un vaso de precipitado de 400 ml. e. Añadir 100 ml de agua destilada y hervir durante 5 minutos a fin de expulsar el aire. d. Pesar un matraz desecado de 250 ml. e. Enfriar y llevar la muestra a ese matraz. Completar con agua destilada hasta la marca. . f. Pesar el agua más el matraz más la muestra de lecho filtrante. El peso específico sera igual a:
Peso de la muestra (150 g)
S=--------Volumen de la muestra El volumen de la muestra es igual a:
Vm =Va- Vb Va = volumen de la muestra +agua
= 250 ml.
vb = volumen de agua desplazada. La secuencia de cálculo se ve en el ejemplo siguiente: a. Peso de matraz + muestra + agua 441.4 g b. Peso de matraz solo 98.2 g
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
c. Peso de muestra + agua (441.4- 98.2) d. Volumen del agua (343.2- 150) e. Volumen de la muestra (250 - 193.2) 150 f. Peso específico = 2.64
599
343.2 193.2 56.8
56.~
4. Porosidad La porosidad del lecho filtrante debe determinarse de manera que sea indicativa de la que existe realmente en los filtros. Desgraciadamente, esta porosidad en la práctica no es constante, sino que cambia con la velocidad de lavado y con la de sedimentación de las partículas cuando se suspende el flujo ascensional. Se considera que varía entre 42-44 % para arena y entre 50-55 % para antracita. Existen dos métodos para analizarla: El de Hulbert y Feben, y el de Baylis. EL primero puede describirse así: a. Colocar 150 gr de arena en un tubo de Jackson de 0.75 m de largo, 2.8 cm de diámetro y llenarlo hasta la mitad con agua. La muestra debe haberse lavado previamente para eliminar toda la tierra o el polvo que puede contener. b. Agitar a fin de extraer el aire. c. Si el agua está turbia, decantar repetidamente hasta que se clarifique. d. Llenar el tubo completamente con agua y colocarle un tapón de goma de modo que no quede burbujas de aire adentro. e. Rotar el tubo rápidamente 180. f. Cuando la arena se sedimente en el fondo del tubo, rotarlo de nuevo rápidamente 180 y colocarlo en un soporte a fin de que permanezca verticalmente y sin perturbaciones. g. Marcar en el tubo, con un lapiz especial, el borde superior de la arena. h. Remover la arena y el agua del tubo. i. Añadir agua hasta la marca que se hizo en el tubo y medir este volumen en un cilindro graduado. La porosidad en porcentaje será igual a: p
Volumen de vacíos
--------- X
100
Volumen de la muestra El volumen de vacíos puede hallarse por la diferencia entre el volumen medido en el cilindro graduado (Volumen total) 1_!\enos el volumen de la muestra (peso de la muestra, 150 gr por su peso específico . Peso específico de cálculo encontrado como se detallo en el punto anterior de este capítulo. La secuencia de cálculo se puede ver en el ejemplo siguiente: a. Volumen total hasta la marca hecha en el tubo de Jackson
l
111.9 ce
Peso específico de cálculo en::ontrado como se detallo en el punto anterior de este capítulo.
600
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
b. Peso de la muestra c. Peso específico de la muestra (medido previamente) d. Volumen de la muestra 150/2.64 e. Volumen de vacíos 111.9-56.8 f. Porosidad 55.11111.9 x 100
150 gr 2.64 56.8 55.1 49.4
La objeción que Baylis hace a este método es la de que no se tiene en cuenta la profundidad real del lecho y que en consecuencia no representa la porosidad que existe en el filtro. Sugiere por eso colocar suficiente muestra del material granular en un tubo de plástico o vidrio (2 de diámetro) como para que alcance una altura de 60 cm (24 o sea alrededor de 1.000 gr de arena ó 600 gr de antracita. La muestra debe ser previamente desecada y pesada. Este medio filtrante se lava con flujo ascendente hasta producir una expansión del 50% y luego se deja asentar lentamente. Se procede enseguida como en el caso anterior en los pasos g, h, i. El cálculo de la porosidad es también similar. La porosidad hallada en esta forma es de 1 a 2 % menor que la encontrada con el método de Hulbert y Feben. 11
11
),
5. Dureza La determinación de la dureza del material filtrante es útil principalmente cuando se usa antracita como medio. Se puede realizar empleando la escala de Moh o por resistencia a la abrasión. La conocida escala de Moh clasifica a los minerales por la capacidad que cada uno tiene para rayar a otro o dejarse rayar por él. Según esta propiedad la clasificación de dureza es la siguiente: Tabla X.4. Clasificación de durezas de materiales Material
Clasificación
Talco
1
Yeso
2
Calcita
3
Fluorita
4
Apatita
5
Ortoclasa Cuarzo Topacio
7
Corindón
9
6
8
Diamante
10 .¡
La antracita se especifica con dureza mayor de 3, esto es, que debe poder rayar a la calcita. La arena con dureza de 7, esto es, que debe poder rayar a la ortoclasa. La dureza puede también obtenerse determinando el porcentaje que se pierde por abrasión. Para ello se colocan 500 gr (debidamente desecados a 103°C durante 24 horas y pesados) del material filtrante que se quiere analizar en un tubo de vidrio o plástico transparente de 2 Se inyecta por el fondo un flujo suficiente 11
•
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
601
para mantener una fluidificación inciprente (V11if, ver cap. VIII) por 60 horas. No debe fluidificarse el medio filtrante porque en este caso no hay abrasión. Se saca el medio filtrante, se le deseca durante 24 horas a 103°C y se lo pesa de nuevo. La diferencia d~: peso será el peso del material perdido por abrasión. El porcentaje, D, de pérdida será:
D Donde Wc
=
peso después de 60 horas de lavado.
Cuando el material es arena, D, debe ser despreciable. Cuando es antracita no debe ser mayor del 1 % y preferentemente menor de 0.5%.
6. Solubilidad en ácido clorhídrico 0.90 La solubilidad en ácido clorhídrico del medio filtrante se determina así: a. Lavar una muestra de 1O ..... gr con agua destilada, desecarla a 103°C durante 24 horas y pesarla. b. Sumergirla en solución de ácido clorhídrico (HCL) al 40% (al volumen) preparado diluyenLona de do 4 volúmenes de HCL .,..__ Flujo vidrio (peso específico 1.18 --deo levado 1.20) con 10 volúmenes Fig. X.14. Aparato para medir la dureza de un material de agua destill,tda. granular c. Dejar la muestra así durante 24 horas a temperatura de 18 a 20°C. d. Sacarla, lavar en agua destilada, desecar y pesarla de nuevo.
El porcentaje de solubilidad será:
%solubilidad = Pérdida de peso x 100 Peso original
.
La arena debe tener una solubilidad menor del 5% y la antracita no debe tener ninguna o despreciable.
EFICIENCIA DE LOS FILTROS La determinación de la eficiencia de los filtros puede hacerse de varias maneras, las más comunes y que vamos a estudiar son:
602
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
a. b. c. d.
Medida de la turbiedad efluente Control del número de partículas Medición del aluminio residual en el efluente Filtración en filtros pilotos
180°
Fig. X.15
1. Turbidimetría En la actualidad existen multitud de aparatos que pueden medir la turbiedad del agua. Básicamente se dividen en dos grandes grupos: los fotómetros de transmitancia y los fotómetros nefelométricos, según sea el ángulo y la forma como se mida la luz que atraviesa la muestra que se quiere analizar. Es eso lo que hace que la misma suspensión patrón, dé valores distintos cuando se emplean diferentes instrumentos para medir su turbiedad, ya que ésta es la determinación de la luz diseminada por las partículas en diferentes direcciones y con diferentes longitudes de onda y color, que unos equipos detectan de una manera y otros de otra, sin que haya ninguno estandarizado, capaz de dar un valor absoluto. Cuando la luz se detecta a 180 grados, sólamente, se habla del fotómetro de transmitancia que es el más antiguo. Los nefelómetros actuales la detectan a 1O, 30 y 90 o una combinación de varios ángulos como ocurre con el Ratio (Hach). Algunos pueden detectar la "luz total" como el Pulfrich, que sería la que se obtendría al colocar una serie de fotoceldas alrededor de la muestra para configurar un diagrama de luz diseminada. · La lectura de la turbiedad depende, por eso, de los siguientes factores: l. El ángulo de medida por las razones antes expuestas. 2.. El tipo de luz incidente, ya que según sea la amplitud del rayo que se lance, (estrecho o amplio) la longitud de onda de este y el hecho de que la luz sea monocromática o policromática, cambia la lectura de la turbiedad. 3. El tipo de fotocelda que se use para medir la intensidad de la luz diseminada o peor aún la sensibilidad del ojo del observador, si no se usan fotoceldas, afecta notablemente las lecturas. 4. El tipo de partículas presentes en la suspensión hace que la luz se disemine en diferente forma: las bacterias, por ejemplo, reflejan más luz hacia
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
603
adelante que hacia atrás o los costados, algunas arcillas lo hacen con preferencia a 90 y otras sin dirección preferencial. Hay también partículas que son opacas y no reflejan la luz como algunas de caracter orgánico. 5. El patrón de comparación adoptado hace que cambie la lectura puesto que al variar éste, varía el tipo de partículas presente en la suspensión. Hay que tener también en cuenta que, con frecuencia, existen marcadas diferencias entre las partículas del patrón y las de la muestra que se analiza.
Patrones de turbiedad Hemos establecido anteriormente que no existe un patrón de turbiedad que mida lo mismo, cualquiera sea el instrumento que se use. Esto es lo que hace difícil adoptar alguno como estándar 11
11
•
Los patrones más frecuentemente utilizados son tres: la tierra de Fuller o diatomáceas, la formazina y las barras plásticas: a. La tierra de Fuller o diatomáceas no tienen un tamaño normalizado de partículas. De acuerdo con los Métodos Normales, se hace agregando 5 gr de dicho material en un litro de agua, dejando reposar la suspensión 24 horas y extrayendo el sobrenadante, al cual se le mide la turbiedad en un fotómetrQ adecuado. Se pueden preparar las diluciones que se desee en tubos Neslder. b. Los patrones de formazina se hacen mezclando volúmenes iguales de sulfato de hidrazina (hidrazine sulfate) compuesto al 1 % con tetramina hexametileno (tetramine hexamethylene) al10%, ambos disueltos en agua destilada. Se deja reposar la suspensión por 24 horas a 25 3°C, y luego se diluyen con agua destilada para preparar la concentración que se necesita. Un volumen de formazina con 99 volumenes de agua destilada, produce una turbiedad de 40 UNT. c. Los patrones plásticos tienen la ventaja de no alterarse con el tiempo como ocurre con los de formazina. Consisten en barras de plástico que presentan una determinada turbiedad. Hoy en día todos los equipos vienen calibrados en unidades nefelométricas de turbiedad UNT que guardan relación con las unidades Jackson, determinadas como se describirá más adelante.
Instrumentos para la lectura de la turbiedad a. Fotómetros de transmitancia- Turbidímetro de Jackson El más conocido de todos ellos y que ha servido de base para establecer la escala de turbiedad más comúnmente usada, es el turbidímetro de Jackson. Consiste en un tubo largo, iluminado por el fondo por una vela, en el cual se va vertiendo el agua de la muestra hasta que desaparezca la imagen de la llama. En este tipo de turbidímetro, lo que se observa es la transmitancia (intensidad transmititda I), la cual va disminuyendo a medida que In va aumentando con la profundidad. Llega un momento en que la luz transmitida es igual a la luz diseininada (I = In ) y la imagen de la llama se transforma en un resplandor difuso. En este momento se mide la altura del agua en el tubo y se la relaciona con la turbiedad. (Ver figura X-16). Para calibrar este turbidímetro se usaron suspensiones de tierra de Fuller. Se determinó, así, que la imagen de la llama desaparecía con solo .2.3 cm de altura
604
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
del agua en el tubo para ~' 085 ERVAOO R una concentración que era aproximadamente de ~ 1000 mg/1 y, cuando dicha altura era de 72.9 cm ia concentración era de h=O 25 mg/1. Las alturas inhe termedias se dividieron proporcionalmente com~ parándolas con otras e hz -. concentraciones. Sin 3 embargo, se vió que si dicha proporcionalidad e no se mantenía en todos h1 los casos no se podía duplicar, aún cuando se usara la misma tierra de h=OFuller, lo cual resulta obLuz diseminado I o vio si se tienen en cuenta la complejidad del fenómeno, tal como se explicó anteriormente. Se estableció, entonces, por definición una Fig. X.l6. Variación de ID, I en un turbidímetro de Jackson escala llamada escala de turbiedad Jackson, dividida en Unidades Jackson (UJ), que relaciona las alturas del agua en el tubo con :::1
CA
Q.
o e (U®J·· ). ·..... . cierto número dunidades
.·o·· .. .
.'
(a) {e) ( b) Aponenc1o de lo celda cuando hoy ( o) poco luz , b) l =10 e) mucha luz
El turbidímetro sólo puede utilizarse para valores mayores de 25 UJ. Para valores entre 25 UJ y 5 UJ, se pueden preparar patrones con disoluciones apropiadas de turbiedad conocida pero es preferible utilizar otros métodos.
b. Turbidímetro Hellige
o
1
-·-{§)K Tornillo c:hP graduaetón Fig. X.17. Turbidímetro Hellige
Otro fotómetro de transmitancia que se uso corrientemente es el que se presenta e:q. la figura X-17. En este modelo la altura del agua de la muestra es constante, lo que se varía es la intensidad de la luz incidente 1, producida por el foco B y reflejada por el espejo O, abriendo o cerrando el diafragma S, con un tornillo apropiado o insertando un filtro F, debajo de la celda M. Un pistón transparente P mantiene el nivel estable, y permite al mirar a través de él, comparar
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
605
la luz transmitida con la luz diseminada. Cuando ambas son iguales, el punto oscuro central desaparece (I I0 ). En ese IllQ..mento se lee la graduación que se observa en el tornillo K, y se entra a las curvcffi de calibración donde se puede encontrar la turbiedad correspondiente. La dificultad con este tipo de fotómetros es la de que la determinación del punto crítico (cuando desaparece la mancha oscura) depende del criterio del observador. Esto es tanto más cierto cuanto más baja sea la turbiedad que se mide, y por tanto su precisión para lecturas menores de 1.5 UNTes cuestionable.
c. Luz sumergida Un sistema para detectar bajas turbiedades, es el de introducir un foco de 100 vatios de luz blanca, en el fondo del tanque de aguas claras como indica la figura X -18. Esto permite en forma fácil y económica una estimacióm más cualitativa que cuantitativa de la calidad del efluente. Cuando ésta desmejora, se pueden observar las nubes de partículas que presentan un efecto Tindall con la luz incidente. La luz debe colocarse en un sitio donde el agua filtrada esté en reposo y haya una profundidad lo más grande posible (3.0 m o más). Deben dejarse facilidades para extraer el foco sumergido cuando se funda.
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Fig. X.18. Luz sumergida
d. Fotómetros Nefelométricos Los fotómetros nefelométricos miden la cantidad de luz diseminada por la muestra de agua, y la comparan con la de una concentración conocida. Es,
606
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
generalmente, un sistema más confiable y preciso que el explicado anteriormente. Como al medir bajas turbiedades las intensidades luminosas que se observan son muy pequeñas se recurre, por lo general, a sistemas electrónicos para evaluarlas, lo que resulta mucho más exacto que la comparación visual. Este tipo de turbidímetro consta básicamente de cinco partes (Véase la figura X-19): l. Fuente de luz 2. Concentrador de la luz ~Escala 3. Muestra de Agua 4. Celda fotoeléctrica 5. Medidor de Turbiedad La celda fotoeléctrica está coCelda fotoeléctrica locada a diferentes ángulos según el equipo y es la que acciona el aparato de lectura de la turbiedad calibrado en Unidades Nefelométricas directamente. La ventaja de los fotómetros con fotocelda del tipo descrito está, en que las determinaciones no se basan en el criterio del obLente servador, como en los de transmitancia. Pueden, además, detectar bajos valores, algunos Fuente de luz hasta de 0.001 UNT lo que resulta muy útil para evaluar la eficiencia del proceso de filtración. Fig. X.19. Turbidímetro fotoeléctrico de diseminación En la actualidad se venden diferentes modelos para ser patronados con formazina o con barras sólidas plásticas. Entre los muchos que existen, podrían citarse: Hach (modelo 2100 A) que mide la luz diseminada a 90, Hach Ratio x R que mide tanto a 90 como la luz que se proyecta hacia adelante, Fisher que mide a 90, lo mismo que el Sigrist (equipo europeo). Algunos de los instrumentos dan los valores por medio de agujas que rotan en una escala graduada y otros los dan en números (como el que se observa en la figura X-20) pues son del tipo digital.
Fig. X.20 Turbidímetro digital (Cortesía de Hach Chemical Co.)
e. Monitores de turbiedad Un gran avance en el control de la calidad del agua filtrada, es el uso de monitores de turbiedad. Se entiende por tales, los fotómetros capaces de mantener un registro permanente de la turbiedad, de manera que en cualquier instante se puede conocer el va-
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
~07
lor de ésta y en algunos casos hacer sonar una alarma o prender una luz, cuando exceda de determinado límite. En los últimos veinte años, este equipo se ha venido usando cada vez más extensamente. Es un valioso auxiliar en la operación de las plantas de tratamiento. Los monitores pueden montarse para: a. Registrar permanentemente la turbiedad del agua cruda. b. Registrar la turbiedad del agua sedimentada antes de ingresar a los filtros. c. Registrar la turbiedad del efluente de los filtros. Esta es tal vez su aplicación más importante. Existen una variedad de aparatos: unos sirven para controlar altas turbiedades (agua cruda), otros muy sensibles para detectar bajas turbiedades (agua filtrada) y por último algunos son sensibles tanto a altas como a bajas turbiedades. Uno de ellos, que se incluye a manera de ejemplo, es el Surface Scatter (Hach) que aparece en la figura X-21. El agua de la muestra circula permanentemente, entrando por el tubo (a) y saliendo por el tubo (b). La luz del foco (e) proyecta un haz de luz a un ángulo de 10. La fotocelda (d) encima del área de iluminación, reacciona con la luz diseminada y produce una lectura en la escala (e). Esta clase de equipo requiere mantenimiento adecuado para su correcto funcionamiento y debe por eso instalarse sólo donde existan facilidades para ello. Debe observarse, que las diferentes marcas de equipos dan diversas lecturas. En la figura X-22 pueden verse los resultados de la comparación de tres tipos distintos de aparatos: El Ratio, el Surface Scatter y el 2100-A de la Hach. Para valores pequeños, menores de 30 UNT, los tres aparatos coinciden pero para valores altos las diferencias en la lecturas pueden ser de 1 a 2. ·
Turbiedades permisibles del agua filtrada Los límites permisibles de turbiedad del agua deben analizarse desde dos aspectos: el estético y el sanitario. El primero es el que recibió mayor consideración en el pasado. Se quería un agua cristalina porque esto estimulaba el uso de dicha agua, al hacerla más aceptable para el consumidor. Desde este punto de vista, se fijó una turbiedad máxima permisible se 10 UNT2 para el efluente de los filtros, las cual después se disminuyó a 5 UNT . En realidad, los fotómetros de transmita..'lcia usados antes de 1950 difícilmente podían detectar, con suficiente aproximación, valores inferiores a esas cifras 4 . De 197 6 a 1988 rigió la norma de la Ef> A, que exigía una turbiedad inferior a l. O UNT en el 95% de las muestras tomadas en un mes. En realidad, el control de la turbiedad es el método más simple y práctico para evaluar la eficiencia no sólo de la filtración, sino de todos los procesos de 2 Esta fue la turbiedad aceptada por el "U.S. Public Health Service Drinking Water Standards" de 1942.
3 La revisión de los "U.S. Public Health Service Drinking Water Standards" de 1962 estatuía éste límite, advirtiendo que cuando el agua había sido tratada, el límite máximo era de 1.0 UNT. 4 Turbidímetros como el de St. Louis o Baylis podían detectar hasta 0.1 UNT, pero su uso no era práctico porque necesitaba Ir.antener patrones preparados.
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CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
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Fig. X.21. Turbidímetro de diseminación superficial (Cortesía de Hach Co.)
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21 00-A (UNT)
Fig. X.22. Comparación entre escalasde turbidímetros (Tomado del estudio de HIDROSAN, Chile)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
609
tratamiento. Las turbiedades inferiores a 1.0 UNTo preferentemente inferiores a 0.5 UNT, indican una operación cuidadosa de todo el sistema, segura desde el punto de vista bacteriológico, en lo referente a remoción de virus y protozoarios patógenos, que difícilmente son eliminados en los procesos de desinfección, como se verá más adelante. Las diferentes epidemias de hepatitis infecciosa y poliomelitis atribuidas directa o indirectamente al agua potable, despertaron posteriormente el interés por la correlación entre la turbiedad y los aspectos sanitarios y biológicos. Estos han sido estimulados en la actualidad por las epidemias de giardiasis, criptosporidiasis y otros protozoarios, últimamente identificados. La epidemia de hepatitis de Nueva Delhi de 1955, que afectó a más de 28.000 personas, puso de manifiesto la posibilidad de que el agua clarificada y dorada pudiera eventualmente ser portadora de gérmenes patógenos. Cerca de 50 casos de esta naturaleza han sido estudiados y discutidos, trece de ellos ocurridos en los Estados Unidos entre 1946 - 1960. Coin, en 1962 encontró que el18% de las muestras del agua tratada del sistema de distribución de París mostraba la presencia de los enterovirus. El mismo año, Hudson (1962), correlacionó el número de casos de hepatitis en diversas localidades de los Estados Unidos con la turbiedad del agua filtrada, y encontró que existe un paralelismo entre la incidencia de enfermedades virales y el grado de clarificación obtenido, indicado por los valores de turbiedad del agua filtrada. Véase la figura X-23, dibujada con los datos suministrados por él. Debe tenerse en cuenta que en estas plantas se hacía además pre y postcloración. Robeck en 1962, al realizar un trabajo experimental sobre la efectividad de los proceso de tratamiento y la remoción de virus, nalló que por lo general cuando existe un paso de turbiedad en el filtro, simultáneamente aparece un incremento de población viral en el efluente, y sugería la posibilidad de que las partículas de virus vinieran asociadas a las partículas de turbiedad. Véase la figura X-24. Esta suposición se ha visto :::onfirmada por los recientes estudios de Subsey y colaboradores (1991), los cuales concluyen que: "la inactivación de los virus de hepatitis asociados con células pueden reducir apreciablemente la cinética y extensión de la inactivación de virus, especialmente la del cloro libre".
04
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Casos de hepatitis por
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24
26
28
100,000 habitantes
Fig. X.23. Correlación entre turbiedad promedio del agua filtrada y casos de hepatitis en los Estados Unidos (II)
30
32
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CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
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8
Tiempo, horas Fig. X.24. Paso de virus
y· tloc en un filtro de arena y antracita
Todos estos hechos condujeron a hacer mucho más estrictos los reglamentos sobre calidad del agua filtrada. La AWW A en 1968 adoptó como meta un máximo de 0.1 UNT, debido a que "existe evidencia de que la ausencia de organismos
patógenos está asociada con la ausencia de turbiedad, y que la completa ausencia de sabor y olor requiere también dicho grado de clarificación". La Agencia de Protección del Ambiente de los Estados Unidos ha fijado como norma una turbiedad igual o inferior a 0.5 UNT para el 95% de las muestras tomadas en un mes. Esto implica que si por ejemplo, se han tomado muestras cada 4 h, en un mes se han recolectado 180 muestras, de las cuales solo 9 pueden contener turbiedad mayor de O,5 UNT Por otra parte, el costo de producción de un agua que cumple con estas especificaciones generalmente no es mayor que el de la que no las cumple, pues se trata solamente de obtener un mejor rendimiento de las instalaciones existentes.
Indices de dureza del floc Existen una serie de métodos sugeridos para evaluar la dureza del floc. Uno que ofrece ciertas ventajas es el de correlacionar el esfuerzo cortante que ha sufrido el floc, con la pérdida de cargadel filtro (h) asumiendo que ha llegado a su máximo el cuando la turbiedad en el efluente ha excedido el límite permisible de turbiedad (1.0 UNT). Este esfuerzo cortante crítico puede ser mayor, menor o igual que el esfuerzo cortante producido cuando se alcanza la máxima pérdida terminal de carga h . De aquí resulta que: ~ -'te = _e_ = 1D tm
-vh;;;
='l,ndice de dureza
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
611
Veamos un ejemplo: Si en una carrera de filtración se alcanza una turbiedad efluente de 1 UNT (máxima aceptable) cuando la pérdida de carga en ese momento era de 1.20 m, y la máxima permisible del filtro era de 2.0 m: 20 1 = 1. = 0.77 D 2.0 Desde el punto de vista de la economía de agua de lavado, el floc óptimo para filtración es aquel que tiene un 1D = 1 o se aproxima a ese valor. Si es menor, el floc debe considerarse como blando y si es mayor, como duro, tal como se explicó en el capítulo IX. Se puede establecer una tabla que sirva de guía para la calificación del proceso como se muestra a continuación: Tabla X.S. Dureza del floc Valores de ID
Calificación del floc
< 0.65
No es adhesivo
0.65- 0.80
Muy blando
0.80 0.95
Blando
0.95
Optimo
1.05
1.05- 1.10
Duro
1.10
Muy duro
2. Evaluación de partículas 2.a Sistema de conteo de partículas En las últimas décadas se ha venido trabajando con contadores electrónicos de partículas, que pueden medir no sólo el número sino el tamaño de todas las partículas hasta de 0.3 ¡..tm contenidas en una suspensión. Esta técnica fue introducida, en 1967, por Hannah, Cohen y Robeck (1967), quienes aplicaron el contador Coulter a la evaluación de suspensiones coaguladas. El aparato ha sido empleado tanto en laboratorios de investigación como en plantas de tratamiento. En forma esquemática, la figura X-25 muestra en qué consiste un contador Coulter. El agua de la suspensión, a la cual se le ha puesto un poco de electrolito para hacerla más conductiva, es succionada por un sistema de vacío a través de un orificio. Cada partícula al pasar por éste desplaza su propio volumen de electrolito cambiando, durante una fracción de segundo, el valor de la resistencia entre los electrodos. Este cambio, que es proporcional al tamaño de la partícula, produce un impulso eléctrico que es amplificado y contado automáticamente. En la actualidad existen diversas marcas de aparatos para la determinación del número de partículas. Los hay que: a) miden el tamaño y cuantifican el número de unidades por tamaños; b) que miden estos valores sólo para una muestra discreta; e) que los miden para una muestra continua, ya sea ésta de flujo continuo (on line sampling) o de porciones discretas pero obtenidas sucesivamente por el aparato en forma continua (batch on line sampling). Estos dos últimos modelos tienen la ventaja de que pueden realizar un gráfico continuo del tamaño y la cantidad de las partículas que están pasando por el sensor. Es muy importante hacer una correcta selección del aparato, según las necesidades de cada caso.
612
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
El conteo de partículas puede ser conjuntamente con la turbiedad y el NMP/coliformes por 100 ml, la forma más pertinente de evaluar la probabilidad de contaminación del filtrado con Giardia y Cristosporidium. Estudios realizados por Le Chevalier y Norton (1992) muestran que la remoción de partículas menores de 5 ~m son un método útil para predecir la presencia de estos microorganismos, pues existe una correlación directa entre reducción de turbiedad y reducción de los quistes y ooquistes presentes en el agua. Cabe advertir, por último, que la mayoría (menos de las 2/3 partes) de estos no son viables al llegar al efluente de los filtros según los autores antes citados.
Electrodo interno Electrodo externo
f
Orificio Suspensión con electrolito
Fig. X.25. Esquema de un contador Coulter
2.b Monitor de Partículas (índice) La determinación del índice de partículas consiste en captar una señal (que pueda ser monitorizada) por medio de un sistema óptico que reacciona al oscurecimiento de la luz producida por las mismas, cuando pasan frente a una fuente de rayos infrarrojos. De esta manera, cuantifican la presencia de partículas mayores que 2 ~m de diámetro, sin precisar ni su número ni su tamaño, como sí lo hace el contador de partículas antes descrito. En cierta manera,· es un sistema similar al de la determinación de turbiedad. Ambos pueden usarse para medir la eficiencia de la filtración, y en la práctica, resultan complementarios. La turbiedad, que es un método nefelométrico, mide la señal generada por la luz diseminada a 90° por las partículas, y se expresa por medio de un número arbitrario basado en patrones preestablecidos. El índice de partículas, en cambio, mide la señal producida en un fotodetector por el haz infrarrojo que incide directamente en ellas, y se expresa también por un número arbitrario que crece a medida que crece la masa de partículas. La ventaja de este último método sobre el nefelométrico es que detecta el conjunto de sólidos presentes en el agua, cuyo tamaño está entre 2 ~m y 8 ~m, que es el tamaño de la mayoría de las partículas con significado sanitario en suspensión en los efluentes de los filtros, entre las cuales están los protozoarios (Cristosporidium y Giardias), que son difíciles de inactivar por cloración, y difíciles de detectar en el laboratorio por otros métodos. Por otra parte, las lecturas de turbiedad resultan insensibles a los cambios en la coagulación y el comportamiento de la filtración a bajos niveles, inferiores a 0.1 UNT. Por el contrario, el índice de partículas reacciona con gran rapidez a cualquier modificación del tratamiento, como se ve en la figura X-25a que presenta, en forma esquemática, la manera como se comportan comparativamente el índice y la turbiedad. La turbiedad puede, a veces, permanecer estable; sin embargo, por diferentes
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
613
causas, el índice puede incrementarse en forma significativa, lo que implica que ha habido un deterioro en los procesos que no ha sido detectado por la turbiedad. Por otra parte, ensayos realizados por Veal y Riebow ( 1994) han demostrado que el índice y el número de partículas entre 2 y 5 ~m se mantienen fluctuando de manera similar a lo largo del tiempo y, en consecuencia, todo aumento súbito del índice conlleva el riesgo de que estén apareciendo organismos patógenos en el agua filtrada. El índice, además, puede servir para calcular la eficiencia del tratamiento, al igual que la turbiedad. Por ejemplo, si el índice del agua sedimentada es 1,000 y el del agua filtrada es 100, la eficiencia en la remoción de partículas puede estimarse así: (1,000::- 1002) +1,000 2 = 0.99::::: 99%. #/mi
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300
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2-5 ¡.tm
Turbiedad/
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o Tiempo Fig. X.25a. Correlación entre índice de partículas, número de partículas de 2-5 ¡.tm por ml y turbiedad (esquema)
3. Aluminio residual Si bien el aluminio residual no puede considerarse como una manera de medir la eficiencia de la filtración es un parámetro importante que debe determinarse en las plantas de tratamiento por los perjuicios que produce el mantener altos contenidos de A[3+ en la red. Básicamente, estos perjuicios son dos: Postprecipitación de partículas en el sistema de distribución con el consiguiente mal aspecto del agua en los recipientes en donde ha estado depositada por algún tiempo e intoxicación de los pacientes de diálisis que no pueden utilizar agua con alto contenido de aluminio. La ecuación de disociación del hidróxido de aluminio en el agua es como sigue:
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CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
El conteo de partículas puede ser conjuntamente con la turbiedad y el NMP/coliformes por 100 ml, la forma más pertinente de evaluar la probabilidad de contaminación del filtrado con Giardia y Cristosporidium. Estudios realizados por Le Chevalier y Norton (1992) muestran que la remoción de partículas menores de 5 J..Lm son un método útil para predecir la presencia de estos microorganismos, pues existe una correlación directa entre reducción de turbiedad y reducción de los quistes y ooquistes presentes en el agua. Cabe advertir, por último, que la mayoría (menos de las 2/3 partes) de estos no son viables al llegar al efluente de los filtros según los autores antes citados.
Electrodo interno Electrodo externo
f
Orificio Suspensión con electrolito
Fig. X.25. Esquema de un contador Coulter
2.b Monitor de Partículas (índice) La determinación del índice de partículas consiste en captar una señal (que pueda ser monitorizada) por medio de un sistema óptico que reacciona al oscurecimiento de la luz producida por las mismas, cuando pasan frente a una fuente de rayos infrarrojos. De esta manera, cuantifican la presencia de partículas mayores que 2 J..Lm de diámetro, sin precisar ni su número ni su tamaño, como sí lo hace el contador de partículas antes descrito._ En cierta manera, es un sistema similar al de la determinación de turbiedad. Ambos pueden usarse para medir la eficiencia de la filtración, y en la práctica, resultan complementarios. La turbiedad, que es un método nefelométrico, mide la señal generada por la luz diseminada a 90° por las partículas, y se expresa por medio de un número arbitrario basado en patrones preestablecidos. El índice de partículas, en cambio, mide la señal producida en un fotodetector por el haz infrarrojo que incide directamente en ellas, y se expresa también por un número arbitrario que crece a medida que crece la masa de partículas. La ventaja de este último método sobre el nefelométrico es que detecta el conjunto de sólidos presentes en el agua, cuyo tamaño está entre 2 J..Lm y 8 J..Lm, que es el tamaño de la mayoría de las partículas con significado sanitario en suspensión en los efluentes de los filtros, entre las cuales están los protozoarios (Cristosporidium y Giardias), que son difíciles de inactivar por cloración, y difíciles de detectar en el laboratorio por otros métodos. Por otra parte, las lecturas de turbiedad resultan insensibles a los cambios en la coagulación y el compmtarniento de la filtración a bajos niveles, inferiores a 0.1 UNT. Por el contrario, el índice de partículas reacciona con gran rapidez a cualquier modificación del tratamiento, como se ve en la figura X-25a que presenta, en forma esquemática, la manera como se comportan comparativamente el índice y la turbiedad. La turbiedad puede, a veces, permanecer estable; sin embargo, por diferentes
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causas, el índice puede incrementarse en forma significativa, lo que implica que ha habido un deterioro en los procesos que no ha sido detectado por la turbiedad. Por otra parte, ensayos realizados por Veal y Riebow ( 1994) han demostrado que el índice y el número de partículas entre 2 y 5 J..Lm se mantienen fluctuando de manera similar a lo largo del tiempo y, en consecuencia, todo aumento súbito del índice conlleva el riesgo de que estén apareciendo organismos patógenos en el agua filtrada. El índice, además, puede servir para calcular la eficiencia del tratamiento, al igual que la turbiedad. Por ejemplo, si el índice del agua sedimentada es 1,000 y el del agua filtrada es 100, la eficiencia en la remoción de partículas puede estimarse así: (1,000 2 - 1002) +1,000 2 = 0.99:::::99%. #/mi
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partículas/mi
2-5 llm
Turbiedad/
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Fig. X.25a. Correlación entre índice de partículas, número de partículas de 2-5 11m por mi y turbiedad (esquema)
3. Aluminio residual Si bien el aluminio residual no puede considerarse como una manera de medir la eficiencia de la filtración es un parámetro importante que debe determinarse en las plantas de tratamiento por los perjuicios que produce el mantener altos contenidos de A[3+ en la red. Básicamente, estos perjuicios son dos: Postprecipitación de partículas en el sistema de distribución con el consiguiente mal aspecto del agua en los recipientes en donde ha estado depositada por algún tiempo e intoxicación de los pacientes de diálisis que no pueden utilizar agua con alto contenido de aluminio. La ecuación de disociación del hidróxido de aluminio en el agua es como sigue:
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
614
AL (OHJ:, (s)
y por tanto:
Obsérvese que la constante de solubilidad es bastante baja, pues es del orden de 1o-33 • Al estudiar los diagramas logarítmicos de concentración (como los de Johnson y Amirtharajah presentados en el capítulo III) se puede observar que el punto de solubilidad mínima del aluminio en el agua está alrededor del pH de 5.5 y que aumenta en forma notable hacia adelante o hacia atrás a partir de dicho punto (Véase la figura II-19). Cuando se agrega sulfato de aluminio al agua puede disolverse hasta 500 g/1, sin producir sobresaturación, siempre y cuando el pH baje por debajo de 3. Las soluciones concentradas de sulfato tienen un pH entre 2 y 2.5 según sea la alcalinidad que tenga el agua y por eso pueden disolver tanto sulfato. Tabla X.6. Valores de solubilidad del N++ tomados del diagrama logarítmico de concentración de Johnson y Amirtharajah pH 1
Solubilidad
3
4
5
5.5
10,000
51.3
0.3
0.03
450
2.33
0.014
0.014
mg/1
Al 2 (S0 4 ) 3 14Hp
En cambio en las soluciones diluidas que tienen pH relativamente altos (superiores a 5.5), la solubilidad del sulfato es baja pero aumenta rápidamente en proporción de un orden de magnitud por cada unidad de pH. Véase la figura X-26. Por eso a pH de 6.5 y temperatura de 15°C, la solubilidad del sulfato de aluminio es del orden del 0.3 mg/1 equivalente a 0.014 mg/1 de AI+++, mientras que a pH 8 la solubilidad llega hasta 12 mg/1 de sulfato de aluminio equivalente a 0.45 mg/1 de AI+++. La meta de la AWWA da un valor de 0.05 mg/1 de AI+++ como el deseable, pero por lo dicho anteriormente se puede ver que esto no es posible en todos los casos, pues es difícil bajar la concentración por debajo del límite de solubilidad del AI+++ en el agua. Tabla X.7. Límites fijados por Palin para el aluminio residual i
pH
6.5
7.0
7.5
8.0
Límite recomendado mg/1
0.05
0.10
0.15
0.20
Límite tolerable mg/1
0.15
0.20
"""'
0.40 11
Las aguas poco alcalinas y de pH bajo, tienen menor capacidad para mantener en solución el aluminio residual. Sin embargo no debiera contener valores superiores a 0.15 mg/1 para pH = 7.5 con un máximo de 0.45 mg/1 para pH = 8.0. Si estos valores se exceden, se presenta una postprecipitación en la red de los coloides que han quedado sin filtrar, por cuanto el agua está sobresaturada con el
615
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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0.30
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E
o
SOLUBILIDAD TEORICA A 25°C
....1
*
Cl
z o
::::::.
Cl
::::::.
-x--
-x- -
0.05
x-- x-
1.23
~
META ADOPTADA POR LA AWWA EN 1960
0.03
1-
zUJ u z o u
0.02
0.01
1------l:..l.----11---..LL------L---1-----'-----i-----l
5.5
6.0
6.5
7.0
7.5
8.0
8.5
9.0
z o
0.25
9.5
pH DE LA SOLUCION
Fig. X.26. Solubilidad del Al+++ a distintos pH y distintas temperaturas
ion de aluminio y éste tiende a precipitar dentro de las tuberías y cisternas arrastrando las partículas remanentes de turbiedad. Obsérvese en la tabla X-8 la gran cantidad de partículas que quedan en los efluentes de los filtros cuando las turbiedades son altas, las cuales tienden a formar con el tiempo (en presencia de un Al+++ alto) un floc lo suficientemente visible como para que dé un aspecto desagradable al agua en la ciudad. Tabla X.S. Número de partículas del agua filtrada
Palin ( 1954) ha hallado una correlación entre la concentración de compuestos de aluminio soluble en agua coagulada y filtrada, la turbiedad y el número de partículas como se muestra en la tabla X -9.
616
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION Tabla X.9. Correlación de aluminio residual, turbiedad y número de partículas
Sulfato de Aluminio, mg/1. Aluminio Residual, mg/1 Turbiedad, 90° Tamaños (micras)
0.59- 1.0 1.0- 2.0 2.0-3.0 3.0-4.0
20 0.11 0.23
40 0.10 0.07
55 0.08 0.07
70 0.06 0.11
·100 0.19 0.37
130 0.43 0.90
Número de partículas por tamaños en 50 ¡.t 1 del efluente de un filtro 97,000 1,610 113 30
55,000 705 83 26
23,000 565 73 33
17,000 385 85 30
24,000 1,780 740 236
30.o¡f! 4,900 2,320 635
Estudio Microscópico del agua El estudio microscópico del agua filtrada ha sido sugerido en repetidas ocasiones, y parece tener interés en especial en plantas de tratamiento debidamente equipadas para ello. El procedimiento consiste en tomar una muestra de 2 1 o más si es necesario, concentrarla de acuerdo con los Métodos Normales, ya sea por centrifugación o por filtración en el embudo de Sedgwick-Rafter, colocar el concentrado en un microscopio calibrado provisto de ocular micrométrico, y contar el número de partículas presentes en la celda. La ventaja de este método de evaluación está en que se permite observar la clase de material que pasa por los filtros y, con alguna experiencia, identificar tanto la materia de origen biológico como las masas amorfas de origen químico. Se puede de esta manera detectar el material microscópico no óptico, que no aparece registrado como turbiedad y que tiene importancia en la evaluación de los procesos de tratamiento. Ef,te es un punto que merece atenta consideración. Los estudios realizados por Wes'.erhoff (1972) y Syrotnski (1971) han demostrado que existe poca correlación entre la turbiedad y el conteo microscópico de las partículas, especialmente en aguas sin tratamiento o en aguas filtradas. De aquí, puede deducirse que la turbiedad no es un buen índice del número de partículas que el agua filtrada contiene y, por tanto, de la posible carga orgánica del efluente, ya que parece que parte del material suspendido no puede detectarse por fotometría debido a que no produce suficiente diseminación de la luz. El problema radica en que el conteo microscópico es un procedimiento lento y tedioso, que difícilmente se puede usar en forma rutinaria en las plantas de tratamiento. Más investigación se precisa hacer en este campo.
4. Filtros Pilotos Modelos de filtros pueden construirse para: a. Obtener información que puede usarse en el diseño de nuevas instalaciones. b. Controlar la operación de filtros existentes en funcionamiento. En ambos casos el tipo de planta piloto que se suele instalar es bastante parecida, pero el programa de trabajo es diferente. Una estación experimental de filtro puede constar de las siguientes partes:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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a. Columnas de filtración. b. Sistema de entrada. c. Sistema de salida (control de la velocidad de filtración). d. Sistema de lavado. e. Tablero de piezómetros. f. Sistema de medición de turbiedad. Hay que tener en cuenta que no se puede establecer verdaderos modelos del proceso de filtración. Dado que las partículas que se tratan de filtrar no pueden reproducirse a una escala menor, sino que conservan su tamaño natural durante los ensayos. Los otros parámetros que influyen en el proceso tales como el diámetro del medio filtrante, la porosidad (o área de paso del flujo), la profundidad del lecho, etc., deben hacerse con la misma escala del prototipo. Lo único que se puede disminuir es el área superficial del filtro, para que trabaje con un flujo varias veces menor y sea más fácil de medir y controlar. La relación entre el flujo con que trabaja el prototipo y el flujo del modelo no tiene mayor significado, ya que la filtración depende más de las características de la suspensión y del medio granular que de la forma y tamaño de la estructura en donde se realiza. Hay que observar sin embargo, que al hacer el filtro cada vez más reducido, la relación entre el perímetro y su área aumenta y por tanto cuanto más pequeño sea el modelo, proporcionalmente mayor cantidad de granos están en contacto con las paredes del recipiente. Como los poros formados por los granos y la superficie de las paredes son diferentes a los que existen dentro del lecho, esto puede crear una restricción al tamaño mínimo del filtro experimental que se construya. Empíricamente se ha establecido que la relación entre el tamaño máximo del grano y el diámetro del filtro no debe ser menor de 1 a 50. Lo cual significa que si se usa un medio filtrante cuyas partículas más grandes tienen 2 mm de diámetro, el tubo en el que se coloquen no debe ser menor de 100 mm (4"). Como regla general podría decirse que los experimentos sobre filtración no deben realizarse en tubos menores de 10 cm (4"), y preferentemente 15 cm (6") para esquivar la influencia de las paredes.
a. Columnas de filtración Las columnas de filtración pueden hacerse prismáticas o cilíndricas con materiales opacos o traslucidos. El uso de plásticos transparentes es altamente recomendable, pues ofrecen la facilidad de poder observar el proceso de filtración y de lavado, mientras se realice éste. El gasto dado por las columnas experimentales se ,suele aforar en 1/min o cc/min. Cuando se usan columnas cilíndricas de 10 a 15 cm de diámetro, se puede usar el gráfico de la figura X- 27, para determinar las ratas de flujo que corresponden a los diferentes aforos del gasto en 1/min. Estos aforos pueden hacerse con un rotámetro colocado a la entrada del filtro, o volumétricamente tomando a la salida del mismo, el tiempo que tarde en llenarse un cilindro graduado de uno o dos litros. Si por ejemplo el tiempo fue de 35 segundos para llenar 1 1, el ~asto fue de 60/35 = l. 72 1/min, lo que para un tubo de 4" corresponde a 340m /m2/d (5.5 gprn!p2) y para uno de 6" a i45 m3 /m~/d (2 .4 gpmfp2). Ver la figura X- 27.
618
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
Gasto dado por el filtro en 11/inln
Fig. X.27. Rata de flujo para diferentes gastos producidos por un filtro experimental cilíndrico de 1Oy 15 cm de diámetro
El medio filtrante se coloca en el modelo en la misma forma en que va en el prototipo. La altura rninima de la columna es de 1.0 m, si se eliminan los lechos de grava y se tiene 60 cm de lecho granular que se expande el 50% durante el lavado. La carga adicional sobre el filtro se puede construir dejando un tubo de menor diámetro sobre la columna. Es preferible, sin embargo, usar alturas de 1.60 a 2.00 m, para que quede amplio espacio para expandir el lecho sin que pierda medio filtrante. b. Sistema de entrada La entrada al filtro se puede hacer por bombeo o por gravedad. En este último caso hay que dejar un tanque de carga constante con el objeto de mantener el mismo nivel de agua en los filtros como lo muestra la figura X-28. Este tanque debe diseñarse de tal modo que no ocurra sedimentación dentro de él, lo que alteraría las características del afluente. La forma más simple de conservar el nivel constante, consiste en que se deje en él un vertedero de rebose que funcione permanentemente, lo cual tiene la ventaja adicional de mantener una mayor velocidad en las tuberías y disminuir así la posibilidad de depósito de lodos dentro de ellas. Sin embargo, el consumo de agua de la instalación piloto en este caso es mucho mayor. c. Sistema de control El sistema de control puede hacerse a la entrada o a la salida. Si se hace a la salida puede consistir en: (a) Una válvula de aguja y (b) Un flotador que oprima una manguera elástica. Puede también comprarse válvulas especiales reguladoras del gasto. La figura X-30 presenta algunos esquemas de controladores de flujo fáciles de fabricar en cualquier taller. El tipo (a) está formado por un flotador que acciona una válvula de aguja. Para que trabaje debe haber presión atmosférica en la caja. El tipo (b) es una forma de
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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TABLERO DE PIEZOMETROS '..
VISTA lEN
DEl FILTRO
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Fig. 9.29a. Esquema de filtros pilotos (vista frontal)
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620
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
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PUENTE PUENTE 1.70 m. 120m
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Desagüe del Tanque de Agua de lavado 0 1" Soportes del Controlador
ELEVACION CORTE A-A ESC 1:10 Fig. 9.29b. Esquema de filtros pilotos (vista lateral)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
621
restringir el flujo en una manguera de goma, para mantener una carga constante sobre la salida. Pueden colocarse dos válvulas: Una para abrir o cerrar el flujo y la otra para regular el gasto, ambas pintadas de colores diferentes. Debe tenerse en cuenta que ea todo regulador de flotador, éste se hunde más o menos según la presión que necesita ejercer para oprimir la manguera o mover el émbolo, y por tanto el nivel de agua en la caja no va a ser totalmente constante. Al principio cuando el filtro está limpio, el flotador se hunde más para desplazar más agua y hacer mayor presión sobre la manguera o el émbolo con lo que el nivel en la caja sube y el gasto es un poco mayor que cuando el filtro está sucio y el flotador se hunde menos. La variación de nivel puede ser de uno a dos centímetros entre el principio y el final de la carreta. Para compensar esto, la manguera que se use debe ser muy elástica y la caja de 40-50 cm de lado, a fin de disminuir el efecto de los cambios de nivel del agua, sobre la válvula efluente. La regulación de la velocidad en los filtros puede hacerse también a la entrada dividiendo el flujo por medio de vertederos u orificios entre las distintas unidades de manera que les entre un flujo constante. En este caso se requiere permitir una variación de nivel sobre el lecho del filtro de 1.8 a 2.4 m.
d. Sistema de lavado El agua para el lavado puede bombearse de un tanque o sacarse por gravedad de un depósito a presión. Para medir el flujo de lavado se puede usar un rotámetro o se puede hacer volumétricamente colocando un recipiente calibrado como muestra la figura X-28, al cual se le ha dejado una manguera externa sobre una escala graduada para apreciar la altura del agua en él. El aforo de dicho tanque se puede hacer con un cilindro de laboratorio, vertiendo diferentes volúmenes y marcándolos en la escala. Al comenzar el lavado e iniciarse la expansión del medio granular a veces éste se aglutina y hay necesidad de golpear las paredes del tubo para conseguir que ascienda uniformemente. Esta operación puede durar algo menos de un minuto, mientras se consigue expandir el lecho hasta la altura que se desea. Manualmente se puede regular el flujo para mantener este nivel. Sin embargo, durante esta primera parte, la rata de lavado no es la normal. Hay que esperar hasta que la columna del lecho filtrante se estabilice para medir el caudal, observando durante un tiempo predeterminado el aumento de volumen en el tanque de lavado.
e. Sistemas de medición de turbiedad Generalmente se toma la turbiedad como el parámetro básico para evaluar la eficiencia del proceso de filtración ya que en sí engloba otros factores. Esta se puede medir tanto en el afluente y en el efluente del filtro, así como a diferentes alturas dentro del lecho filtrante. La turbiedad puede determinarse constantemente con un monitor apropiado como se describió antes o tomando muestras a intervalos regulares. Cuando se quiere analizar la remoción de partículas efectuada por cada capa del lecho, se pueden tomar muestras internas dentro de él, cada cierto tiempo en diferentes puntos. Para este trabajo no se usan monitores de turbiedad por cuanto el volumen de agua que requieren es relativamente grande.
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CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
Tubo de 3/4 11 Orificio de 1/4"
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Eje de 1/8 de acero inoxidable roscado al cono Tubo de acero inoxidable de 1/8 D.l. 11
Capuchón metálico
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Flotador 11
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ELEVACION CORTE
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
623
La extracción del agua para analizar se puede hacer con dispositivos tales como los indicados en la figura X-31. Debe tenerse en cuenta que la velocidad con que se extraiga la muestra puede influir en el número de partículas que se succionen.
'- Pared del filtro
Agua hipodérmica
SANITARY ENGINEERING CENTER (USA.)
Válvula de aguja
Para muestreo
Agujas hipodérmicas
CHECHOSLOVAK HYDRODYNAMIC INSTITUTE AT ORNO
Pared del filtro "''- Pared del filtro
Tubo con 0.2 cm de D.l.
UNIVERSITY COLLEGE LONDON (E W J. DIAPER)
---=r Agua hipotérmica
UNIVERSITY COLLEGE LONDON (D.E. ROBINSON, PD MULLEY, V PIENVICHITR)
Fig. X.31. Diferentes maneras de extraer muestras de agua a diferentes niveles del lecho filtrante
f. Piezómetros
El controlar la pérdida de carga a diferentes niveles del lecho filtrantre es una de las observaciones más valiosas que se pueden hacer en un proceso de filtración. Analizando la forma como la pérdida de carga se construye dentro del filtro, se puede saber dónde queda retenida la mayor cantidad de materia suspendida y qué tanto penetra el floc en profundidad. También permite localizar los sectores donde se produce presión inferior a la atmosférica, cuando la hay. Los piezómetros deben penetrar dentro del filtro y tener un diámetro no muy superior al del medio granular en donde están colocados. Por lo general se hacen de 0.5 a 1.0 mm de diámetro interno. Para evitar que se tapen, debe dejárseles facilidades de drenaje como muestra la figura X-32. Igualmente hay necesidad de cerrar la entrada de agua a ellos, cuando se hace el lavado, para evitar que puedan penetrar granos del lecho o salir chorros de agua. El cuerpo principal del piezómetro se puede hacer de vidrio o de manguera plástica transparente. Por su precio es preferible esta última. De todas maneras el
624
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
Pared del filtro Refuerzo
/ FILTRO
Tubo de vidrio de 1/4
11
Manguera transparente
Fig. X.32. Conexión de piezómetro
diámetro interno debe ser grande, mayor de 112" (1.2 cm) para evitar burbujas de aire. Todos los piezómetros se llevan a un tablero, donde se marca cero, para el nivel superior del filtro y de 10 en 10 cm hacia abajo, de tal manera que la pérdida de carga se pueda leer directamente como lo muestra la figura X-28. Para facilitar las lecturas, se puede colocar una pequeña bolita de caucho en cada uno, a fin de señalar mejor la altura del agua en ellos. La forma más segura, aunque no la más barata, de leer los piezómetros, es tomándoles una fotografía a intervalos regulares. En otros casos se observa directamente cada uno y se anota los valores en una tabla especialmente preparada para el efecto.
Filtros pilotos para el control del proceso de coagulación- filtración Pequeños filtros pilotos pueden instalarse en las plantas de tratamiento, para determinar la dureza del floc y las otras características de la carrera de filtración antes de que el agua pase por los filtros prototipos. Kreissl y colaboradores ( 1968) desarrollaron las bases teóricas del proceso. Si se hace trabajar la planta piloto con altas ratas de filtración durante corto tiempo (media hora), los datos obtenidos pueden extrapolarse para predecir el funcionamiento de los filtros prototipos y aún optimizar la dosis de coagulantes requerida. Esto es posible teóricamente por cuanto la velocidad intersticial de filtración v es igual a la carga superficial del filtro q dividida por la porosidad p, así:
v=!l. p Como la carga superficial q = v p es constante, podemos decir que q en el tiempo t = O, es igual a v en el tiempo t = t y por tanto:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
625
o en otra forma:
De aquí se deduce que se puede aumentar la velocidad intersticial v 0 hasta un valor vy más alto, siempre y cuando se aumente en la misma proporciónp 0 IPr· O sea que si un filtro piloto limpio, es operado a una rata de filtración p 0 lpt veces la rata normal por un tiempo corto, los esfuerzos hidráulicos que el floc tendría que soportar, serían similares a los que soportaría si trabajara con la rata normal por un tiempo más largo. Este método si bien requiere mayor experimentación, tiene aspectos muy interesantes. Su aplicabilidad general, sin embargo, puede verse restringida por el diferente comportamiento de las suspensiones, que deterioran la calidad del efluente con rapidez variable en cada caso. Comercialmente se producen equipos que toman el agua inmediatamente después de la adición del coagulante y la filtran a alta rata en filtros pilotos durante un corto período (10 minutos). El efluente se controla constantemente con un monitor de turbiedad, lo cual sirve para ajustar automáticamente la dosis de coagulantes. Filtros de este tipo podrían usarse para determinar las dosis de coagulantes requeridas en los sitemas de filtración directa, para lo que las pruebas de jarras convencionales no ofrecen mayor información.
Filtros pilotos para experimentación Según el tipo de investigación que se quiera realizar deben programarse la toma de datos en filtros pilotos. Es muy difícil establecer criterios generales al respecto. Sin embargo, cuando lo que se quiere estudiar es solamente la mayor o menor eficiencia en la remoción de turbiedad de un determinado medio granular, podrían hacerse algunas generalizaciones. Este tipo de estudios es particularmente útil cuando se piensa incrementar la capacidad de filtración de una planta de tratamiento, cambiando los lechos de arena, por lechos dobles de arena y antracita. En estos casos lo que se busca es una combinación de estos materiales, que sin desmejorar la calidad del efluente duplique o triplique la producción de la planta, manteniendo carreras económica y prácticamente aceptables. Igualmente son muy útiles para la determinación de los parámetros para nuevos sistemas de filtración en especial cuando se piensa realizar filtración directa o ascendente en cualesquiera de sus modalidades. Los parámetros básicos de control suelen ser ía turbiedad, medida a la entrada y a la salida de cada filtro, y la pérdida de carga tomada a diferentes niveles. La figura X-33 incluye las hojas de control utilizadas en las estaciones experimentales para lechos mezclados montadas en las plantas de Tratamiento de Cúcuta (Colombia). La primera comprende los datos básicos tomados cada cuatro horas, y consta de las siguientes columnas: Columna 1: Para anotar la hora en que periódicamente se toman los datos
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
627
Columna 2: Para determinar los tiempos acumumados correspondientes a cada ma de datos, desde el momento en que se inició la carrera. Columnas 3 y 4: Para establecer las turbiedades del afluente y efluente en NT. Columnas 5, 6, 7, 8 y 9: Para anotar las pérdidas de carga (en centímetros) que se lean para cada piezómetro. Columna 10: Para determinar el tiempo (en segundos) en que se llena un recipiente de una capacidad definida (1 litro en nuestro caso). Sirve para calcular la rata de filtración en el instante de la toma de los datos y establecer así un chequeo a los reguladores de caudal. En la parte inferior se consignan los datos de lavado: (a) Tiempo en minutos, (b) Volumen de agua utilizada (1) y (e) Rata de lavado (1/s/m) calculada de acuerdo al tiempo y con el volumen. Con base en los datos obtenidos, se dibujan los tres tipos de gráficos para cada carrera de filtración, que aparecen en la figura X-35. l. El gráfico superior que muestra la forma en que se ha incrementado la pérdida de carga en diferentes puntos del filtro a través del tiempo, resulta un conjunto de curvas siempre ascendentes. El tiempo para alcanzar la máxima pérdida de carga de 2.00 metros, (t va marcado en el diagrama. 7
)
Fig. X.34. Filtros experimentales automáticos montados en la galería de operación de la planta de tratamiento de Vitelma, Bogotá
628
CONTROL DEL PROCESO DE FILTRACION
2. El diagrama que aparece al medio indica la variación de la turbiedad del. afluente a través del tiempo. 3. El gráfico de la parte inferior relaciona la turbiedad del efluente con el tiempo de filtración y permite observar la tendencia a exceder en un determinado momento la turbiedad máxima permisible. El tiempo al cual se llegó a 1.5 UNT de turbiedad (t 1) considerada la máxima permisible 5, se determinó en el gráfico cuando se pudo. Cabe observar que, cualquiera sea la experimentación de que se trate, no debe nunca cambiarse más de un parámetro a la vez. Cuando se cambian dos o más no se sabe cuál de ellos fue el que produjo la modificación de los resultados. Por ejemplo, si se cambian los lechos filtrantes no se deben cambiar las ratas de flujo al mismo tiempo, o dentro de la misma carrera no deben cambiarse las ratas de flujo, etc.
Plantas piloto automáticas de filtración Dados los avances en la sistematización, en la actualidad lo más frecuente es ejecutar todos los pasos anteriores con sistemas automáticos o semiautomáticos que simplifican grandemente la toma y análisis de datos. Estos sistemas constan de: a) Un monitor de turbiedad que mida las turbiedades de entrada y salida de cada filtro. Se puede usar un solo turbidímetro al que una bomba, actuando en conjunto con válvulas solenoides, le inyecta pulsos de agua extraídos de los diferentes puntos de muestreo. Se requiere para esto que los efluentes de los filtros descarguen en un pequeño depósito desde donde los pueda succionar la bomba. b) Un trasductor piezoeléctrico que tome las alturas piezométricas en los distintos niveles del lecho filtrante por medio de válvulas de solenoide comandadas por un computador. e) Un sistema de adquisición y registro de datos que maneje la secuencia de cierres y aperturas de válvulas, capte los datos y los tabule y así mismo los grafique en la forma como se dejó antes descrito atrás. Quedaría como única operación manual el lavado del filtro el cual también se puede automatizar por pérdida de carga máxima o por turbiedad máxima con el mismo computador, programando las órdenes de cierre de la válvula de ingreso del agua y apertura de la del agua de lavado. Véase la figura X-34.
Análisis Bacteriológico El análisis bacteriológico del agua es uno de los ensayos más característicos para medir la eficiencia del proceso de filtración y en general de todos los procesos de tratamiento. El agua proveniente de los filtros, cuando el efluente tiene una muy baja concentración de partículas, debe aparecer con poca o nula contaminación bacteria!, expresada como número más probable de bacterias coliformes por 100 ml, por las razones que se expondrán en el siguiente capítulo. Sin embargo, para que los datos tengan valor estadístico, es necesario efectuarlos durante un buen número de días y aún meses, pues los sistemas de filtración tienden a producir resultados erráticos con respecto a los ensayos bacteriológicos. Es, pues, necesario tener un gran acopio de datos antes de sacar conclusiones sobre eficiencias.
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Estos ensayos se realizaron en 1970. En la actualidad la máxima turbiedad debiera fijarse en 1.0 UNT o 0.5 UNT.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
629
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Tabla X.lO. Evaluación del trabajo de los filtros
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
631
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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1
633
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EFICIENCIA BACTERIOLOGICA DE LOS PROCESOS DE CLARIFICACION Los procesos de mezcla) coagulación) sedimentación y filtración remueven) con mayor o menor eficiencia, la mayoría de las bacterias y virus presentes en el agua. Desde este punto de vista pueden ser considerados como procesos preparatorios para la desinfec.ción) pues cumplen dos objetivos: a. Disminuyen la carga bacteriana del agua. b. Hacen más eficientes los métodos de desinfección. Debe considerarse que los microorganismos son partículas coloidales y que como taJes quedan sometidos a los mismos procesos de remoción que afectan a los otros coloides. Obsérvese la figura XI-I en que se comparan los tamaños de los microflóculos que se forman al comienzo del proceso de coagulación y que varían entre 1!-" y 4~-t (el 80% de las partículas que entran a los filtros son de ese tamaño), con los de las bacterias cuya dimensión suele variar entre 0.5~-t y 3.5~-t. Es de esperarse que al progresar el aglutinamiento de las partículas, tanto las bacterias como los virus queden incorporados dentro del floc y sedimenten con el mismo. Se ha podido por eso recuperar gran cantidad de unos y otros en los lodos provenientes de sedimentadores, lo que hace a estos potencialmente peligrosos y su manejo por tanto, en especial durante la limpieza de los tanques debe hacerse con cuidado. Los virus, a pesar de su pequeña dimensión, son también coloides cuyo tamaño va de 1 a 1,000 !-" y por tanto están sometidos a las fuerzas electrostáticas y demás fenómenos asociados al proceso de coagulación. Sin embargo, la floculación ortocinética inducida por los gradientes de velocidad (turbulencia) tienen poca importancia en su aglutinación, pues su dimensión es menor a !-" y por consiguiente predomina la floculación pericinética debida al movimiento browniano, o la alta concentración de sólidos que aumenta la oportunidad de los
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
634
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Fig. XI. l. Tamaños comparados de microflóculos, bacterias y virus
contactos. Durante el proceso de filtración su eliminación se debe probablemente más a los mecanismos de difusión que a los gravitacionales.
a. Remoción producida por la coagulación-floculación y sedimentación Los procesos de coagulación-floculación-sedimentación son altamente eficientes para la remoción de bacterias vegetativas, como lo muestran las curvas de la figura XI-2, dibujadas con los datos suministrados por Sastry y sus colaboradores (1969). En ellas se ve (dato que se repite en forma consistente a través de todo el estudio) que la remoción de bacterias es directamente proporcional a la remoción de turbiedad y que se pueden lograr remociones de hasta 99.7% cuando se obtiene una eficiencia muy alta en el proceso de coagulación y sedimentación. Resultados similares se han obtenido con aguas sembradas con virus. Robeck y colaboradores (1962) encontraron que al incrementar la dosis de sulfato de aluminio y dejar sedimentar, se podía obtener remociones de virus de hasta el99%. Chandhuri y Engelbrecht ( 1970) demostraron que la coagulación con A/2 ( S04 ) 3 y sedimentación removía del 98% al 99.9% de los colífagos T4 y MS2 presentes en el agua. Véase la figura XI-3. Los polielectrolitos aniónicos y no iónicos pueden aumentar la remoción pero la presencia de cationes en el agua la disminuye. Sin embargo, concentraciones de calcio y magnesio de hasta 50 mg/1 no interfieren con el proceso. El pH tiene una gran importancia. Valores superiores a 11 producen la desnaturalización de la capa proteínica de los virus y la destrucción de los mismos. Por eso los procesos de ablandamiento, en especial cuando se usa el de cal-soda a pH superior a 11, producen inactividades del orden del 99.88%. La presencia de Mg (quizás por la formación de Mg (OH) 2 ) mejora notablemente la eficiencia. Carlson y sus colaboradores (1968) han encontrado que las partículas de arcilla adsorben los virus con bastante rapidez. La inactivación de los mismos ocurre aparentemente en dos etapas. La primera corresponde a la formación de un complejo de virus e iones de aluminio y la segunda a la aglutinación y sedimentación del floc. Los iones de aluminio producen una reducción hasta el 98o/o de las partículas virales en concentraciones tan bajas como 0.000005 mg/1. El 90% de la adsorción de estos por las arcillas es por supuesto reversible. Por tanto los lodos producidos en los tanques sedimentadores son potencialmente peligrosos aún cuando exista precloración como se advirtió anteriormente.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
635
Turbiedad inicial 480 U.J. Tiempo de floculación 20 min. Tiempo de sedimentación 1O min
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Fig. XI.2. Porcentaje de remoción de bacterias de un agua coagulada y sedimentada (según Sastry y colaboradores)
b. Remoción producida por la filtración Estudios del mismo tipo, hechos sobre la filtración, han demostrado que si esta no va precedida de coagulación, aún cuando se use arena fina (0.28 mm) y bajas 3 2 ratas (60 a 120 m /m /d), se remueve sólo una pequeña proporción de los virus presentes en el agua (menos de 20%). Véase la figura XI-4. En cambio, cuando se inyecta una dosis adecuada de sulfato de aluminio en el afluente del filtro, se obtienen remociones hasta del 98% de los virus, aún cuando se trabaje con ratas de 3 2 filtración altas de 340m /m /d y medios de arena y antracita. Es por eso conveniente agregar siempre algún coagulante al agua, inclusive en los casos en que debido a la baja turbiedad se hace filtración directa sin sedimentación previa. Por otra parte, en el caso de la filtración en lechos de arena y arena y antracita, se ha observado también que la remoción de turbiedad es proporcional a -~la remoción de los virus. Toda irrupción de turbiedad va usualmente acompañada de un incremento en la penetración de los virus, como lo muestra la· figura XI-5
636
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
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50~----~------~------~------~----~ao o 20 40 60 80 .00 Fig. XI.3. Remoción de virus T4 producida por la coagulación y floculación del agua
tomada de los trabajos de Robeck, Clarke y Dostal (1962). En ellase ve que cuando la turbiedad del filtrado aumentó de 0.1 UNT a más de 2.0 UNT, el paso de virus subió de O a 12%. El ayudante de filtración retardó la irrupción de turbiedad, pero en cuanto esta se produjo, la penetración de los virus se produjo también.
c. Desinfección del agua La desinfección del agua se refiere a la destrucción de los organismos .causantes de enfermedades o patógenos presentes en ella. Los principales son:
(a) Bacterias: Salmonellas (tíficas y paratíficas) Shigellas (disentería) Vibrio comma (cólera) Yersinia (Y ersinosis) E. Coli (Diarreas)
(b) Protozoarios: Amoebas (endomoebas histolíticas, quistes de amibas) Giardia lamblia (giardiasis) Cryptosporidium (cryposporidiasis)
637
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA 100
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Fig. XI.4. Efecto de la rata de filtración en la remoción de virus de polio 1en arena limpia, gruesa y fina (sin coagulantes) (según G. Berg)
(e) Virus: Virus de la hepatitis infecciosa Virus de la poliomelitis Otros virus
( d) Tremátodos: Schistosoma manzoni (bilharsiasis) Dracunculus Medinensis (Guzano de Guinea) Ascaris (Ascaridiasis) Las condiciones que debe tener un desinfectante ideal para poder ser usado en las plantas de purificación son: a. Debe ser capaz de destruir los organismos causantes de enfermedades. _ b. Debe realizar esta labor a la temperatura del lugar y en un tiempo adecuado . .c. No debe hacer el agua tóxica peligrosa para la salud o de sabor desagradable. d. Debe ser de fácil obtención, sencillo manejo y bajo costo.·
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
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Tiempo- m in. Fig. XI.5. Remoción de virus con ayudante de coagulación y sin él en filtros de arena y antracita. Dosis de sulfato de aluminio 10 mg/1, turbiedad del agua cruda 40, rata de filtración 350 m3/m 1/d (según Robeck y Co.)
e. Su concentración en el. agua debe poderse determinar prontamente. f. Debe dejar un efecto residual, para que proteja el agua contra posteriores contaminaciones.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
639
La efectividad de un proceso de desinfección se mide por el porcentaje de organismos muertos dentro de un tiempo, una temperatura y un pH prefijados. La resistencia de estos microorganismos varía, sin embargo, según sus características morfológicas. Las esporas bacterianas son sin lugar a dudas las más resistentes, debido tal vez al estado de deshidratación parcial de su protoplasma. Los quistes de protozoarios (quistes de amibas) le siguen en resistencia. Soportan pH tan altos como 13 y tan bajos como l. Son hasta 160 veces más resistentes que las bacterias E. Coli y 9 veces más que los virus más duros a la desinfección con cloro libre. Son~ sin embargo, muy susceptibles al calor, temperaturas de 50°C los destruyen en 2 minutos. Los virus entéricos (poliovirus, coxsakievirus y ecovirus) son también notables por su capacidad para soportar la desinfección debido a su falta de enzimas y otros sistemas sensitivos, pues están constituidos básicamente por ácido nucleico rodeado de una corteza proteínica. Pueden ser inactivados por el calor o ciertas sustancias químicas que son capaces de desnaturalizar su corteza proteínica, la que sobre todo en los virus más pequeños está expuesta directamente a la influencia de los agentes exteriores. Las bacterias vegetativas (coliformes, salmonellas, etc) son las más fáciles de eliminar. La respiración bacteriana se efectúa en la superficie de la célula, lo que las hace muy sensitivas a los agentes desinfectantes (moléculas o cationes) los cuales tienen la oportunidad de reaccionar o sustituir compuestos vitales para ella.
Velocidad con que se realiza la desinfección El proceso de desinfección del agua no es instantáneo sino que se realiza progresivamente, con más o menos velocidad a través del tiempo y se considera terminado cuando ell 00% (99.99%) de los organismos que se trata de destruir han muerto. La forma como este proceso se realiza puede describirse matemáticamente, considerando que se trata de una reacción de primer orden y que por tanto el número de organismos destruidos en la unidad de tiempo es proporcional al número de organismos remanentes en el tiempo t considerado. En otras palabras, sin es el número de organismos y K la velocidad de la reacción:
dn
Kn
(XI-1)
dt Esta es la llamada ley de Chick. Integrando el primer término de esta expresión entren (número de organismos en el tiempo t O) y n (número de organismos en el tiempo t = t ) y el segundo, entre t = O y t =t , obtenemos:
-K
r o
log n - log n 0 = - Kt
!!_ = e no
Kt
dt
(Xl-2)
(Xl-3)
640
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Tomando logaritmos en la expresión (XI-3 ): '"O"..) 1 11 --·-' - - ogK n0
(X/-4)
Por taP.to. según este modelo, el tiempo necesario para matar un determinado tipo de organismos con un desinfectante es directamente proporcional al logaritmo de la relación de organismos remanentes (n) sobre organismos iniciales (n ). En consecuencia, al graficar en papel semilogarítmico el tiempo de contacto vrs. el porcentaje de organismos sobrevivientes, obtendremos una línea recta en los casos en que se cumple la Ley de Chick, como los muestra la figura Xl-6. Sin embargo, no siempre el proceso de destrucción de microorganismos es una reacción de primer orden, y por tanto se presentan frecuentemente desviaciones a la Ley de Chick. Por ejemplo, la eliminación de quistes de E. histolítica con cloro libre y yodo tiene una cinética de primer orden. pero la supervivencia rle bacterias entéricas así como de algunos virus no sigue dicho comportamiento, pues la rata de destrucción (log n/n 0 ) aumenta o disminuye con el tiempo debido: (a) a la presencia de sustancias interferentes que impiden mantener un residual adecuado con ciert'os desinfectantes; (b) a errores experimentales; (e) a distinta suceptibi-
Desviaciones
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X
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Tiempo
t, m in.
Fig. Xl.6. Representación gráfica de la ley de Chick
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
641
lidad de los organismos; ( d) a mezcla inapropiada de los desinfectantes con el agua; (e) a existencia de colonias de bacterias de tamaños variados que establecen una concentración desuniforme de los organismos en el líquido. Por tanto, la Ley de Chick tiene más que todo valor de referencia para evaluar el comportamiento de un determinado proceso de desinfección, en donde se conoce nln 0 y se quiere calcular la constante de la desinfección (K).
Factores que influyen en la desinfección Por ser la desinfección una reacción, depende de los siguientes factores: l. Relación concentración-tiempo. 2. Temperatura. 3. Potencial hidrógeno o pH. 4. Número y tipo de organismos. l. Relación concentración-tiempo La eficiencia de la desinfección depende de la relación entre el tiempo de contacto y la cantidad de desinfectante dosificado. Una'Cllta concentración necesitará menos tiempo para matar el 100% de los organismos que una concentración débil. Según sea el desinfectante decrecerá más o menos rápidamente el poder bactericida, a medida que se va disminuyendo la concentración. El tiempo de contacto t necesario para matar un determinado número de organismos viene dado por la expresión de Watson: K t =-
en
(XJ-6)
Donde,
K =Constante de la desinfección C =Concentración del desinfectante, en mg/1 n Coeficiente que expresa la eficiencia bactericida del desinfectante y que se conoce como el coeficiente de disolución El valor de ·K ha sido evaluado para distintos microorganismos y desinfectantes, lo que permite conocer la relación concentración-tiempo necesario para realizar la desinfección.
2. Temperatura Las bacterias pueden vivir sólo a determinadas temperaturas, generalmente entre 5°C y 80°C. Igualmente, estas influyen en la rapidez con que una sustancia reacciona. Es lógico, por tanto, que la desinfección sea afectada por este factor. -'En términos generales, cuanto más caliente esté el agua tanto más eficiente y rápida será la desinfección, y p~r tanto la constante K aumentará.
642
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Se ha encontrado la siguiente expresión para relacionar la constanteK a la temperatura considerada, con el valor de la misma a 2cfC:
K = K2o (1
+e) T-20
(X/-6)
Donde, K =Constante de la desinfección a T°C K20 =Constante a 20°C
T
e
=
Temperatura en °C Factor que varía entre O. 06 y O. 08
3. Potencial hidrógeno - pH Las bacterias son altamente suceptibles al pH como a la temperatura. Los potenciales muy altos o muy bajos le son fatales. Como lo muestran las figuras XI-7 y Xl-8, la E. Coli a pH = 12 y la Salmonella a pH = 11, sobreviven menos de 8 horas. Los virus a un pH menor a 4 y mayor a 1O sobreviven solamente horas. El pH óptimo de los microorganismos está alrededor de 7. En igual forma, la actividad de los desinfectantes químicos depende del pH del agua. Generalmente cada desinfectante presenta un rango de pH en el cual tiene su máxima efectividad, lo cual constituye su característica. A partir de este punto la eficiencia decrece para una misma dosis, un mismo tiempo de contacto y una misma temperatura. 4. Número y tipo de organismos El número de organismos presentes en el agua no afecta el proceso de desinfección. La misma concentración y tiempo de contacto del desinfectante se necesitan para matar una gran cantidad de microorganismos que una pequeña, siempre y cuando la temperatura y el pH sean los mismos. El tipo de microorganismos en cambio sí influye notablemente en los resultados, pues la sensibilidad de cada especie varía según el desinfectante.
Modos de desinfección del agua La desinfección la podemos dividir en natural y artificial. La primera se refiere a la muerte progresiva de las bacterias, producida por agentes naturales tales como la luz solar, la sedimentación, la filtración en las capas arenosas del suelo, o la estabilización de la materia orgánica que disminuye la reserva de alimento para los microorganismos. La desinfección artificial puede realizarse mediante agentes físicos o químicos. Los agentes físicos más importantes son: El calor y los rayos ultravioletas. Los agentes químicos más importantes son: Los halógenos (cloro, bromo y yodo), la plata ionizada y el ozono.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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MINUTOS Fig. XI.7a. Relación entre concentración y tiempo en que el ácido hipocloroso (HOCI) destruye diferentes microorganismos a 0-6"C (según Berg)
DESINFECTANTES FISICOS Rayos ultravioletas Se hace pasando una lámina de agua delgada bajo una fuente de rayos ultravioleta. La penetración de los rayos, así como la eficiencia de la desinfección, depende de la turbiedad del líquido. Se usa principalmente en piscinas. No deja efecto residual, ni se puede determinar en el agua la cantidad aplicada en forma · fácil. No es aconsejable para acueductos. Calor Es principalemente un sistema de desinfección doméstico no aplicable a plantas de purificación. Quince o veinte minutos a temperatura de ebullición son suficientes para destruir cualquier microorganismo patógeno. El agua, sin embargo, adquiere un sabor peculiar debido a la expulsión de los gase~ por el incremento de temperatura.
644
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TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
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Fig. XI.7b. Supervivencia de E. Coli y S. Tifosa a diferentes pH (según Chang)
Ordenes de ebullición del agua deben emitirse cada vez que se considere que existe un peligro para la salud.
DESINFECTANTES QUIMICOS Los desinfectantes químicos más importantes son los halógenos, la plata ionizada y el ozono. Entre los halógenos el más conocido de todos es el cloro, el cual por ser ampliamente utilizado lo vamos a estudiar en detalle.
DESINFECCION CON CLORO La cloración es el proceso de desinfección que hasta el presente reúne las mayores ventajas: es eficiente, fácil de aplicar y deja efecto residual que se puede. medir por sistemas muy simples y al alcance de todos. Tiene, en cambio, la
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
645
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pH Fig. XI.8. Relación pH-tiempo para la destrucción del 99% de virus de polio a 25°C (según G. Berg)
desventaja de ser corrosivo y especialmente, en algunos casos, formar subproductos posiblemente peligrosos para la salud y producir sabor desagradable en el agua. El cloro, que es el elemento número 17, es un poderoso oxidante. Fue descubierto por Scheele en 1774 y empleado por primera vez en América como desinfectante del agua en 1908 por Johnson y Leal en Nueva Jersey. En condiciones normales de presión (1.033 kg/c~) y temperatura (0°C), el cloro es un gas verde 1 , dos y media veces. más pesado que el aire por lo cual se deposita en las partes bajas de las habitaciones. 1 Cloros en griego significa verde.
646
TEORIA DE LA DESINFECCION
Se produce en forma gaseosa desintegrando por electrólosis el cloruro de sodio NaCI (sal común) en sodio y cloro. Este último se comprime a 1.74 at y se enfría a -4 ó -18 °C hasta licuarlo, hecho esto se envasa en cilindros metálicos resistentes de 100, 150 y 2000 libras que lo conserven a alta presión. Al abrir la válvula del cilindro la presión disminuye, parte del cloro líquido vuelve a su estado gaseoso y en esta forma es succionado por los aparatos llamados claradores e inyectado al agua en solución. La presión en el recipiente depende de la temperatura y de la cantidad de cloro que contenga. El cloro puede aplicarse también utilizando algunas de sus sales. Las más conocidas de estas son el hipoclorito de sodio y el hipoclorito de calcio que se expenden en polvo o en solución con concentraciones entre 12 y 70 %. El cloro y los hipocloritos producen reacciones similares en el agua y su eficiencia bactericida es idéntica. La única diferencia es que el cloro baja el pH y el hipoclorito lo sube ligeramente. El cloro se emplea principalmente en plantas medianas y grandes. El hipoclorito en plantas pequeñas, piscinas y pozos, pues los hipocloradores son más sencillos de manejar. El costo de la hipocloración, sin embargo, es más alto que el de la cloración con cloro gaseoso. La tabla XI-I incluye datos sobre las propiedades del cloro y los hipocloritos. La densidad y la viscosidad del cloro líquido varían con la temperatura como se puede ver en las figuras XI-9 y XI-I O. Por otra parte, la capacidad del agua para disolver el cloro es función de su temperatura. A mayor temperatura menor solubilidad, como se observa en la figura XI-11. Tabla XI.l. Propiedades del cloro y sus derivados
Símbolo o fórmula
Cl 2
Cl 2
NaOCL
Ca(OCih
70.90
70.90
74.45
142.99
Estado
Gas
Líquido
Líquido
Granular
Color
Verde
Verde
Amarillo
Amarillo
Peso específico
2.48
1.41
1.2
0.8
(aire=1,agua= 1)
0°C y at
(20°C)
12-15%
70%
Peso molécular
Punto de congelación Punto de licuefacción (ebullición) Cloro disponible
- 100.98
- 34.5°C ( 1 at)
- 35.5°C (1 at)
99.8%
99.8%
Forma de empaque
Cilindros de 100, 150 y 2000 lb
Barriles
Seco: hierro Materiales que resisten el ataque: negro, cobre y acero.
Seco: hierro negro, cobre y acero.
Cerámica, vidrio, Cerámica, vidrio, plástico o caucho. plástico o caucho.
Húmedo: vidrio, plata, caucho.
Húmedo:PVC, teflón, polietileno.
Barriles, sacos.
647
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Tempiratura °C Fig. XI.9. Viscosidad del cloro líquido y gaseoso a diversas temperaturas
Reacciones del cloro
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el agua
La química de la cloración es bastante compleja y aún no bien comprendida. Al agregar cloro al agua, lo primero que ocurre es que este se hidroliza reaccionando con el H2 0, luego se combina con el amoníaco presente y con la materia orgánica, así como con ciertas sustancias químicas para producir una gran diversidad de compuestos, algunos de los cuales tienen propiedades desinfectantés y otros no. Básicamente podemos considerar dos tipos de reacciones: Las de hidrólisis. En que el cloro interacciona con la molécula de agua para producir ácido hipocloroso (HOCl) e ion hipoclorito (OC!). A estos compuestos se les llama doro libre. Las de oxidación-reducción. En que el cloro se combina: a. Con el nitrógeno amoniacal para producir cloraminas (monocloramina NH2 Cl y dicloramina NHCl2 , a las cuales se les llama cloro combinado. utilizable.) También se puede producir tricloruro de nitrógeno, NCl3 •
648
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA 1.~5
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Temperatura °C Fig. XI.lO. Densidad del cloro líquido para distintas temperaturas
b. Con los aminoácidos, materiales proteínicos y orgánicos y sustancias químicas (Fe++, Mn++, NO 2 , H 2S), con los cuales produce distintos compuestos dorados que forman el cloro combinado no utilizable o demanda. La discusión anterior la podemos sintetizar en el siguiente cuadro: Tabla XI.2. Reacciones del cloro en el agua
Reacción
Hidrólisis
Oxidación - Reducción
Reacciona con:
Materia orgánica, H20
Produce: Se denomina:
HOCI,OCT
Cloro libre
N amoniacal
Fe, Mn, so;, H~, etc.
NH2Cl, NHCh, NCh Cloruros, HCI,N02, etc.
Cloro combinado Demanda
Cada uno de los compuestos anteriores tiene diferentes propiedades. Algunos son desinfectantes muy activos comq el HOCl, otros muy ineficientes como el NH2Cl y otros carecen de todo poder desinfectante, como son los cloruros inorgánicos y orgánicos producidos por la demanda.
649
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Temperatura dE'I agua
70
80
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100
°C
Fig. XI.ll. Solubilidad del cloro en el agua a distintas temperaturas
Reacciones hidrolíticas El cloro residual se forma en dos etapas: (a) Hidrólisis, que se efectúa en fracciones de segundo:
(XJ-7)
(b) Disosiación, en que el ácido hipocloroso, inestable parcialmente, se ioniza así: HOC/
++ W + OC/-
(XJ-8)
650
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Queda entonces en el agua parte del cloro residual como HOCI y otra parte como OC/ que resulta de la ionización del ácido hipocloroso. La proporción en que existe uno y otro depende directamente del pH y tiene mucha importancia por cuanto el HOCI es un bactericida poderoso, mientras que el OC/- es un bactericida muy pobre, como se verá posteriormente. De la ecuación (XI-8) resulta que la constante de ionización Ka es igual a:
Ka =
(H + )
X
(oc,- )
(X/-9)
(HOCL)
La constante Ka varía con la temperatura como se ve en la tabla XI-3: Tabla XI.3. Valor de la constante Ka
Temperatura Ka x lO- 8
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20
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3.0
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3.7
De la expresión (XI-9) obtenemos que: (OC/-)
Ka x (HOCI)
(XJ-10)
(H+)
El cloro libre total Cr es igual a: (HOCI) + (OC/-)
Reemplazando (OC/) por su valor (XI-1 0): Cr = (HOCI) +Ka x (HOCI) (H+)
O sea: Ka
Cr = (HOCI) ( 1 + -.-)
(Xl-11)
(H+)
O en otra forma: (HOCI)
Cr
(Xl-12) 1 +Ka/(H'~
Como: 1
pH = log - - o antilog pH (H+)
=-
1
-
(H~
=
1OpH
(Xl-13)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
651
Reemplazando este valor en la fórmula (Xl-12):
Cr - - - - ó ( HOCI) = - - - 1 +Ka 10pH 1 +Ka 10pH
(XI-14)
Si queremos conocer el % de HOCI, haciento Cr igual a la unidad, bastará multiplicar por 100 el resultado. De la fórmula (XI-14) se desprende que cuanto menor sea el pH habrá mayor concentración de HOCl La figura XI-12 (obtenida por la fórmula XI-14) muestra cómo está hecha la distribución de los compuestos a 2cfC y a 10°C. En ella se puede leer que a un pH igual o mayor a 1O, todo el cloro libre está en forma de ión hipoclorito y, en cambio, a un pH igual o inferior a 5.5 todo el cloro libre está en forma de ácido hipocloroso.
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Fig. XI.12. Porcentaje de HOCL y OCL-para distintos valores del pH
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652
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Ejemplo 1 Si el pH del agua es 5 y su temperatura 20°C, ¿Cuál será el% de HOCl? % ( HCOl) =
1 OO = ~ = 99.99 % 1 + 3.3 X JO - 8 X 10 S l.00 3
Ejemplo 2 Si el pH del agua es 8 y 20o.c su temperatura, ¿Cuál es el% de HOCly cuál el de OC!?
100
100
% (HOCl) = - - - - - - - = - = 83.4% 1 + 2.0 X 10-8 X 10 7 1. 20
% ( OC! )
100
23
= 77 %
Ejemplo 3 ¿Cuál será el% de HOClpara un agua a O°C cuyo pH es neutro? % ( HCOl) =
100 = 100 = 83.4 % 8 7 1. 20 1 + 2.0 X 10 - X 10
% (OC/-)= 100-83.4 = 16.6%
Por lo explicado anteriormente se puede comprender que en soluciones diluidas y con un pH mayor de 3, no puede existir cloro molecular como e¡- (gaseoso) en el agua, pues todo se hidro liza casi instantáneamente. Sin embargo en soluciones concentradas mayores de 1000 mg/1 y bajos pH puede coexistir cloro molecular gaseoso (no hidrolizado) con cloro comoHOCl. Véase la figura Xl-13. En estos casos el cloro gaseoso tiene la tendencia a escapar. Esta es la razón por la cual la solución de cloro que se prepara en los doradores se prefiere que no tenga una concentración mayor de 3500 mg/1 para limitar a un 30% el cloro no disuelto y así evitar la corrosión de los objetos metálicos que puedan encontrarse en la zona del punto de aplicación, por el ataque de los llamados "humos de cloro". Las reacciones de los hipocloritos de calcio (Ca (OC/h) y de sodio (NaOCl) son enteramente similares a las del cloro gaseoso. Así:
(XJ-15) La del hipoclorito de sodio:
En ambas reacciones aparece el ión hipoclorito OC/- , el cual reacciona con el hidrógeno para formar ácido hipocloroso. Así:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
653
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PH Fig. XI.l3. Proporciones del cloro molecular y ácido hipocloroso en distintas soluciones de cloro a 25°C
OCl +H+
HOCl
(XJ-17)
El ácido hipocloroso así formado establece un equilibrio con el ión hipoclorito, como en el caso del cloro gaseoso, el cual depende de la concentración de iones H + , esto es del pH.
Reacciones de oxidación-reducción Siendo el cloro un fuerte oxidante puede reaccionar con muchas de las sustancias orgánicas e inorgánicas presentes en el agua y en especial con los compuestos nitrogenados.
654
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
En esta serie de reacciones, el cloro puede perder o ganar electrones, y según suceda una cosa u otra, los productos que se forman son utilizables como desinfectantes o no. Para entender mejor este punto, vamos a hacer algunas consideraciones sobre el átomo de cloro. El átomo de cloro está compuesto por un núcleo de 17 protones y 18 neutrones (peso atómico 35.46), rodeado de 17 electrones, distribuidos en tres niveles de energía, como lo muestra la figura XI-14. Por tanto el átomo de cloro puede: a. Ceder uno o varios de los siete electrones periféricos para formar cloraminas (N- 3 H~+ C/+ 1, N- 3 H+ 1 Ct~+, N- 3 C/~+).Obsérvesequeeneste caso trabaja con valencias positivas +1, +2 y +3. b. Aceptar un electrón para completar los ocho periféricos, como cuando forma cloruros (Na +1 C/- 1 , H+ 1 , C/- 1). En este caso actúa con valencii negativa -l. En el primer tipo de reacciones, en que el cloro actúa con valencia positiva, se forman productos (cloraminas) que tienen propiedades desinfectantes bien defmidas y un poder de oxidación suficiente como para combinarse con indicadores de cloro, tales como la ortotolidina y producir con ellos una coloración que permita conocer la concentración de cloro remanente en el agua. En el segundo tipo de reacciones, en que el cloro actúa con valencia negativa, se forman compuestos que no tienen propiedades desinfectantes y que no reaccionan con los indicadores de cloro y por tanto no aparecen como cloro Fig. XI.14. Representación simplificada del residual cuando se hacen las determinaátomo de cloro ciones correspondientes. Esta proporción de cloro que aparentemente se ha "consumido", pues no es detectable como cloro residual ni utilizable como desinfectante, recibe el nombre de demanda, y se define como la diferencia entre el cloro aplicado y el cloro medido después de un determinado tiempo de contacto.
-e
Reacciones del cloro con el nitrógeno amoniacal El cloro reacciona con el nitrógeno amoniacal para formar cloraminas. Las que más frecuentemente aparecen son la monocloramina NH2Cl y la dicloramina NHC/2 . Ambas tienen un poder bactericida varias veces menor que el del ácido hipocloroso, pero en cambio son mucho más estables y por consiguiente su efecto
2 El término valencia es ambigüo y los químicos prefieren no usarlo. En el presente caso creemos que ayuda a clarificar ideas.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
655
dura por más tiempo en el agua. En ciertas condiciones puede aparecer tricloruro de nitrógeno o tricloramina. Las doraminas son tóxicas para los peces y son perjudiciales para los pacientes de diálisis. En Estados Unidos se ha fijado por eso una concentración máxima de 2.5 mg/1. El amoníaco no reacciona, según se cree, directamente con el cloro sino con el ácido hipocloroso, formado por hidrólisis del cloro, tal como se explicó previamente. Las reacciones serían las siguientes:
A partir de la monocloramina se forma la: dicloramina así:
Y a partir de la dicloramina se forma la tricloramina sí:
La distribución en el agua entre uno y otro tipo de cloramina depende del pH, de la temperatura y de la proporción que existe entre el cloro y el amoníaco expresado como nitrógeno. Esta relación, que tiene gran importancia, se expresa así:
Peso molécula de cloro Peso molécula de nitrógeno
2
X
35.46
(C[) = 5 (N)
14.008
Esto quiere decir que la proporción teórica que debe existir para que todo el cloro reaccione con el amoníaco debe ser de 5 a 1 en peso o sea que una parte de cloro reacciona con 5 partes de nitógeno. Para combinarse por ejemplo con 0.5 mg/1 de amoníaco se necesitaría de acuerdo a esta norma 0.5 x 5 = 2.5 mg/1 de cloro. Para una relación Cl2 /N de 5 a 1 y pH superior a 9, prácticamente todo el residual está formado de monocloramina; entre pH =5 y pH= 9 hay proporciones variables de mono y dicloramina; entre pH =5 y pH =4 todo el residual es dicloramina; y por debajo de 4.4 empieza a aparecer el tricloruro de nitrógeno. Véase la figura XI-15. El tricloruro de nitrógeno, sin embargo se produce no solo a pH =4.4 o inferior sino también a pH mayor cuando se clara con cloro libre en presencia de amonio libre o amonio combinado orgánico. Este compuesto tiene un mal olor característico y debe por eso evitarse que aparezca. Es además explosivo y ha causado, por eso, serios problemas en plantas de tratamiento. Cuanto más baje el pH y más suba la concentración de cloro, tanto más NC~ se produce.
656
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
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11
PH Fig. XI.15. Distribución de mono y dicloramina para diferentes pH
Reacciones del cloro con la materia orgánica y otros compuestos químicos El cloro reacciona con el nitrógeno orgánico y con ciertas sustancias químicas perdiendo su poder oxidante para producir cloruros, ácido clorhídrido óxidos de nitrógeno, cloro-orgánicos y una variedad de compuestos más, aún no bien identificados, lo que constituye la demanda. El nitrógeno orgánico que está formado básicamente por prqteínas, peptonas, aminoácidos y materia orgánica en general, reacciona muy lentamente durante días y aún semanas con el cloro. El nitrógeno amoniacal, en cambio y las sustancias químicas tales como los fenoles el hierro, el ácido sulfhídrico el manganeso la alcalinidad reaccionan con relativa rapidez en menos de una hora. Por tanto la demanda, en presencia de materia orgánica se va aumentando con el tiempo en forma progresiva, como lo muestra la figura XI-16 en la cual se ve que a medida que la turbiedad es mayor, la demanda se ejerce en forma más rápida, pro~ablemente debido a un incremento en el contanido de amoníaco, en el agua. La figura XI-17a muestra la manera como reaccionan los distintos compuestos de nitrógeno. En ella se puede oberservar que el nitrógeno amoniacal desapareció antes de una hora. En cambio, el nitrógeno albuminoideo, que puede considerarse como la indicación de la cocentráción de proteínas y el nitrógeno total apenas si disminuyeron durante las 72 horas. Por su parte la demanda de cloro hizo bajar el cloro residual de 9 mg/1 que fue la dosis aplicada, a 3.3 5 mg/1 al cabo de una hora,
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Fig.XI.16
y necesitó 71 horas más para consumir el resto de cloro. La reacción del cloro con
las proteínas es lenta. La reacción con los aminoácidos puede expresarse así: RNH2 - COOH + HOCl ._.. RNHCl- COOH + H20
(X/-21)
Algunos de los amoninoácidos resisten la oxidación por el cloro y quedan como aminoácidos el orados, los cuales además de tener mal olor se teme que pueden ser tóxicos para peces y hombres. (lngals y Gaffney). Aminoácidos tales como la glicina (NH2CH2COOH) y la cisteína (NH2CHCH2SHCOOH) son atacados por el HOCl, con oxidación ·del carbono más que del nitrógeno (White 1972).
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Fig. XI.17a. Forma como se ejerce la demanda de cloro a través del tiempo para agua cruda del Lago de St. Clair(E.U.) según los datos tomados por Taras
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
658
La reacción con los fenoles es la siguiente:
En esta reacción se produce clorofenol que tiene un sabor muy desagradable en el agua. El cloro libre también puede reaccionar con otra serie de compuestos orgánicos para formar un sinnúmero de subproductos de la cloración (SPC), algunos de los cuales se han identificado como cancerígenos, mutagénicos, teratógenos o tóxicos. En la tabla adjunta se puede ver una selección de ellos, hecha por Jo1ley y Wilson (1977) para efluentes de aguas n·egras doradas, lo que podría ser similar a aguas crudas altamente contaminadas usadas a veces para suministro de algunas ciudades en América Latina. Tabla XI.4. Compuestos cloro-orgánicos presentes en efluentes de aguas negras doradas. Concentraciones estimadas en microgramos por litro (ppb). (Según Jolley y Wilson 1977)
HIDROCARBUROS ALIFA TICOS Cloroformo Dibromoclorometano Diclorobutano, 27 ppb 3-Cioro-2-methylbut-1-en 285 ppb Clorocyclohexano, 20 ppb Clorocyclohexano Tetracloretano Pentacloretano Hexacloretano
HIDROCARBUROS AROMATICOS
ACIDOS AROMA TICOS Y ESTERES 2-Clorobenzoico (ácido), 0.3 ..J2Q_b 3-Clorobenzoico (ácido), 0.6 ppb 4-Clorobenzoicolácid~, l _QQb 3-Cloro-4-hydroxybenzoico ácido l _QQb 4-Cloromandelico (ácido), l ppb 4-CloroQhef!Ylaceticolácidc:U_, 0.4_p¡:>b 5-Ciorosalicylico (ácido), 0.2 ppb Tricloroptalato Tetracloroptalato
ACETONAS
o-Diclorebenzeno, lO ppb p-Diclorebenzeno, lO ppb Cloroetylbenzeno;21 ppb Diclorobenzeno
Tetracloroacetona ll ppb Pentacloroacetona 30ppb Hexacloroacetona 30..J2Q_b
Triclorebenzeno Tetraclorebenzeno Pentaclorebenzeno Dicloroetylbenzeno, 20 ppb Tricloroetylbenzeno, 12 ppb Clorocumeno Triclorocumeno Diclorotolueno
4-Cloro-3-methylfenol, 2 ppb 2-Clorofenol, 2 ...12Q_bl4l 3-Clorofenol, 0.5 ppb 4-Clorofenol, l ppb (4) 4-Clororesorcinol, 1 ppb Triclorofenol Tetraclorofenol, 30_p_pb
Triclorometylestyreno lO ppb Tetracl oroety 1estyreno
5-Clororidine, 2 ppb
FE NO LES
NUCLEOSIDOS
PURINAS
ALCOHOL
8-Clorocafeína, 2 ppb 6-Cloro-2-aminopurina, 1 ppb 8-Cloroxantina, 2 ppb
Cloro-a.-m~lben~ _(_alcoho!l
PYRIMIDINAS 5-Clorouracil, 4 ppb
Dicloro-a.-metylbenzyl (alcohol), lO ppb Tricloro-a.-metylbenzy_l{alcohol}50_QQb
AMINAS N-Metyltricloroanilina, 1O ppb
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
659
Tabla XI.4. (Cont.) Compuestos cloro-orgánicos presentes en efluentes de aguas negras doradas. Concentraciones estimadas en microgramos por litro (ppb). (Según Jolley y Wilson 1977)
ETHERES
AMINO ACIDOS
Triclorodimetoxybenzeno Tretraclorometoxytolueno, 40 ppb
Clorato de tyrosina, 3 ppb
Diclorometoxytolueno, 32 ppb Tricloroanisolo
Acidos grasos dorados
ACIDOS GRASOS
Tetracloroanisolo Pentacloroanisolo
De esos subproductos de la cloración (SPC) deben destacarse los compuestos halogenados o haloformos, que se producen al reaccionar los halógenos: cloro, bromo y yodo con la molécula del metanoCH4 . La tabla XI-5 presenta la fórmula de 1O de dichos compuestos los cuales han adquirido gran importancia desde que el químico Rook en 1974 descubrió su presencia en ríos de Holanda. En la actualidad los haloformos reciben el nombre de trihalometanos (THMs) y su significación se debe a sus posibles efectos cancerígenos. Los más comunes en las aguas potables son: El cloroformo, CH C/3 ; el bromoformo CHBrC/2 ; bromodiclorometano CHBrC/2 ; dibromoclorometano CHBrC/2 . En la práctica los (THMs) se producen por la reacción del cloro con los siguientes elementos orgánicos: Plantas: Acidos fúlvicos y húmicos productores del color, productos de degradación de la materia orgánica (resorcinol ácido vanílico, ácido siríngico) pigmentos de plantas (clorofila floroacetofenona, etc.). Algas: Biomasa de algas, aminoácidos y pirimidinas (triptofanos). Hombre: Desechos industriales (fenoles). A los anteriores compuestos se los llaman precursores, de forma que la reacción se establece de la siguiente manera: HOC!
+precursores - . THMs +subproductos
Obsérvese que es el cloro libre el que reacciona con los precursores. De manera que cuando en el agua existe suficiente amoníaco para reaccionar con el cloro y lo que se producen son cloraminas, la concentración deTHMs generados es muy baja o inexistente. Por otra parte debe tenerse en cuenta que: a. La velocidad de la reacción del OHCI- con los precursores es lenta y por lo general demora varias horas. De aquí que la concentración deTHMs aumenta con el tiempo (Ver figura XI.l7.b) b. El incremento de la temperatura acelera la reacción, y por tanto la producción de THMTs. c. A mayor pH la formación de THMs se hace más rápidamente y es más alta. d. Entre más grande sea la concentración de ácidos húmicos mayor es la producción de THMs .
660
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA 200
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Tiempo Fig. XI.l7b. Crecimiento de los trihalometanos (THMs) con el tiempo en la Planta de filtración de Diemer (1989) según Koch y colaboradores. Observese que los TMH.\.crecen de manera · similar a como lo hace la demanda Tabla XI-5 Compuestos halógenos que teóricamente se pueden formar en la cloración del agua (Trihalometanos) el 1
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1 1
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Br
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1 1 5. H - e - el 1 e1 Dichloroiodomethene
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Bromodiiodomethene eHBrl,
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Triiodomethene (lodoform) CHI.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
661
Las reacciones con los compuestos inorgánicos son más simples. Con el ácido sulfhídrico es como sigue:
Por consiguiente 8.32 mg/1 de cloro se requieren para oxidar 1 mg/1 de ácido sulfhídrico. Obsérvese que en esta reacción el cloro se ha utilizado para formar HCZ. La reacción con el hierro se puede expresar así:
De acuerdo con esta reacción cada rn/1 de hierro que se quiera remover requiere 0.64 mg/1 de cloro y consume 0.9 mg/1 de alcalinidad. Aquí el cloro se ha reducido para formar un cloruro (CaCl). La reacción con el manganeso es como sigue:
De acuerdo con esta reacción se necesita 1.3 de mg/1 de cloro libre para oxidar 1 mg/1 de manganeso y se consumen en la reacción 3.4 mg/1 de alcalinidad. Al igual que en las otras, aquí el cloro ha pasado a formar un compuesto con valencia · negativa (NaCl).
El fenómeno del punto de quiebre De lo expuesto anteriormente se puede deducir que si repartimos una muestra de agua en una serie de porciones (digamos 10) y le agregamos a cada una de ellas cantidades progresivas de cloro (supongamos desde 1 mg/1 hasta 10 mg/1) no vamos a encontrar una relación directa entre cantidad de cloro aplicado y cantidad de cloro medido como residual. Por el contrario si analizamos todas las porciones después del mismo tiempo de contacto (por ejemplo t = 1 h) y graficamos la dosis de cloro vs. el cloro residual, encontraremos una curva de forma ondulada en la que se observa que inicialmente al ir incrementando la dosis de cloro va aumentando el residual (en proporción directa menos lo que se consume en demanda) hasta llegar a un punto en que la curva empieza a descender, y a mayor cantidad de cloro aplicado se obtiene menor residual. Se llega en esta forma a un valor mínimo (punto de quiebre) a partir del cual la curva vuelve a ascender y el residual aumenta de nuevo en proporción directa a la dosis de cloro aplicada. Esta curva, llamada curva de punto de quiebre, tiene distinta configuración según sea la concentración de nitrógeno (orgánico e inorgánico) presente en el agua. Vamos a considerar cuatro pasos: Caso 1: Si no existe ningún tipo de nitrógeno, el cloro residual aumenta en proporción directa al cloro aplicado y no se presenta punto de quiebre. Todo el cloro residual aparecería como cloro libre (HOCZ, OCZ-). Caso 2: Si existe nitrógeno amoniacal, pero no nitrógeno orgánico (véase la figura XI-18.1), el cloro que se aplique reaccionará con el HOCZ de acuerdo con la ecuación (XI-17) para formar monoclorarnina mientras exista un exceso de amoniaco (zona I). En cuanto se alcanza la relación equimolar (véase la figura XI-19) ( 1 mol de Cl por 1 mol de N), al seguir agregando cloro la monocloramina se va transformando en dicloramina que transmite un característico mal sabor al agua. A su vez, la diclorarnina va reaccionando con el exceso de cloro y produciendo nitrógeno (N) y óxidos de nitrógeno (NO, N0 2 ), que son gases que
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662
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Fig. XI.l8. Curva de punto de quiebre para distintas concentraciones de nitrógeno orgánico y amoniacal
se escapan o nitratos (N0 3 -)y ácido clorhídrico(HCl) que no son detectados como cloro residual y que por tanto hacen que vaya disminuyendo éste a medida que la dosis de cloro va aumentando (zona II). Según los autores, reacciones de este tipo pueden ocurrir durante la destrucción de las cloraminas:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Fig. XI.19. Relación teórica cloro-nitrógeno en la curva de punto de quiebre
NH2Cl + NHC/2 .,.,. N2
3HCI
NHC/2 + H20 .,.,. NH(OH)Cl + HCI NH(OH)Cl+2HOCI .,.,. NOJ-+2Cl-
(X!-27a) (XI-27b)
La aparición de estos distintos compuestos, producto de la descomposición de las cloraminas, parece ser dependiente de la relación cloro:amoníaco. Stasink y colaboradores (1974) hallaron que el99% del gas producido durante la reacción del punto de quiebre era nitrógeno molecular: Este proceso continúa hasta que todos los compuestos de cloro:amoníaco han desaparecido lo cual ocurre, al menos en teoría, a una relación molarC/2 :N= 2:1 ( 10: 1 al peso), qu~ es cuando no se encuentra más residual de cloro (punto de quiebre). A partir de este punto empieza a aparecer cloro libre comoHOCl, OC!-, según sea el pH y pequeñas cantidades de tricloruro de nitrógenoNC/3 , de acuerdo con la ecuación (XI-20). Debe tenerse muy presente que el HOCI sólo puede existir cuando todo el NH3 ha sido destruido, o sea en la zona 111 de la curva, y nunca en las zonas 1 o 11. Caso 3: Si existen proporciones apreciables pero similares de nitrógeno amoniacal combinado con nitrógeno orgánic'o (véase la figura XI-18.2) el cloro residual
664
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
en el punto de quiebre no desaparece completamente, como en el caso anterior, sino que queda un remanente deNH2Cl, NHC/2 y NC/3 que no es reducido por el cloro, aún por dosis altas. Por tanto la concentración de cloro libre que se forma después del punto de quiebre es en este caso menor que el que existe cuando hay amoníaco solo en el agua. Caso 4: Si la concentración de nitrógeno orgánico es apreciable y mayor que la de nitrógeno amoniacal (véase la figura XI-18.3), el cloro residual en el punto de quiebre es alto y la curva puede tener una pendiente casi contínua, pues se forman notables cantidades de cloraminas que no desaparecen con el aumento de la dosis de cloro. Tal condición presenta los siguientes inconvenientes: a. El cloro residual libre como HOCI y OC!- que se obtiene después del punto de quiebre tiende a ser bajo, por lo que hay que aumentar las dosis de cloro para producir una completa oxidación del sabor y olor en el agua. b. La demanta se ejerce muy lentamente, lo que produce una disminución progresiva de la dosis de cloro residual que dificulta su control en el sistema de distribución pues su concentración se hace impredecible. c. Aún con pH alto la reacción entre el cloro libre y las proteínas tiende a producir tricloruro de nitrógeno, el que además de dar mal sabor al agua corroe los materiales metálicos expuestos a dicho gas y es explosivo. Aún cuando todo el NC/3 haya sido removido en la planta, nuevamente puede formarse en la red al ir completándose la lenta reacción entre las proteínas y el cloro libre. El NC/3 se produce en este caso más lentamente que cuando hay nitrógeno amoniacal pero en forma más continuada y por más largo tiempo lo que dificulta su remoción. Problema similar se presenta según Tuepker (1969) cuando se trata de encontrar la curva de punto de quiebre para un agua con muy alto pH (>9), como la que proviene de las plantas de ablandamiento, en la que todo el cloro libre se encuentra como OC!- . En este caso la · reacción puede necesitar un tiempo largo para completarse como lo muestra la figura XI-20, en que se necesitaron 18 horas para que la curva tomara su forma definitiva. Debe por último obo a:: servarse que, debido a la o z complejidad del fenóme-' u no, la ubicación del punto de quiebre en la curva o 2 e lO 11 4 no necesariamente está a una relación al peso de CLORO APLICADO, mg/lt 10:1 Cl2 :N, como lo predice la teoría. Se han enFig. XI.20. Variaciones de la curva de punto de quiebre para los contrado relaciones destiempos de contacto indicados. Planta de ablandamiento de St. de 5: 1 hasta 25: l. De toLouis Contry, EE.UU. (según Tuepker)
o:
•
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
665
das formas, cuando más nitrógeno amoniacal exista mayor dosis de cloro requerirá para llegar al punto de quiebre, como lo muestra la figura XI-21 tomada de Harvill, Morgan y Mauzy (1942). Si el contenido de nitrógeno es muy pequeño, el punto de quiebre se puede sobrepasar con muy bajas dosis de cloro y obtener HOC/y OC/- con facilidad. 7 6
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Fig. XI.21. Curvas de punto de quiebre para distintas concentraciones de N en el agua (según Harvill y colaboradores)
En cambio si el contenido de nitrógeno es alto se pueden necesitar considerables dosis de cloro, presentar dos o más punto de quiebre o no presentarse ninguno, aún a altas dosis,, debido a las demandas retardadas que van llegando a diferentes tiempos y deforman la curva cuando las aguas son muy contaminadas.
EFICIENCIA DE LA DESINFECCION CON CLORO La eficiencia de la desinfección con cloro debe analizarse desde tres punto de vista: a. De acuerdo con el tipo de microorganismo que se intenta destruir. b. De acuerdo con el compuesto de cloro que se forma en el agua. c. De acuerdo con el tiempo de contacto del cloro en el agua. Se ha visto que los diferentes microorganismos (esporas, quistes, virus o basterias) tienen distinta sensibilidad a los desinfectantes. En general las esporas son más resistentes que los quistes y estos más que los virus o bacterias. A su vez· cada uno de dichos microorganismos se comporta en forma diferente, según su especie.
666
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Por otra parte, los cuatro compuestos básicos que se forman en el agua con el cloro; ácido hipocloroso (HOCl), ion hipoclorito (OCt), monocloramina (NH?Cl) y dicloramina (NHC(,) tienen diferente poder desinfectante. Por último el porcentaje de organismos destruidos es función del tiempo de contacto. Por tanto vamos a analizar la eficiencia de la cloración teniendo en cuenta los tres factores mencionados.
Eficiencia de la cloración en la destrucción de bacterias La forma como los compuestos dorados atacan a los organismos bacterianos ha sido objeto de bastantes estudios. Se ha observado que el cloro actúa en concentraciones muy bajas (0.1 a 2.0 mg/1) y por eso Oreen y Stumpf (1946) sugirieron que tal cosa solo podría explicarse considerando que era el sistema enzimático de la célula el que quedaba en alguna forma afectado, por ser este muy sensible a bajos niveles de sustancias inhibidoras. Según ellos los compuestos dorados reaccionan con los grupos sulfhídricos presentes en las enzimas celulares paralizando el proceso metabólico de oxidación de la glucosa y en especial interfiriendo en la transformación del ácido triosefosfórico en ácido fosfoglicérido, con lo que la actividad enzimática de la célula queda ineversiblemente destruida. La deshidrogenasa triosefosfórica está presente en casi todos los organismos, inclusive bacterias, en muy pequeñas cantidades y eso explicaría por qué bajas concentraciones de cloro pueden ser efectivas. Quedaría, sin embargo por explicar por qué otros compuestos oxidantes no son igualmente efectivos. Fair y colaboradores (1948) sugieren que eso se debe a la actividad de la membrana celular la cual tiene un comportamiento selectivo que permite el paso de determinadas sustancias e impide el de otras. El HOCl por su pequeño tamaño molecular y su neutralidad eléctrica puede atravesar dicha membrana más fácilmente que otros compuestos (por ejemplo el ocz- que es electronegativo) lo que lo haría mucho más eficiente. Por tanto la desinfección se haría en dos etapas: l. Penetración de la membrana celular por el compuesto. 2. Reacción con las enzimas celulares (deshidrogenasa triosefosfórica). La destrucción de las esporas por el cloro se produce de manera diferente que las de las formas vegetativas, pues aquellas no poseen la capacidad de oxidar la glucosa o su viabilidad no depende de dicha capacidad. De allí su mayor resistencia a la desinfección la cual puede también ser causada por la impermeabilidad de su capa protectora que impide la difusión de los compuestos dorados hacia el interior de la célula. Por otra parte se ha estudiado muy profundamente la resistencia que las distintas especies bacterianas tienen a la desinfección con cloro. Tonney y otros, en 1828 y 1930, estudiaron la dosis mínima de cloro necesario para matar 503 diferentes especies de bacterias, entre las cuales 21 especies eran de Salmonella tifosa, 33 de Escherichia coli y 41 de Aerobacter aerogenos. Usando agua destilada como medio, encontraron que 0.1 mg/1 de cloro libre era suficiente para matar en 15 a 30 min todas las especies de Escherichia coli en el mismo tiempo; 0.20 mg/1, los 9 restantes. Los resultados con aerobacterias aerógenas fueron similares a los obtenidos con las escherichias. Resulta de aquí que más cloro fue necesario para matar a las bacterias coliformes que para eliminar la Salmonella
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
667
tifosa, lo que tiene una significación práctica pues implica que la destrucción de las bacterias coliformes es seguro indicio de la eliminación de las bacterias patógenas. Por su parte, Butterfield y colaboradores (1946, 1948, 1943), en una serie de estudios han examinado cuidadosamente la resistencia de los coliformes y las bacterias patógenas a la desinfección con cloro libre y con cloraminas. Los resultados de sus estudios están consignados en las curvas de la figura XI-22 en las cuales para cada pH se puede leer la cantidad de cloro residual (cloro libre o cloraminas) que fue necesario para matar el 99.99% de las bacterias analizadas. El experimento fue hecho a temperatura entre 20 y 2jlc, con diferentes tiempos de contacto desde 5 hasta 60 m in. Las bacterias usadas fueron: Escherichia coli, Aerobacter aerógenos y algunas especies de Pseudomonas pyocyaneae, Ebertella tifosa y Shigella disenteriae.
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Fig. XI.22. Propiedades bactericidas del cloro libre y las cloramidas según C. T. Butterfield
Se ve claramente que el cloro libre fue mucho más eficiente para matar los diferentes tipos de bacterias que las cloraminas, pues se necesitaron dosis más altas y mayor tiempo de contacto para completar el proceso de desinfección. Los números en el gráfico representan los minutos para matar el 100% de Escherichia coli con cloro libre y cloraminas a temperaturas de 20-2jlC. Puede también observarse que la eficiencia del cloro libre disminuye al aumentar el pH. Por ejemplo con 3 minutos de tiempo de contacto para un pH dé 7, se necesitaron 0.05 mg/1 de cloro para matar ell 00% de las bacterias; en cambio para el mismo tiempo de contacto y pH=9.8, se necesitaron 0.45 mg/1 (8 veces
668
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
más). Esto se debe a que a pH=7 la proporción deHOCI es del75% y de OC/- del 25%; en cambio, a pH=9.8 todo el cloro libre está en la forma deOC/-, compuesto que es definitivamente más ineficiente. Más claramente se puede estudiar el comportamiento de los distintos compuestos de cloro en las curvas de Berg (1964) presentadas en la figura XI-23, en las que se muestra la relación entre tiempo de contacto y dosis de ácido hipocloroso, ion hipoclorito y monocloramina para destruir el 99% de las bacterias E. Coli. En dicha figura se observa que para un mismo tiempo de contacto (digamos de 30 min) se necesitaron para matar las bacterias E. Coli 0.035 mg/1 de HOCI; 0.5 mg/1 de
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MINUTOS Fig. XI.23. Relación entre concentración y tiempo para destruir el99% de E. Coli a 2-6°C (según G. Berg)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
669
OC!- y 2.5 mg/1 de monocloramina. O sea que dentro de las condiciones de estos experimentos, el HOC! fue 14 veces más eficiente que el OC/- y 70 veces más eficiente que la monocloramina. Esto demuestra la poca efectividad de este último compuesto. Eficiencia de la cloración en la destrucción de protozoarios Los protozoarios amibas, giardia lamblia y criptosporidium principalmente pueden estar como quistes o en forma vegetativa. En el primer caso son más resistentes a la desinfección que en el segundo, pero en ambos son más difíciles de destruir que las bacterias. Obsérvese la figura XI-24 en la que se puede ver el tiempo mínimo de contacto necesario para matar el 99% de los quistes de entamoeba histolítica con cloro libre, a 2-5°C de temperatura. 10~--r-~~~~r-~~~~nTr---~~~~~
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o_, u 0.01 0.1
TIEMPO, HORAS Fig. XI.24. Concentración del cloro libre necesario para matar el99.99% de los quistes de E. histolítica y de E. Coli (según Chang) T =2-5°C
Del estudio de dicha figura se puede concluir que: a. Para dosis de cloro libre de 2 mg/1 y pH igual a 7.5 se necesita no menos de 4 horas de tiempo de contacto para poder matar los quistes de amibas. b, En cambio para pH=9 y la misma dosis de cloro libre, se requieren 30 horas, lo que indica que el aumento de pH disminuye notablemente la capacidad cisticida del cloro. c. Por tanto, si se tiene un pH superior a 7.5, es muy difícil matar los quistes de E. histolítica, pues se necesitarían dosis muy altas y tiempos de contacto muy largos. Afortunadamente debido a su tamaño las amibas, giardias y criptosporidums pueden ser eficientemente removidas en los procesos de
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
670
filtración, cuando se obtienen efluentes de baja turbiedad inferiores a 0.5 UN T.
Eficiencia de la cloración en la destrucción de virus Un buen número de investigadores han venido estudiando la contaminación viral de las aguas y la eficiencia de la cloración a este respecto. Se ha encontrado más de 100 especies diferentes de virus de origen entérico presentes en las heces humanas de personas infectadas, entre los que se encuentran los de la poliomelitis y los de la hepatitis infecciosa. Véase la tabla XI-6. La epidemia de esta última enfermedad que se presentó en Nueva Delhi en 1955-56, demostró que un agua que aparentemente cumple con los requisitos internacionales de calidad puede ser portadora de enfermedades. Tabla XI.6. Virus de importancia en el agua y enfermedades que se le atribuyen
Nombre del grupo Poliovirus
Enfermedades que le atribuyen Poliomelitis paralítica, meningitis
Coxsackie A
Meningitis herpangina
Coxsackie 8
Meningitis, pleurodimia, miocarditis infantil
Echovirus Adenovirus Reo virus
Meningitis, enfermedades respiratorias, enteritis, erupciones Enfermedades respiratorias Enfermedades respiratorias, enteritis
Hepatitis infecciosa
Hepatitis infecciosa
La forma como el cloro actúa sobre las partículas virales no has ido investigada suficientemente. Se cree que el HOCI ataca la envoltura proteínica de los virus reaccionando con ella. Esto explicaría la relativa lentitud con que se hace la desinfección, pues la interacción entre el cloro y las proteínas, como se vió anteriormente, progresa muy despacio. Los estudios de Carlson y colaboradores (1968) han dejado en claro que si bien un residual de cloro libre de 0.5 mg/1-es suficiente para matar bacterias entéricas, como se demostró anteriormente produce muy poco efecto en los virus de polio. Así mismo, Kelly (1969) pudo hallar este tipo de virus en el efluente de una planta de tratamiento de aguas residuales que había sido tratado con 0.5 mg/1 de cloro libre. Resultados similares han sido hallados consistentemente por casi todos los investigadores. Berg, en 1964, investigó en forma más específica el comportamiento de HOCI sobre virus comparados con bacterias E. coli y obtuvo los resultados que se incluyen en la figura XI-25. Al estudiar dichos datos se ve que las distintas especies de virus presentaron diferente sensibilidad al cloro. Los adenovirus 3 fueron destruidos con facilidad, en cambio, los virus de polio 1 y los coxsackie A2 fueron mucho más resistentes que las bacterias E Coli. Para 1O min de tiempo de contacto, los virus de polio fueron 1O veces más resistentes y los coxsackie 40 veces más resistentes que las bacterias E. Coli. De la discusión anterior se deduce que en plantas de potabilización, debe confiarse más en la reducción de la población viral producida por el proceso de coagulación-floculación-sedimentación-filtración, como se explicó al principio de este capítulo, que en la aplicación de cloro, a no ser que se tomen precausiones
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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especiales para hacerla altamente eficiente. La coagulación-floculación -sedimentación y filtración solas, sin embargo, no garantizan la destrucción de todos los virus 8J: .10 patógenos, como lo deso mostró Neefe (1947) y ::::: o sus colaboradores qui& u -' nes usaron voluntarios :S::J humanos a los cuales les 1-¡:: .010 dieron a beber agua sin o clorar sometida a dichos g procesos, pero que se hau bía infectado previamente con virus de hepatitis. El43% de los voluntarios contrajo la enfermedad. .2 .3 .4 .5.6 .8 .10 2 3 4 5 6 8 10 20 30 405060 80 100 MINUTOS Cabe advertir que los virus se hacen más resisFig. XI.25. Relación entre concentración y tiempo en que el ácido ten tes al cloro cuando hipocloroso (HOCI) destruye diferentes microorganismos a 0-6oc van asociados con células (según Berg) o partículas orgánicas como lo determinaron Subsey y colaboradores ( 1991) quienes hallaron que: "el efecto protector de las células asociadas con virus de hepatitits A era más pronunciada para cloro libre y desaceleraba hasta 1Oveces la cinética de la inactivación a pH entre 6 y 8 y hasta 5 veces a pH de 1O~' Por fortuna la concentración de virus en el agua es baja, pues aún en agua negra es una cien milésima parte de la de las bacterias coliformes. u.J
OTROS DESINFECTANTES QUIMICOS Yodo El los últimos años se ha venido hablando del yodo como posible alternativa para el cloro. Chang y Morris (1953), Black (1968) y otros han realizado estudios sobre la yodación. El 12 es el halógeno de mayor peso atómico y que por su bajo poder de oxidación resulta el más estable. Sus residuales por eso se conservan por mucho más tiempo que los de cloro. El yodo (como el cloro) al mezclarse con agua se disocia formando ácido hipoyodoso HOI. Así:
!2 + H20 ..... HOI + H+ + ¡_I_ HOI
=K
(X/-28)
(XI-29)
El valor de K depende del pH y la concentración, como lo muestra la figura Xl-26.
672
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
0 /0
DE YODO TITULABLE ( Iz)
\)-pH 8.0 (se ignora la de>scompoliiicioo de HOI )
30
\
20
10
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~pH 1
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6 \ p H 7.0
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1.0 0.9 0.8 0.7 0.6 O. !S
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\
\
\
60
lOO
YODO TITULABLE ( HOI)
Fig. XI.26. Distribución de / 2 y HOI a 20°C y a los pH indicados (según Chang)
El yodo no forma yodaminas con el amoníaco. Si bien no reacciona con los fenoles como el cloro, el 12 produce un sabor medicinal en el agua en concentraciones mayores a 1 mg/1. Un estudio realizado en Chile por Unda y sus colaboradores (1968) demostró que concentraciones por debajo de 0.5 mg/1 son aceptables para la mayoría de los consumidores. Una dosis de 0.5 mg/1 según Chang, produce la muerte de 99.99% de E. Coli en un minuto, de virus poliomelítico tipo I, en 10 minutos y de quistes de amibas en 100 minutos; lo cual se compara ventajosamente con el cloro, dado que el yodo resulta igualmente eficiente para destruir coliformes, más efectivo para matar amibas y un poco menos para inactivar virus. Véase la figura XI-27. La mayor dificultad en su uso está en el precio pues es varias veces más costoso que el cloro y en que se desconoce hasta el momento los efectos fisiológicos que pueda producir su ingestión continuada, en especial en el funcionamiento de la tiroides. El estudio realizado por Black en diferentes instituciones del Estado de Florida, y que se realizó por un lapso de 43 meses, no es todavía concluyente sobre este punto. (Black, 1968).
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673
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T.IEMPO
DE
CONTACTO,
min
Fig. XI.27. Relación concentración-tiempo para destruir el 99.9% de los microorganismos con / 2 y HOI a 18°~
Por tanto, mientras no S'~ realicen más investigaciones sobre los efectos fisiológicos del yodo, este seguirá usándose preferencialmente para desinfección de piscinas y para emergencias. Se ha comprobado que dos gotas por litro de solución de yodo al 7% desinfecta el agua en un período de contacto de 15 min. Siendo la tintura de yodo un medicamento encontrado en caso de catástrofes, resulta especialmente adecuado como método de desinfección en tales circunstancias, ya sea para uso personal o para uso colectivo en abastecimiento de aguas municipales. Bromo El bromo, al igual que los otros halógenos, tiene propiedades desinfectantes, reacciona con el amoníaco para formar brominas y presenta un fenómeno de punto de quiebre a una relación teóricaBr:N de 17:1 según Brooke (1951 ). Al hidrolizarse en el agua forma ácido hipobromoso:
Si bien la eficiencia del bromo es comparable a la del cloro y el yodo en la destrucción de microorganismos, su costo es más alto que el de dichos compuestos y su manejo (en especial el del bromo líquido) crea problemas. Por eso su uso se-ha limitado a la desinfección de piscinas pues· produce menor irritación de los ojos que el cloro.
674
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Plata ionizada Los iones de plata son un desinfectante utilizado en alguos países europeos especialmente en plantas de purificación para usos industriales. El sistema conocido como Katadyn si bien es más caro que la cloración, deja efectos residuales. Algunas veces se le utiliza en filtros domésticos de porcelana porosa con relativo éxito.
Ozono El ozono es en la actualidad, tanto por su costo como por su eficiencia como desinfectante, el más serio competidor del cloro. El ozono (forma alotrópica del oxígeno elemental que en lugar d~ dos moléculas tiene tres) es un gas de olor característico que se puede sentir después de las tempestades. El equipo necesario para producirlo es bastante costoso y de difícil mantenimiento. Se ha usado preferentemente en plantas de tratamiento de aguas potables en Europa (N iza, París, Len in grado) y en desinfección de líquidos cloacales en los Estados Unidos, por cuanto no deja efecto residual y por consiguiente no interfiere con el ecosistema de los ríos y embalses donde dichos líquidos cloacales son descargados. Sus propiedades se describen en la tabla Xl-7. Tabla XI.7. Propiedades del.ozono
Peso molecular Densidad gr/1 Punto de ebullición°C Punto de congelación°C
48 2,144 - 112.6 -249.7
El ozono se produce haciendo pasar aire seco entre los electrodos de un generador. Entre dichos electrodos hay un material aislante que transporta la electricidad por inducción tal como vidrio. Los voltajes requeridos son de 11 O voltios para generadores pequeños y 220/440 para generadores grandes. Este voltaje es elevado a 25,000 voltios con frecuencias de 1,000 Hz. Aproximadamente el 2% del oxígeno presente en la corriente de aire se transforma en ozono. El ozono se desintegra rápidamente en el agua de forma que los residuales solo permanecen por corto tiempo. La velocidad con que esto ocurre se puede calcular con la siguiente ecuación:
Co log-
e
= a(t-t0 )
En donde, Co = Concentración de ozono aplicado = concentración después del tiempo t t =Tiempo t0 = Tiempo inicial
e
(.XJ-31)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
675
a =Coeficiente de destrucción, el cual varía entre 0.1 y 0.3 Según Harris (1972) las dosis de ozono necesarias para desinfectar el agua cambian según la calidad de estas así: 1. Aguas subterráneas de buena calidad con baja turbiedad y \;Ontenido mineral. 0.25 a 0.5 mg/1 2. Aguas superficiales de buena calidad bacteriológica y el ozono aplicado después de la filtración. 2 a 4 mg/1 3. Aguas superficiales contaminadas y con el ozono aplicado después de la filtración. 2.5 a 5 mg/1
POTENCIA EXOSTO
ELECTRICA
{DESTRU CCION DE GA SES)
L SECADORES
CELDAS AIRE
DE
,
GENERA-
SECO AIRE
TANQUE
DORAS
,
03
DE CONTACTO
!
AGUA OZONADA
CORRIENTE
-ELECTRODO
tlliztlzll¿"l!llJ.rJúl.Tlll."ld/ttilzm1'itl1r:z:I1Z-
DI EL E CTR IC O
-ELECTRODO
DETALLE DE LAS CELDAS
GENERADORAS
Fig. XI.28. Generación de ozono
676
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Debido a la rapidez con que el ozono mata los microorganismos los pequeños tiempos de contacto no crean mayor problema. Por su gran poder de oxidación, el ozono puede ser usado no so lo para desinfección, sino para otros procesos tales como oxidación de hierro y manganeso, decoloración y remoción de sabor y olor. Su principal desventaja en plantas de tratamiento es la de que cantidades tan pequeñas como 0.05 mg/1 de manganeso y 0.1 mg/1 causan dificultades pues producen precipitación y flotación de las partículas minerales oxidadas. Debe advertirse, por último, que el ozono en el aire es un compuesto muy tóxico y que en concentraciones mayores de 1.0 mg/1 respiradas durante un cierto tiempo, induce daños en el sistema respiratorio. Concentraciones de 9 mg/1 producen congestión y edema pulmonar que puede requerir varios meses para su recuperación. En animales de laboratorio se han notado, además, lesiones al miocardio debidas a la inhalación de ozono. Una de las grandes ventajas del ozono es que no produce trihalometanos. Sin embargo los productos de la oxidación son por lo menos tan numerosos como los del cloro y se conoce mucho menos de su efecto sobre la salud. No debe olvidarse, que los generadores de ozono son equipos altamente sofisticados, inadecuados para países en desarrolo que demandan un gran consumo de energía eléctrica cuyo suministro requiere ser confiable las 24 horas del día.
Dióxido de cloro El dióxido de cloro es un gas que fué descubierto por Davy (1778-1829) al hacer reaccionar el ácido sulfúrico o clorhídrico con el clorato de potasio. En la actualidad, debido a su carácter explosivo, dicho gas no se transporta, sino que se produce en el sitio donde se piensa aplicar, por medio de la cloración del clorita de sodio así: MEDIDOR DE FLUJO
Clorodor
WSRV
Orificio mediador
S u ministro de aguo
del clorodor
Fig. XI.29. Aplicación de dióxido de cloro
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
C/2 + 2Na CI02 ~ 2 CI02 + 2NaCI
677
(X/-32)
Los equipos de cloro utilizados son los mismos que para la cloración pero debe agregársele el generador de C/~ como se ve en la figura XI-29. La principal ventaja del dióxido de cloro es que no produce THMs . Sin embargo, para que esto ocurra es indispensable que no quede exceso de cloro en el agua que pueda reaccionar con los precursores. Para evitar explosiones debe mantenerse una concentración de C/02 inferior al 10% en el aire y a 30 gr/1 en el agua. En algunos casos el dióxido de. cloro se aplica como pretratamiento, debido a que tiene una buena capacidad para destruir los fenoles y clorofenoles, eliminando así el mal sabor del agua. También es un buen oxidante del hierro y el manganeso. Su principal desventaja es la de que los cloratos y cloritos que en el proceso se producen tienen, posiblemente, efectos tóxicos a largo plazo cuya significación no ha sido aún establecida. Se cree que inducen anemia hemolítica, motivo por el cual se ha fijado un límite de 1.0 mg/1 para el C/02 aplicado.
Comparación de la actividad germicida de los desinfectantes químicos Según sea el tipo de microorganimos que se quiera eliminar, cada desinfectante químico tiene una efectividad distinta en base a la cual deberán estimarse los tiempo de contacto necesarios. La tabla XI-8 presenta una comparación de la efectividad de diferentes compuestos de cloro y de otros desinfectantes, para matar o inactivar el 99% de organismos tales como bacterias entéricas, quistes de amibas, virus y esporas basterianas. En dicha tabla se puede apreciar que elHOCI es 100 veces más eficiente que el OC! para matar bacterias entéricas y 500 veces más que lo monocloramina, pero 20 veces menos que el ozono. La monocloramina resulta el desinfectante más ineficiente para matar bacterias, virus y esporas bacterianas, pero es más eficiente que el OC/- para matar quistes de amibas. Recuérdese que la capacidad cisticida del cloro disminuye drásticamente al aumentar el pH. El ozono es el desinfectante más eficiente de todos los compuestos químicos estudiados. Tabla XI.8. Actividad germicida de los desinfectantes químicos. Concentración en mg/1 requerida para matar o inactivar 99% de los organismos listados en 10 mina 5°C (según Morris)
Desinfectante h 03
Bacterias entéricas
---
Tioo de or2anismo Quistes de Esporas Virus amibas bacterianas 3.7
6.3
---
0.01
l. O
0.10
0.20
---
0.4-0.75
---
0.2- 6.7
HOC!como Ch
0.02
10
a0.40
10
OC!- como Ch
2
10
>20
>10
NH2Cl como C/2
5
20
10
C/libre, pH 7.5
0.04
20
0.8
20
C/libre, pH 8
0.1
50
2
50
C/02 (pH 6-7)
2
4 X 10
2
678
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Recrecimiento de bacterias en las tuberías Debe tenerse muy presente que la desinfección del agua no implica su esterilización. Aún en el caso de que se logren remociones bacteriales del orden de 99.99% algunos organismos quedan, que, de encontrar un medio favorable, vuelven a desarrollarse, incluso en presencia de cloro residual. Se han encontrado, por eso-, coliformes a la salida de los tanques de almacenamiento en las tuberías matrices donde el cloro residual libre alcanza valores de 1 a 2 mg/1 (Le Chavalier M. W. y colaboradores, 1992, White, 1986). Estas bacterias, con otros microorganismos forman cápsulas o películas, que no solo bajan el C de las tuberías, sino que protegen los organismos patógenos. Experimentos realizados en modelos han demostrado que dosis tan altas como 2.5 a 3.5 mg/1 de cloro libre aplicadas durante dos semanas, a dichas películas, no han disminuído la viabilidad bacteria! en la biomasa. Dosis de 4.0 mg/1 de monocloramina, en cambio, redujeron por completo las bacterias del hierro presentes en ella en dos semanas. De Jo anterior se deduce que la película biológica es sumamente resistente a la desinfección, y es a veces, la causa de que aparezcan coliformes en la red de distribución que no se detectan a la salida de la planta. Lo ideal sería, por eso, producir agua biológicamente estable. Esta condición parece venir asociada con la concentración de materia orgánica presente en los efluentes de Jos filtros y más específicamente con el carbono orgánico total (COT) y con el orgánico asimilable (COA) que ellos tengan. Los autores antes citados consideran que con valores inferiores 0.1 mg/1 de COA, el recrecimiento bacteria! se reduce notablemente. Para obtener aguas con tan bajas concentraciones de orgánicos, se pueden utilizar diferentes métodos. En primera instancia la remoción del COA se debe hacer produciendo efluentes en los filtros, con muy bajos contenidos de partículas (turbiedades del orden de 0.1 UNT). El carbono orgánico asimilable, puede, también, adsorverse por medio de carbón activado granular ya sea en polvo, o con filtros profundos de carbón activado granular solo. Lo más eficiente es esta última solución, aunque es bastante costosa. En algunas plantas, de Estados Unidos y Europa, se está usando, por eso, después de la filtración convencional, una nueva filtración con este tipo de filtros. Su mayor problema es la necesidad de reactivar el carbón, periódicamente, cuando se agota su capacidad .de adsorción, lo cual tiene un costo elevado. Se puede, además, intentar la reducción de orgánicos en los efluentes por medio de la preoxidación con ozono, o cloro de estos compuestos. Sin embargo, la preozonización no solo no los disminuye sino que los aumenta, el cloro libre no Jos reduce en forma notable y en cambio produce trihalometanos. Las cloraminas, aplicadas como post desinfección parecen ser la mejor opción, quizás porque siendo más estables, permanecen más tiempo en la red, o por su mayor capacidad de atacar la película biológica (Neden y colaboradores, 1992). Lo notable del caso es que siendo el ozono un coadyubante de la floculación y filtración, incrementa el COA, quizás debido al aumento que produce en el material biodegradable del agua inducido por su alta capacidad de oxidación de la materia orgánica.
METODOS DE APLICACIONES DEL CLORO El cloro puede aplicarse de tal forma que el compuesto predominante sea: (a) Acido hipocloroso (HOC!) (b) Ión hipoclorito (OC/- )
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
679
(e) Monocloramina (NH2CI) (d) Dicloramina (NHC/2 ) (e) Una combinación de las sutancias anteriores. Como cada una de estas sustancias o combinación de sustancias tienen un poder bactericida diferente, el término cloro residual es indeterminado mientras no se especifique de qué compuesto se está hablando. Véase la figura Xl-30. En ella se presentas tres casos que aclaran estos conceptos.
TIEMPO
CLORO APLICADO
t N
¡¡¡;;;; 10 Cl
(NO HAY
N-ORGANICO)
/// (/')
w
a:
/
o a: o
...1
u
N
c;
10 Cl
HAY N- ORGANICO) ...1
:::>
a
(/')
w
a:
o a: o
...1
(,)
CLORO APLICADO
Fig. XI.30. Diferentes compuestos de cioro que se forman según el tiempo y la relación cloro: nitrógeno
680
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Caso 1: La relación C/:N es igual o menor que 1O: l. En estas circunstancias existe un exceso de nitrógeno, y a medida que progresa la demanda todo el cloro residual se convierte en cloraminas. Cloro libre sólo puede haber en los primeros momentos. Según sea la cantidad de cloro que se ponga y el pH, el residual puede quedar como NH2CI o NHC/2 o una combinación de ambos. Caso 2: La relación C/:N es mayor o igual que 10:1 y no hay materia orgánica. Por tanto falta N para reaccionar con el cloro y en consecuencia las cloraminas, si acaso se forman, es solo en los primeros momentos pues rápidamente son destruidas por el exceso de cloro a medida que pasa el tiempo y la demanda aumenta. El residual queda como HOCI y OC/- según el pH. Puede aparecer algo de tricloruro de nitrógeno.
Caso 3: La relación C/:N es mayor o igual que 10:1 y existe bastante materia orgánica. Al igual que en el caso anterior, existe un exceso de cloro pero se fonnan cloraminas orgánicas que no pueden ser destruidas por él. El residual queda, por tanto, en la forma de cloro libre (HOC/y OC/-) y cloro combinado (cloraminas orgánicas).
Estimación de la dosis de cloro La dosis de cloro ideal que se aplique al agua debe ser la necesaria para destruir todos los organismos patógenos presentes en ella, antes de que sea consumida por la población. La aplicación de esta norma, aparentemente simple presenta dos problemas básicos: a. El ténnino "organismos patógenos"involucra microorganismos tales como bacterias, virus, quistes y esporas que tienen distinta resistencia al cloro. b. La necesidad de destruir dichos microorganismos antes de que el agua llegue al consumidor implica una relación entre cantidad aplicada clase de compuesto desinfectante producido y tiempo disponible. Por tanto, para poder detenninar la dosis de cloro es indispensable fijarse una meta, la cual debe tener en cuenta los siguientes parámetros: a. Organimos que se intenta destruir u organismo índice (colifonnes, coxsackies, E. histolítica o Giardia Lamblia) cuya eliminación se considera como indicativa de que todos los patógenos han muerto. b. Tiempo disponible entre el momento en que se aplica el cloro al agua y el momento en que ésta es consumida. c. Cantidad de cloro que económicamente se debe agregar para destruir el organismo índice en el tiempo de contacto disponible. d. Clase de desinfectante que se fonna en el agua (HOC!, OC!, NH2 , Cl, etc.) según sea el pH y el contenido de nitrógeno y materia orgánica de ella. Anterionnente se usaron como organismos índice los colifonnes, partiendo del principio de que estos son más resistentes que las salmonellas y shigellas patógenas. Sin embargo, al tomar dicho microorganismo como índice, no se considera la presencia de virus y protozoarios cuya resistencia es varias veces mayor que la de aquellos. Las nuevas normas de los Estados Unidos exigen la inactivación del 99.9% de la Giardia Lamblia y el 99.99% de los virus.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
681
El valor de CT (concentración~tiempo) El valor de CT, según la Agencia para la Protección del Ambiente de los Estados Unidos (EPA), es el producto de la concentración residual del desinfectante expresada en mg/1 por el tiempo de contacto expresado en minutos y, por tanto, tiene la dimensión de mg/1/min. La concentración se toma al final del periodo, y el tiempo en tuberías es el volumen dividido entre el flujo (tiempo de detención), y en reactores, el determinado en prueba de trazadores, cuando 90% del trazador ha salido del reactor. Según Teefy y Singer ( 1989), esta norma reciente da un margen de seguridad exagerado, pues produce una inactivación mayor a la requerida para que el tratamiento combinado de filtración (con o sin floculación y sedimentación previa) produzca 99.9% de remoción de giardias (3 logs) y 99.99% de remoción de virus (4logs). Con esto se considera que se consigue protección también contra otros organismos como el Crystosporidium, la Legionella, las amibas y, por supuesto, las bacterias patógenas que son más sensibles a la desinfección. La sola remoción de 3.0 logs de giardias implica una remoción de 4.0 logs de los virus, por ser éstos más fácilmente eliminados por el cloro. La norma está expresada en escala logarítmica, en la que un log en la escala representa 90% de remoción; 1.5logs representan 90.5%; 2logs representan 99%; 2.5logs representan 99.5%; 3 logs, representan 99.9%; 3.5 logs, 99.95%, y 4logs, 99.99. Los "créditos" para la desinfección se suman con los créditos por el pretratamiento (floculación-sedimentación-filtración), que se estiman así: • Planta convencional bien operada con turbiedad efluente menor que 0.5 UNT 95% del tiempo: 2.5logs de crédito para giardias y 2.0 para virus. En casos particulares, puede subirse hasta 3.0 logs para giardias. • Filtración directa: 2.0 logs para giardias y 1.0 para virus. • Filtración lenta: 2.0 logs para giardias y 2.0 para virus. En estas condiciones, si se trata de una planta convencional, los logs para desinfección se calculan así: Logs requeridos - Logs (pretratamiento)
= Logs desinfección
Con el valor de logs para desinfección se va a las tablas de la EPA, que se adjuntan, y se hallan, para una temperatura y un pH dados, el valor de Ct, de donde se obtiene C. Para que una planta se considere bien operada debe cumplir con las siguientes condiciones: • Que use coagulantes todo el tiempo. • Que controle la dosis química según las necesidades del agua cruda. • Que lave los filtros no por pérdida de carga, sino por turbiedad. • Que los filtros fuera de servicio sean lavados antes de ponerlos en uso. • Que no haya cambios bruscos de flujo en los filtros.
Ejemplo: A una planta convencional se le ha dado 2.0 logs de crédito para giardias y 1.5 logs para virus; la temperatura media del agua es l5°C y el pH = 7.0. Calcular el Ct y el tiempo de contacto, de acuerdo con la norma de la EPA. Respuesta: De acuerdo con las normas para la remoción de giardias, se necesitan 3.0 logs, y para virus, 4.0 logs.
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
682
Por tanto, para desinfección se requerirán 3.0
2.0
= 1.0 lag
Con este dato se entra a la tabla 13 en el apéndice del presente libro y se encuentra que para unlog de 1.0, temperatura de 15"C y un pH de 7.0, Ct = 27, si e= 1.6 nzg!l de cloro libre, o sea de residual después del punto de quiebre al final del tiempo de contacto. En consecuencia t = 27 + 1.6 = 16.87 min. Esto quiere decir que el tiempo desde que se inyecta el cloro hasta el instante en que recibe el agua el primer consumidor tienen que ser como mínimo 17 minutos. Debe tenerse en cuenta que 1nuchas veces el primer consumidor es el personal que opera la planta de tratamiento, y que para poder mantener un pH = 7.0 sólo se le pueden poner alcalinizantes al agua después del periodo de contacto con el desinfectante, lo cual exige construir una cámara especialmente diseíiada para tal efecto, con tabiques de ida y regreso y tiempo de detención de 17 minutos, diferente del tanque de almacenamiento de aguas claras (en caso de que éste se requiera) porque el nivel en tales tanques está fluctuando constantemente y no se puede garantizar en él un periodo de detención determinado.
Bases del parámetro Ct El parámetro Ct se deriva de la ley de Chick (fórmula XI-6), de la cual se deduce la llamada ley de Watson dada anteliormente así: K
c/1 De donde:
(XI -6)
(XI- 33)
El valor de 11 es una constante empírica que cuando es mayor de 1 significa que la concentración es el factor dominante y cuando es menor de 1, que el tiempo t de exposición es más importante que la concentración. En cambio cuando N = 1, C y t tienen la misma importancia y en ese caso, a igualdad de Ct, la desinfección tiene la misma eficiencia. La constante n es la pendiente de la recta que aparece al graficar en papel logarítmico para cierto grado de inactivación que puede ser de dos, tres o cuatro órdenes de magnitud (99%, 99.9% o 99.99%) 1 el tiempo t y la concentración C, como se explicó al estudiar la ley de Chick al comienzo del capítulo. Para el caso cmTiente 11 tiende a 1 aunque varía mucho (por ejemplo entre 0.90 y 1.59 para Giardia, virus y cloro libre y distintos valores para otros casos) y de esta manera Ct para un sistema debería ser equivalente a Ct para otro sistema. Basada en esta premisa y en el hecho de que tal factor es de común uso en los modelos de desinfección, las autoridades nortemericanas establecieron la norma de que toda agua potable que requiera cloración debe cumplir con un cierto valor de Ct. Este valor se puede obtener por cálculo con la ecuación de Watson o con las tablas elaboradas por la Agencia de Protección del Ambiente de los Estados Unidos, algunas de las cuales se incluyen más adelante (XI -1 O y XI -11) y otras en los apéndices al final del libro. Para visualizar el significado real de las escalas de remoción basta considerar que si se tienen 100 organismos por mililitro, habría 100,000 por litro; y si se remueven el 99% de ellos permanecerían: 100-99=1% o sea 1000 organismos; si en cambio se remueven 99.9% quedarían 0.1% o sea 100 organismos y si, por último, se remueven 99.99% restarían 10 organismos por destruir. Hay, pues, una gran diferencia entre una y otra escala de remoción.
683
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Para determinarlo por cálculo, se pueden utilizar los valores de K y n que fueron evaluados en el pasado en varios estudios por Chang, Clarke y Berg, quienes hallaron paran un valor de 0.86 y para K los valores incluidos en la tabla XI-9. Tabla Xl.9. Valor de K para desinfección con HOCI, OC!- y NH 2CI (n=0.86)
HOCI
OC!-
NH 2Cl
0.24
15.6
66.0
Virus de poliomelitis
1.20
Virus coxsackie A2
6.30
---
---
Organismo E. Coli 1
El valor de K para cloro libre es función del pH, debido a la reacción de disociación del ácido hipocloroso que produce HOCI y OC!-. Véase la figura XI-31. Estos valores podrían usarse para calcular de manera directa la dosís de cloro.
!lJ 'O
¡....
o ro :>
6
10
7
pH
Fig. XI.31. Variación con el pH y la temperatura de los valores de K para la destrucción de coliformes con cloro libre
Sin embargo, el empleo de esta fórmula involucra las siguientes aproximaciones: 1- Completa ausencia de retromezcla en el secter; 2- Los microorganismos y los desinfectantes están uniforrhemente distribuidos en el líquido; 3- Existe una mezcla completa entre el desinfectante y el líquido; 4- La concentración del desinfectante es constante en el tiempo; 5- La rata de inactivación es dependiente
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
684
del número de organismos sobrevivientes; 6- La rata de inactivacipn es directamente proporcional a la concentración e; 7- La extensión de la inactivación es proporcional a la potencia nde la concentración. Ejemplo: Se desea clorar el efluente de una planta de filtración. Se ha calculado que entre el momento que se aplica el cloro al agua y el momento en que esta va a ser consumida, en las horas de máxima demanda, transcurren 60 min. El contenido de nitrógeno amoniacal es de 0.2 mg/1. El pH del agua es 8.0 y la temperatura 22°C. Se quiere saber qué dosis di(! cloro deberá ser aplicada para garantizar la destrucción de los organismos co/iformes. El punto de quiebre está a una relación el:N =8.5: l. Respuesta: Primera hipótesis: Vamos a clorar con cloro libre. Para pH=8, organismos coliformes y cloro lihre, K= 12.3 (tomado de la figura XI-31).
e
= (K) l/¡ 1
( 12.3 )
t
60
1/0.86
O.15 8 mg/1 de cloro libre
Para obtener cloro libre necesitamos sobrepasar el punto de quiebre y por tanto aplicar por lo menos 8.5 x 0.2 =l. 7 mg/1 de cloro. En consecuencia, la dosis de cloro que deberá ponerse para-obtener 0.185 mg/1 de cloro libre deberá ser aproximadamente:
1.70 + 0.158 ~ 1.9 mg/1 Segunda hipótesis: La cloración se hace con cloro combinado. En este caso para organismos coliformes, y monocloramina,K = 66 (tomado de la table Xl-9)
e= ( 66 ) 1/o.s6 6 = 1.12 mg/1 60 La aplicación de una dosis de cloro combinado (véase la figura XI-32) de 1.12 mg/1 no es posible, pues no hay suficiente nitrógeno en el agua para que reaccione con el cloro. Si se quiere mantener residuales combinados habría que agregar amoníaco al agua, utilizando el proceso llamado cloraminación, que se describirá posteriormente, el cual más exactamente debiera llamarse dernonocloraminación pues lo que se produce en él es la monocloramina, ya que la dicloramina es de mal sabor. 2.5-t-----------.-----------,,....----.-
-
......
e
~
1
ü
o. 16
1-----:-~.,..------='""'--...:::=..1
o~-r~~~~-.--+--~~~~~~-~~
10
20
30
40
tiempo- minutos
.50
60
1~
Cloro aplicado
mg /1
Fig. XI.32. Determinación de la dosis de cloro
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
685
Lo importante en las recientes normas americanas es el haber reconocido que la desinfección es un fenómeno caracterizado por la concentración de determinado desinfectante en un tiempo dado, y que por tanto entre más débil sea éste o menor la dosis, mayor debe ser el tiempo de contacto, para producir la inactivación de los patógenos que se quieren destruir. Las tablas suministradas por la EPA para los valores Ct que aparecen en las figuras XI -1 O y XI -11, así como las que aparecen en los apéndices parten de los siguientes supuestos: a. Toda agua superficial está contaminada con protozoarios y virus entéricos. b. Los procesos de tratamiento (coagulación-sedimentación-filtración) remueven parte de los protozoarios y virus entéricos cuando los hay en el agua cruda. c. La concentración efectiva para calcular el Ct es la que existe al final del periodo de detención. Estos supuestos, si bien están de lado de la seguridad, obligan a darle una desinfección muy exigente a todas las aguas en especial por cuanto, como lo anotan Teefy y Singer (1990), el tiempo de detención que hay que tomar es bastante menor que el teórico y la concentración es la final, sin tener en cuenta que al comienzo es mucho más alta. La AWWA ha fijado como meta mantener 0.5 mg/1 de cloro libre a 2.0 mg/1 de cloro combinado una vez satisfecha la demanda. Pero acepta como nivel de operación 1.0 mg/1 de cloro combinado en cualquier punto de la red de distribución, o cantidades detectables de cloro libre.
Tabla XI.lO. Valores de Ct para la inactivación de quistes de Giardia con cloro libre a 5, 10, 15 y 20°C dados por EPA*
pH Cloro libre m gil
*
11
6.0
6.5
7.0
7.5
8.0
8.5 239-179
0.4
92-69
114-86
140-105
169-127
202-152
0.6
98-74
123-92
150-113
182-136
217-163
257-193
300-225
0.8
104-78
129-97
158-119
191-144
229-171
270-203
316-237
l. O
108-81
134-101
165-123
199-149
238-178
281-211
329-247
1.2
111-83
139-104
170-128
206-154
245-184
290-218
339-255
1.4
114-86
142-107
175-131
211-158
252-189
298-224
349-269
1.6
117-88
146-109
179-134
216-162
258-194
305-229
357-268
1.8
119-90
149-112
183-137
221-166
264-198
31!-234
365-273
2.0
122-91
152-114
186-140
225-169
269-201
317-238
371-279
2.2
124-93
154-116
189-142
229-172
273-205
323-242
378-283
2.4
126-94
157-117
192-144
232-174
277-208
328-246
383-288
2.6
127-96
159-119
195-146
235-177
281-211
332-249
389-292
2.8
129-97
161-121
197-148
239-179
285-214
337-253
394-296
3.0
131-98
163-122
200-150
242-181
288-216
341-256
399-299
Estos valores de Ct producen una inactivación mayor de 99.99% de los virus entéricos.
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
686
Para 1S y 20°C (Continuación de la tabla XLI 0)
pH Cloro libre mg/1
i!
6.0
6.5
7.0
7.5
8.0
8.5
9.0
46-34
57-43
70-53
85-64
101-76
120-90
140-105
0.6
49-37
61-46
75-56
91-68
109-82
128-96
150-113
0.8
52-39
65-48
79-59
96-72
114-86
135-101
158-119
1.0
54-40
67-50
82-62
100-75
119-89
140-105
164-123
1.2
56-42
69-52
85-64
103-77
123-92
145-109
170-127
1.4
57-43
71-53
87-66
106-79
126-95
149-112
174-131
1.6
59-44
73-55
89-67
108-81
129-97
153-114
179-134
1.8
60-45
74-56
91-68
110-83
132-99
156-117
182-137
2.0
61-46
76-57
93-70
112-84
134-101
159-119
186-139
2.2
62-46
77-58
95-71
114-86
137-102
161-121
189-142
2.4
63-47
78-59
96-72
116-87
139-104
164-123
192-144
2.6
64-48
79-60
97-73
118-88
141-106
166-125
194-146
2.8
65-48
80-60
99-74
119-90
142-107
168-126
197-148
3.0
65-49
81-61
100-75
121-91
144-108
170-128
199-150
9.0
Tabla XI. U. 25°C (Continuación de la tabla XI.! 0)
pH
.,.
Cloro libre mg/1
6.0
0.4
23
0.6
25
0.8
26
1.0
27
1.2 1.4
7.0
7.5
8.0
8.5
29
35
42
51
60
70
31
38
46
54
64
75
32
40
48
57
68
79
34
41
so
59
70
82
28
35
43
51
61
73
85
29
36
44
53
63
75
87
1.6
29
36
45
54
65
76
89
1.8
30
37
46
SS
66
78
91
2.0
30
38
47
56
67
79
93
2.2
31
39
47
57
68
81
94 96
6.5
2.4
31
39
48
58
69
82
2.6
32
40
49
59
70
83
97
2.8
32
40
49
60
71
84
99
3.0
33
41
so
60
72
85
lOO
Estos valores ele Ct producen una inactivación mayor ele 99.99% de los virus entéricos.
Para países en vía de desarrollo podrían utilizarse las tablas de la EPA haciendo e igual a la concentración aplicada y t igual al tiempo teórico de detención (volumen/gasto).
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
687
Esto implicaría que por ejemplo: para 1.5 logs y una temperatura de 20°C, una dosis inyectada de 1.0 mg/1 el Ct debiera ser de 41 mg/1/min si el pH es de 8.0 y que por tanto el tiempo de contacto debiera ser de 4111 = 41 min. Si la dosis aplicada fu~ra de 2 mg/1 para las mismas condiciones el tiempo debiera ser de 46/2 = 23 mm. Tabla XI.12. Rangos de valores Ct para la inactivación de diversos microorganismos por distintos desinfectantes a 5"C según Hoff ( 1986) ~
-
Microorganismos
i
0.34-0.05
Polio 1
Dióxido de cloro pH 6 a 7 1 ~
1 C~-
E. Coli
,!
Desinfectantes Cloraminas preformadas pH 8 a 9
Cloro libre pH 6 a 7
95-180
Ozone pH 6a 7 .~
~~ ~
0.4-0.75
0.02
1.1-2.5
768-3,740
0.2-6.7
0.1-0.2
Rota virus
0.01-0.05
3.806-6.476
0.2-2.1
0.006-0.06
Phage F
0.08-0.18
--
--
--
;
!' :!
G. Lamblia cysts
i
G. muris cysts
i'
~ ·~· i ··~.
~
~
_o
~.e
~~-
Si antes de llegar al primer consumidor no se alcanza el periodo de contacto caben cuatro alternativas: l. Cambiar el punto de aplicación al comienzo de los decantadores o antes de los filtros, para utilizar el tiempo de detención de éstos, si no hay color en el agua u otros precursores de THM_.,.. 2. Construir una cámara de contacto después de la filtración y antes de la alcalinización. 3. Colocar tabiques dentro del tanque de almacenamiento para usarlo como tanque de contacto, siempre y cuando se fije un nivel de agua mínimo en él. 4. Una combinación de estas alternativas.
EL CLORO Y LOS COMPUESTOS ORGANICOS Debido al posible efecto pe1judicial que algunos subproductos de la cloración (en especial los trihalometanos) pueden acarrear a la población, los métodos de aplicación del cloro se determinan hoy en día, no sólo teniendo en cuenta la mayor efectividad en la destrucción de organismos patógenos, sino la menor producción de órgano-dorados y trihalometanos potencialmente peligrosos. La Agencia para la Protección del Ambiente de los Estados Unidos ha fijado para ellos un límite máximo permisible 0.08 mg/1 para los THMs y 0.06 mg/1 para los AHA en el agua de consumo humano. Esta norma, si bien discutible y discutida, implica tomar una serie de precauciones durante la cloración. Los trihalometanos pueden ser clasificados de diferentes maneras así: a. THMl 5 instantáneos que son los que se producen tan pronto como se agrega el cloro al agua. b. THMT; terminales que son los que se determinan en la red de distribución despues de un tiempo t en que se han desarrollado completamente. c. PFTHM5 o potencial de formación de trihalometanos que es el incremento que sufren los THM durante el almacenamiento y se calculan restando de los THMTs los THMis instantáneos.
688
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
La figura XI-33 esquematiza estos conceptos para mayor claridad. La determinación analítica de los THM5 es relativamente sofisticada pues requiere del uso de cromatografía de gas o medidores especializados que se venden comercialmente. La cantidad de THM5 que se producen depende de la concentración total de precursores presentes en el agua, la cual se relaciona con la concentración del carboño orgánico total. MÓximo
ConcentrociÓnTeórico
de
1
1
1
FRACCION DE THMI 1NSTANT~ NEO.
1
1
1
1
i
1
1
1
1
1
1
FRACCION DE POTENCIA 111 DE FORMACION DE THM
l
1 1
1
1
1
CONCENTRACION TERMINAL DE THMT EN EL TIEMPO t
1
1
1
l
1
RESTO DEl T H M 1
CONCENTRACION
TOTAL DE PRECURSORES
1
Fig. XI.33. Definición de algunas denominaciones de los trihalometanos
La eliminación de los THM5 se puede hacer de varias maneras así: 1. Removiendo los subproductos después de que se han formado. 2. Reduciendo la concentración de orgánicos o la demanda en el agua antes de el orar. 3. Cambiando el cloro por otros desinfectantes alternativos que no producen THMs o minimizan su producción. 1. Remoción de los subproductos formados Es el método más difícil y costoso de los tres, consiste en: a) adsorver los THMs que se hayan formado en lechos de carbón activado granular, reemplazando en los filtros los lechos convencionales por dicho material; b) agregar carbón activado en polvo; e) eliminar por aireacíón los compuestos orgánicos volátiles en torres especiales.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
689
Estos procedimientos tienen muchos inconvenientes; la filtración en carbón activado granular es difícil de operar y costosa por cuanto se necesita extraer periódicamente todo este medio filtrante, regenerarlo en hornos a alta temperatura y volverlo a colocar. La aplicación continua de carbón activado en polvo es costosa y produce grandes volúmenes de lodos. Además no remueve todos los orgánicos dorados sino algunos de ellos. Por último la aireación forzada extrae sólo los orgánicos volátiles y debe evitarse la transferencia de los contaminantes al aire para lo cual conviene usar carbón activado granular. Por tanto en lo posible hay que evitar que se produzcan los trihalometanos en las plantas de tratamiento.
2. Reducción de la concentración de orgánicos antes de dorar Resulta buena práctica bajar la concentración de orgánicos, lo que implica bajar la demanda en el agua antes de aplicar cualquier oxidante fuerte porque esto implica bajar la concentración de precursores. La dificultad radica en cómo hacer esta reducción. Existen varias alternativas. - Cuando se puede y hay un área disponible, la construcción de embalses de pretratamiento, con uno o varios días de periodo de detención puede ser útil, siempre y cuando se controle el crecimiento de algas. En algunos casos se logran oxidar los orgánicos inyectando compuestos no dorados como el ozono, el permanganato de potasio o el peróxido de hidrógeno. Si es posible tener un embalse para pretratamiento la aplicación de tales oxidantes resulta muy efectiva. Otro proceso bastante conveniente es predesinfectar con un compuesto no productor de THM5 como el ozono o el dióxido de cloro, efectuar luego un tratamiento muy eficiente de coagulación, sedimentación y filtración y por último agregar el cloro. Efectuar en la planta la coagulación no solo de las partículas de turbiedad sino también de las orgánicas con el objeto de reducir el COT y el COD, como se explicó en el capítulo 2. Alternativa o simultáneamente, producir biofiltración en arena y antracita, antracita sola o carbón activado granular, como se describió en el capítulo 9. En muchas plantas ha dado resultado intercambiar los puntos de aplicación de la pre y postcloración, por ejemplo colocar la precloración después de la sedimentacion y antes de la filtración o suprimir la precloración por completo cuando los THM5 son producidos solamente por los ácidos húmicos del color pero no hay problemas ni de algas en los tanques ni alta cóntaminación bacteria!. En este caso se debe realizar un muy eficiente proceso de remoción de partículas por medio de la coagulación-floculación. Agregar carbón activado en polvo para adsorber los precursores orgánicos volátiles o tratar de eliminarlos por aireación, antes de dorar.
3. Cambiar el desinfectante Desgraciadamente no existe ningún desinfectante alternativo que, a igualdad de costo, pueda competir en eficiencia con el cloro. Si lo hubiera ya lo habría reemplazado. Todos los desinfectantes alternativos son o más costos o menos eficientes. Hay que tener en cuenta que la cloración se hace primariamente para destruir los organismos patógenos y la aparición de subproductos potencialmente dañinos es un problema colateral que no hay que enfatizar demasiado, pues la peligrosidad de tales subproductos no está debidamente establecida. Los desinfectantes alternativos son los siguientes:
690
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
Ozono. El más eficiente bactericida y viricida pero requiere equipos muy caros, difíciles de operar y de alto consumo de energía. El ozono puede usarse como desinfectante, como oxidante o como ayudante de coagulación y filtración para romper las moléculas orgánicas y hacerlas más asimilables a las bacterias. Las condiciones para que se pueda utilizar ozono en un agua son: l. Que haya un suministro de energía confiable durante las 24 horas del día, que nunca o casi nunca se interrumpa y si lo hace sea por muy corto tiempo. 2. Que exista en la planta, personal técnico altamente calificado para manejar los equipos. 3. Que se agregue cloro al final del proceso con el fin de mantener en la red desinfectante residual. Dióxido de cloro. Es tal vez el desinfectante alternativo más popular después del ozono para aguas que contengan grandes concentraciones de precursores que puedan dar origen a trihalometanos. Existen, sin embargo, limitaciones sanitarias (ya explicadas) que reducen la máxima dosis aplicable a 1 mg/1. Como ocurre con el ozono el principal empleo del ClO, es la oxidación de la materia orgánica presente en el agua cruda por reducción, t
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
691
ción de cloraminas agregando primero el cloro con dosis suficientes para sobrepasar el punto de quiebre (con producción de HOCl) y luego, entre uno y diez minutos después, agregar el amoníaco, para detener la reacción del cloro con los precursores. En este caso debe garantizarse que la cloración, durante el tiempo inicial, se hace sobre el punto de quiebre. Desde el punto de vista sanitario, éste es el método más aconsejable pues con él se obtiene un residual estable que puede ejercer su acción desinfectante garantizando la destrucción de los microorganismos patógenos en el menor tiempo. Tiene la ventaja adicional de que generalmente (aunque no siempre) destruye el sabor y olor del agua, pues oxida la materia orgánica.
Interferencias en la doración La eficiencia de la cloración puede quedar total o parcialmente interferida por una variedad de agentes físicos y químicos tales como: La turbiedad, los nemátodos, la temperatura y el contenido de calcio y fenoles en el agua.
a. Thrbiedad El efecto que la turbiedad, y en general las partículas flotantes en el agua, tenga en la eficiencia de la desinfección resulta de la tendencia del E. Coli y otros microorganismos a crecer en colonias y encapsularse en los microfragmentos de materias fecales o depositarse dentro de las partículas orgánicas y minerales adecuadas, haciendo más lenta la acción del cloro, el cual tendría que difundirse hasta el interior de la masa de dichas partículas, antes de poder llegar hasta ellos. Esto haría necesario aumentar el tiempo de contacto o la concentración para obtener resultados satisfactorios. Esta es una de las razones para exigir que las turbiedades efluentes de los filtros sean bajas del orden de 0.5 UNT.
b. Nemátodos Las aguas superficiales contaminadas con descargas de desechos domésticos están a veces infestadas de gusanos flotantes y en especial de nemátodos que según se ha demostrado pueden contener en su tracto intestinal bacterias y virus patógenos. El cloro, aún en altas dosis, no destruye los nemátodos y debido a su motilidad, la mayoría de ellos pueden pasar con relativa facilidad a través de los medios filtrantes, aun cuando temporalmente queden retenidos en ellos. Wen-Tung Wei (1969) y colaboradores, sin embargo, demostraron que si los nemátodos están muertos, el 96% son removidos por los filtros.
c. Temperatura Las bajas temperaturas deben considerarse también como una interferencia para la cloración, como se puede constatar al estudiar las tablas XI -1 O y XI -11. Los valores de Ct aumentan significativamente al bajar la temperatura.
692
TEORIA DE LA DESINFECCION DEL AGUA
d. Calcio El contenido de calcio del agua parece que perjudica la eficiencia de la desinfección aun en concentraciones pequeñas, del orden de 1 mg/1. La razón para esto no está clara. Se ha sugerido que los iones bivalentes de Ca++ pueden ser adsorbidos por las bacterias, cuya carga es negativa, y formar costras protectoras alrededor de ellas.
e. Potencial hidrógeno Los altos pH del agua (>9) no sólo desaceleran las reacciones químicas entre el cloro y el amoníaco, sino que además inducen la formación de compuestos dorados de baja efectividad. Debe por eso alcalinizarse el agua después de la cloración y no antes de ella. f. Fenoles
La interferencia, sin embargo, que es más detectable por el público y que por eso suele dar origen al mayor número de quejas es el fenol. Este reacciona con el cloro para formar compuestos tales como 2-clorofenol, 2.4-diclorofenol a 2.6-diclorofenol los cuales comunican un típico sabor a yodoformo al agua que se puede detectar en concentraciones muy pequeñas, del orden de 0.002 mg/1. Esto quiere decir que 2 g podrían darle mal gusto a un tanque de almacenamiento de 1,000 m3 • La intensidad del sabor del clorofenol cambia con el pH y el tiempo, como lo muestra la figura XI-34. Para la misma concentración de fenol (0.050 mg/1), a menor dosis de cloro (0.2 mg/1), mayor intensidad del olor, el cualpermanece a elevados niveles por largo tiempo. En cambio a mayor dosis (1.0 mg/1) el olor se produce más rápidamente pero permanece por menos tiempo. Esto puede deberse al incremento en la velocidad de la reacción, al aumentarse la concentración de cloro en el agua. Por otra parte, la intensidad del sabor, medido como número incipiente, es mayor a medida que aumenta el pH. De lo anterior se deduce que para evitar este problema se puede: l. Clorar a pH bajo. El pH favorable está entre 7 y 8. Por encima de 8 los olores persisten por más tiempo. 2. Poner previamente amoníaco en el agua ya que la reacción del cloro es más rápida con este compuesto que con los fenoles. Esto es viable sólo cuando el agua es poco contaminada o se dispone de largos periodos de contacto. Si ninguno de los métodos anteriores da resultado, debe recurrirse al carbón activado, que puede utilizarse en dos formas: En polvo o granular. La primera es la forma más corriente de usarlo. Se emplean dosis entre 10 y 100 mg/1 según la intensidad del olor que se quiera corregir y se puede aplicar antes de la sedimentación o antes de la filtración, en cuyo caso se aumenta considerablemente la carga de los filtros.
40
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TEMPERATURA - __ CLORO INICIAL FENOL INICIAL __ CLORO INICIAL FENOL INICIAL
32
0.2 mg/1 0.05 ppm 1.0 mg/1 0.05 ppm
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TIEMPO EN HORAS Fig. XI.34. Olor incipiente del fenol colocado (según Lee) Q)
1.0
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698
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
111
1 111
1
"
Especial cuidado debe ponerse en el diseño de las estaciones de cloración. En estas, mas que en ninguna otra parte de las plantas de tratamiento, el descuido al proyectar aún detalles aparentemente pequeños, puede traducirse en interrupciones frecuentes en el proceso de desinfección o en fallas en su eficiencia. La cloración del agua tiene tres distintos componentes básicos: l. Almacenamiento del cloro. 2. Sistema de medición y control. 3. Sistema de inyección. En estaciones grandes estos tres componentes pueden quedar separados. En las pequeñas, por lo general, están muy próximos. El cloro se puede almacenar como líquido, medirse como gas, y aplicarse como solución, o puede almacenarse y aplicarse en alguna de sus sales, lo que se llama hipocloración.
Capacidad de las estaciones de cloración La capacidad de las estaciones de cloración depende de una serie de factores entre los cuales deben considerarse los siguientes: a. Demanda de cloro del agua. b. Dosis de cloro necesaria para la desinfección .. c. Punto de aplicación del cloro. La demanda debe determinarse en el laboratorio para poder conocer el consumo de cloro que produce el agua durante los diferentes períodos del año. Esta demanda
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
699
varía de acuerdo con la contaminación de la fuente, del contenido de materia orgánica de la misma y de otros factores que se analizaron a su debido tiempo. Para determinar la dosis de cloro promedio en base a la cual se va a solicitar el equipo, deben estudiarse los siguientes factores: a. Tiempo de contacto disponible (relación concentración-tiempo). b. Puntos posibles de aplicación (precloración, poscloración). c. Modo como se va a el orar el agua (sobre el punto de quiebre, cloraminación, supercloración y declaración). d. Eficiencia que se busca de la cloración (destrucción de coliformes, de quistes o de virus). Los factores anteriores deben estudiarse en base a consideraciones económicas y con la ayuda de pruebas de laboratorio, a fin de poder llegar a conclusiones acertadas sobre la mejor forma de aplicación del cloro al agua. Los aparatos doradores vienen por lo general calibrados en kilogramos o libras por día o en kilogramos o libras por hora. La capacidad en kg/día puede calcularse en la siguiente forma:
QxC Capacidad=-1000
(XII-I)
En donde, Q = Flujo de la planta , en m3 /día C = Dosis de cloro promedio, en mg/l
Ejemplo: Se quiere diseñar un sistema de eloración para una planta de tratamiento cuya capacidad es de 2.5 ntls y a la cual se le piensa instalar un sistema de pre y pose!oración. El sistema de precloración, de acuerdo con ensayos de laboratorio, requiere de 3.2 mg/1 para poder mantener residual a través de los procesos de coagulación y sedimentación en la planta de tratamiento. Para el sistema de poscloración se ha calculado que con 0.5 mg/1 se puede llegar a tener suficiente residual después de 5 horas de tiempo de contacto. Se desea conocer la capacidad necesaria de los equipos doradores.
Respuesta: 2.5 m3ls x 86400= 21'6000 m 3!día
a. Sistema de precloración Habiéndose encontrado como dosis promedio de precloración el valor de 3.2 mg/llos equipos deben conseguirse para el doble de esa dosificación, esto es para 6.4 mg/1. En consecuencia la capacidad de ellos deberá ser: 2 160 0 0 6 Capacidad= - - - - - _x- -.4 = 13 80 Kgl día 1000
700
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
Como los doradores vienen a veces calibrados en lb/día, el valor podría ser: 1380
3.100 lb/día
0.454 Podrían adquirirse tres doradores de 2,000 lb/día de capacidad de los cuales uno de ellos actuaría como reserva. b. Sistema de poscloración El sistema de poscloración suele también calcularse para dos veces la dosis promedio, o sea para 0.5 x 2 = 1.0 mg/ l. La capacidad de los doradores por tanto deberá ser:
eapacz'dad =
216000 X 1.0 = 216 K g,Id'za 1000
~=476lb/día 0.454
Podrían conseguirse dos doradores de 500 lb/día, uno de los cuales serviría como reserva.
Punto de aplicación del cloro La selección del punto de aplicación es de bastante importancia. Ya sea que se haga predoración o posdoración, el punto que se seleccione para inyectar el Cloro debe ser tal que este no se segregue dentro de la masa líquida y pueda distribuirse con gran rapidez dentro de ella. Selleck y Collins (1970); Selleck, Collins y White (1970); Stenquist y Kaufman (1972); Morris (1971) y otros, han estudiado la influencia de la mezcla rápida en conexión con la aplicación del cloro al agua. Dichos trabajos han sido hechos todos con aguas residuales, pero los resulados podrían aplicarse por extrapolación a las aguas potables. De acuerdo con ellos parece evidente que la rapida dispersión del cloro en la masa de agua, produce un aumento de la eficiencia del proceso, similar al que se obtiene con la dispersión instantánea de los coagulantes. La razón para esto no está todavía muy clara. Se ha sugerido que los residuales que se forman inicialmente en los primeros segundos después de aplicado el cloro, forman compuestos que son mucho más activos que los que aparecen en una etapa posterior. La reacción del cloro con los compuestos nitrogenados es relativamente lenta y podría pensarse que en un primer momento se presentara una mayor concentración de cloro libre, el que es mucho más eficiente como desinfectante que el cloro combinado. Por otra parte, los retromezcladores que ponen en contacto productos recién formados con compuestos formados anteriormente, parecen dar peor resultado que los mezcladores de flujo de pistón que no permiten cortocircuitos. Se ha probado que más del 90% de los organismos que existen en el agua son destruidos durante los primeros segundos después de aplicado el cloro, antes de que este haya tenido tiempo de interaccionar con los compuestos nitrogenados.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
701
La evidencia anterior es suficientemente concluyente como pa_ra que se piense en el diseño de un sistema de mezcla rápida para el cloro, parecido al que se discutió para la coagulación del agua. Este sistema deber ser en lo posible de flujo de pistón. En algunas plantas, sin embargo, se ha podido notar que las turbulencias producidas en el punto de aplicación del cloro, cuando este se encuentra en canal abierto, estimulan el escape de gas. Esto puede deberse a varios factores, entre los cuales pueden mencionarse la excesiva concentración de la solución de cloro proveniente de los el oradores (mayor de 3,500 mg/1) y las fallas en el funcionamiento de los di fusores.
Almacenamiento y transporte del cloro gaseoso El cloro se expende en cilindros metálicos resistentes de 100 lb (50 kg), 150 lb (75 kg) y 2,000 lb (1 000 kg), o en carrotanques especiales de 1O, 15, 20 o más toneladas. Las características de estos cilindros se dan en la figura XII-1 y en la tabla XII-l. De los cilindros y carrotanques se puede extraer indistintamente líquido de la parte inferior y gas de la parte superior, según sea la salida que se escoja. Cuando se extrae gas, disminuye la temperatura del recipiente y a veces aparece escarcha por condensación de la humedad en la superficie, lo que obliga a limitar el volumen de gas que se obtiene así: para los cilindros de 100 lb (50 kg), 11 kg/d; para los de 150 lb (75 kg), 18.2 kg/d; y para los de tonelada, 182 kg/d. Este valor cambia con la temperatura ambiente, a menor temperatura, menor volumen de gas se puede sacar. Por tanto, el número de envases de cloro que se use dependerá básicamente del máximo flujo que se pueda obtener de cada uno. El número de cilindros que se debe mantener en la planta depende del grado de facilidad y confiabilidad del suministro de cloro en el país. La reserva puede ser de 8 a 30 días según el caso. A esta reserva hay que agregarle un cierto número de unidades para tener en cuenta los cilindros que están en espera de ser transportados hast::t la fábrica o los que están en camino, yendo o viniendo de ella. Si Q es el consumo de cloro, en kg/día; t e! tiempo de almacenaje, en días, considerado seguro y C la capacidad del cilindro de cloro (75 kg o 1000 kg), el número N de cilindros que deben adquirirse se podría hallar con la siguiente expresión: N= 1.
25 Qt +K
(Xll-2)
5 K
Coeficiente que varía de 2 a 12 según el tamaño de la planta de tratamiento y el número de unidades vacíos y en transporte. Tabla XII.l. Características de los cilindros de cloro
Peso del contenido del cilindro.
Peso del cilindro solo.
Peso total del cilindro.
Máximo flujo de cloro que se puede extraer de un cilindro.
lb
Kg
lb
Kg
lb
Kg
lb/día.
K_g(día
100 150 2000
50 75 1000
73 90-130 1500
33 40-59 680
173 240-280 3500
83 115-134 1680
26 40 400
11.7 18.2 182
702
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
En base a estos datos se puede establecer el espacio disponible que__se necesita dejar para almacenaje y la forma de hacerlo. Cuando se trata de cilindros pequeños de 50 y 75 kg, cuyo peso total lleno es de 83 a 117 kg, el manejo de los envases puede hacerse manualmente. En cambio, cuando se usan cilindros de una tonelada, cuyo peso total lleno alcanza a 1680 kg, se necesita emplear poleas montadas sobre rieles y ganchos especiales, como lo muestra la figura XII-l.
PRESION EN LOS CILINDROS CAPERUZA PROTECTORA
FUSIBLE
5.3 a 6.3
POLEAS PARA MOVER CILINDROS DE UNA TONELADA
K<;J/cm2
T N '11' ...:
100
o
150
Lb.
o
Lb.
~
1
12·26 ~·1
l
SALIDAS DEL CLORO
"'cico
e::
FUSIBLES
2 O 00 Libro1
~--~-----------
"',...ci 2
Cl
2.10 m.
Fig. XII.l. Tamaños de cilindros para cloro gaseoso
Los carrotanques se usan por lo general cuando el consumo de cloro es mas de 2.0 toneladas/día, en combinación con evaporadores (como se describirá mas adelante) pues de ellos se extrae solamente cloro líquido, aunque ocasionalmente se puede sacar cloro gaseoso. Tienen, por eso, cuatro válvulas encapsuladas en una cámara cerrada: dos para líquido y dos para gas. En la misma cámara se coloca la válvula de alivio. Ver figura XII-2. La utilización de carrotanques es apropiada en instalaciones grandes por las razones siguientes: a) Evitan el manejo de cilindros de tonelada con el consiguiente empleo de poleas y gruas; b) No es necesario usar matrices para interconectar varios cilindros al tiempo como ocurre cuando se requieren grandes flujos; e) Simplifica la operación pues se conectan directamente a los evaporadores, y según su tamaño, pueden durar ocho o mas días sin tener que reemplazarlos; d) Se pueden colocar separados de la zona de los doradores en un patio de maniobras al aire libre. Por lo general se deja espacio en él para tres unidades: una o dos fijas y otra para transportar con un remolque. Las unidades fijas se pueden llenar con las móviles o se pueden usar las móviles directamente como fuentes de suministro. Cualquiera que sea el tipo de recipiente de cloro que se use, si se requieren varias unidades hay que conectarlas a una tubería matriz general, como indica la figura
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
703
V¿Jvulo de Seguridad Solido Gas
Solido Gas
Solido LÍquido
Solido LÍquido VÓlvulo de Exceso de Flujo
Cor.Jzo
Fig. XII.2. Carrotanque fijo con coraza protectora
XII-3. El disefio de esta matriz es de mucha importancia para garantizar un flujo sin obstrucciones. Los cilindros de cloro cuando se expenden están llenos en un 85% de líquido y en un 15% de gas. Ahora bien, para que el flujo no se interrumpa, la temperatura en ellos debe ser más alta o igual a la temperatura en las tuberías aductoras, pues si estas se enfrían más rápidamente que el cilindro, aunque sea pequefia la diferencia térmica, el gas se puede relicuar en las líneas de conducción, y producir obstrucciones en los aparatos doradores. Los cilindros de cloro se colocan directamente sobre una váscula con el objeto de medir la cantidad de cloro que se está dosificando, y saber cuándo están. yací os. Debe para ello conocerse su peso neto (sin cloro) el cual suele ser suministrado por el fabricante.
704
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION MATRIZ
J
CILINDRO DE CLORO
J BASCULA
Fig. XII.3. Sistema de conexión de cilindros de cloro (esquema)
Medidas de seguridad en el manejo y transporte En el manejo y transporte de los cilindros de cioro, es conveniente observar las siguientes precausiones de seguridad: a. No mover los cilindros sin la caperuza protectora colocada y debidamente atornillada en su sitio, cuando se trata de cilindros de 50 o 75 kg. b. Evitar siempre que el sol caliente los cilindros o carrotanques. Nunca acercar una llama a los envases pues d cloro puede alimentar la combustión del acero. c. Encadenar o amarrar los cilindros mientras están en servicio para evitar que puedan caerse y golpearse, cuando son envases de 50 a 75 kg. d. No permitir que la temperatura del cuarto descienda por debajo de 10° pues esto dificulta la extracción de cloro. Todos los tipos de cilindros están equipados con un fusible que se funde a 70-7 5°C en caso de que el envase de cloro se haya recalentado por cualquier motivo. En los cilindros de 50 y 75 kg dicho fusible está colocado en la válvula de salida del cloro. En cambio, en los cilindros de una tonelada hay tres fusibles colocados en cada extremo del envase. Por ningún motivo deben bloquearse o inutilizarse estos fusibles. Los cilindros pt;?queños, esto es los de 50 y 7 5 kg, deben siempre almacenarse y utilizarse en posición vertical. En cambio, los cilindros de tonelada deben siempre usarse en posición horizontal colocados sobre soportes de rodachines para que se puedan girar con facilidad.
Evaporadores Los evaporadores hacen parte integrante del sistema de almacenamiento. Se usan en estaciones de cloración grandes que gastan más de 1000 kg./día y·que. __ requieren por eso muchos cilindros de cloro (más de cuatro) conectados a la 111isma
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Tanques
Cámara del tanque
Tanque remolcable
705
706
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
matriz aductora para alimentar los doradores. Como esto puede traer problemas operacionales, se suele incluir en el equipo un evaporador que permita extraer cloro líquido (en lugar de gas) de los cilindros, lo que trae las siguientes ventajas entre otras: a. Disminuye el número de cilindros en servicio, necesarios para alimentar el dorador, pues cuando se extrae cloro líquido no existe la misma limitación que cuando se extrae cloro gaseoso. Se puede vaciar la totalidad del cilindro en corto tiempo, si es necesario, a razón de 900 kglhora. b. Se evita la relicuefacción del cloro en las líneas de conducción. Esto es especialmente importante cuando la longitud de la tubería entre la sala de almacenamiento y la sala de cloración es larga. Los evaporadores, van montados lo más cerca posible de los equipos de cloración, consisten en un tanque metido dentro de un baño de agua caliente, cuya temperatura es controlada por un termostato a 70-7'fC. Esto hace que el cloro pase del estado líquido al gaseoso y en esta forma se lleva a lo~ doradores. Como se puede ver en la figura XII-13, entre el recipiente de cloro (cilindro o carrotanque) y el evaporador deben incluirse los siguientes elementos: a. Una válvula de corte para suspender el suministro. b. Un manómetro para conocer la presión del líquido en el tubo. c. Un disco de rotura, que se rompe a 400 lb/pul. d. Una cámara de expansión que debe incluirse siempre que pueda quedar atrapado cloro líquido entre dos válvulas, y por tanto, su presión tienda a subir al aumentar la temperatura con la consiguiente rotura de las tuberías. e. Un switch de presión con alarma protegido por un diafragma, para advertirle al operador cuando hay peligro de explosión de las tuberías. f. Una válvula de corte para poder aislar el evaporador cuando se necesite. A la salida del evaporador, cuando ya el cloro líquido se ha convertido en gas a presión, deben incluirse los siguientes elementos: a. Una unión con disco de rotura para proteger las tuberías. b. Un switch de presión con alarma para avisar al operador cuando la presión en ella suba excesivamente. · c. Una válvula de alivio y seguridad con su escape al aire. d. Un manómetro para medir la presión del gas a la salida del evaporador. e. Un filtro para remover las impurezas y conservar sin obstrucciones las válvulas del dorador. f. Por último una válvula reductora de presión y de cierre automático para el caso de falla del fluido eléctrico. Esa válvula reduce la presión de 100 lb /pul2 a unos 40-50 lb/pul2 . El cloro líquido y gaseoso a presión deben conducirse en tuberías metálicas de acero de 1" de diámetro, sin costuras clase 80, y no de PVC o plástico, pues ataca rápidamente estos materiales. Cuando en el cloro existe, por defectos de fabricación, cantidades apreciables de tricloruro de nitrógeno se pueden presentar explosiones en los evaporadores que constituyen un serio riesgo para los operadores y las instalaciones de la planta. A los cilindros de cloro pueden adaptárseles unas válvulas de intercambio (switch over) que automáticamente, al agotarse el cloro en un cilindro o conjunto de cilindros, cierran esa alimentación y la transfieren al otro u otros que están llenos y en reserva e interconectados a las matrices de alimentación.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
707
Si se usan dichas válvulas, no es necesario poner los cilindros en básculas para pesarlos, ya que con sólo observar los manómetros se puede saber cuál ha salido de servicio y debe ser reemplazado. FILTRO VENTILACION
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1-
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Ll.J
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CLORO liQUIDO
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Fig. XII.4. Esquema de instalación de un evaporador
Sistema de medición y control Existe una gran variedad de aplicadores de cloro gaseoso o doradores, lo que dificulta hacer una completa clasificación de ellos. En general se puede considerar que existen dos tipos básicos: Los de presión y los de vacío. En los primeros el gas se inyecta directamente utilizando para ello la presión de los cilindros. En los segundos la constricción creada por el tubo Vénturi del inyector produce un vacío que se transmite a través de todos los dispositivos internos de los doradores y las líneas de aducción. Los equipos anteriores pueden ser montados directamente en el cilindro, colocados en la pared o montados en un pedestal o caja separada, según sea el tamaño y la marca de ellos. En general los de menor capacidad pueden ser montados directamente en el cilindro o adosados a la pared. En todos estos equipos el cloro se transporta y se mide como gas seco, excluyendo el contacto directo con la humedad. Solamente a partir del inyector o el punto de inyección, el gas se mezcla con el agua, para convertirse en solución. Tabla XII.2. Clasificación de aparatos doradores Capacidades
Tipo
Sistema de montaje Kg/d
lb/d
2 a 140
4 a 300
De presión
En pedestal Directamente en los cilindros
1 a 34
2 a 75
En pedestal En la pared Directamente en los cilindros
35 a 5000 1.4 a 250
75 a 10000 3 a 500
De vacío
1.4 a 230
708
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
El gas cloro seco es poco conosivo y de aquí que los cilindros de cloro sean metálicos. En cambio la solución acuosa es altamente destructiva y se prefiere por eso el uso de materiales tales como el PVC, teflón, caucho, polietileno, etc.
l. Cloradores de alimentación directa a presión Los sistemas de alimentación directa son más costosos que los de alimentación al vacío, pero tienen la ventaja de que es la presión del gas del cilindro la que hace funcionar el dorador y no se necesita, por tanto, suministro adicional de agua ni energía eléctrica como en los otros tipos de doradores, lo que los hace especialmente adaptables a lugares en donde existen limitaciones en este sentido. Los el oradores de alimentación directa funcionan en la siguiente forma (véase la figura XII-5): El gas cloro entra a la presión normal a que está en el cilindro que es de 5.3 a 6.3 kg/cm 2 y llega a la válvula reguladora de presión del gas A, en la cual ésta se reduce a 1.4 kg/cm 2 • La contrapresión en el punto de inyección no puede ser mayor de la mitad de este valor. De allí pasa por el medidor de caudal C que suele ser un rotámetro calibrado en lb/día o kg/h. Después del rotámetro, el gas pasa por un sistema de ajuste D que permite fijar la rata de flujo con que se quiere hacer trabajar el dorador y por último un sistema E que regula automáticamente la presión. El cloro se inyecta a la tubería por medio de un difusor F. Una válvula de seguridad impide que el exceso de presión pueda causar un accidente. Válvula de ajuste del flujo
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Válvula de
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Válvula de control y
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o valvula de retenclon
E
Gas Cloro
Fig. XII.S. Esquema de un aplicador de cloro a presión
Según el fabricante, los dispositivos anteriores pueden ser piezas independientes montadas en un pedestal o integradas en un solo conjunto, para ser puestas directamente en los cilindros de cloro. En estos casos se incluye además una válvula de alivio B de acción manual que permite extraer el cloro que haya quedado en el aparato antes de hacer el cambio de envases. Estos equipos se usan poco por no ser muy seguros.
2. Cloradores de alimentación al vacío Los doradores de alimentación al vacío son más seguros y confiables que los doradores a presión. Su uso por eso está bastante extendido a pesar de que necesitan suministro adicional de agua y electricidad para su funcionamiento.
709
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Ajuste Diferencio! del Vacío
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1 1
Regulac1on 1
1 1
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1 1
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Inyector
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1
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de Cloro
1
J CLORO
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V1CIO
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1
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Fig. XH.6. Esquema de un aplicador de cloro al vacío
La operación de este tipo de doradores está basada en el vacío parcial.creado por una válvula llmadainyector o eyector, que se coloca inmediatamente antes del punto de inyección del cloro al agua, la cual tiene una constricción por la que se hace pasar un flujo de agua creando una subpresión que se comunica a todas las válvulas y conductos del dorador e induciendo la apertura del regulador inicial del gas. Esto hace que todas las válvulas y conductos se llenen de cloro gaseoso, el cual circula en ellos a una presión inferior a la atmosférica. El inyector puede estar colocado en el aparato o en un punto remoto, junto al punto de aplicación. En éste caso, se llama inyector remoto. El funcionamiento de los doradores al vacío está esquematizado en la figura XII-6 y consta de los siguientes elementos: a. Después del cilindro de cloro se coloca el manómetro, el filtro Y. la válvula reductora de presión de las que se habló antes. b. Válvula reguladora de vacío y cheque. El gas que sale de la válvula reductora de presión entra a la válvula "A" reguladora del vacío y pierde toda su presión, hasta hacerse negativa, por efecto del inyector, que está succionando el gas y mantiene por debajo de la presión atmosférica todos los equipos y tuberías del dorador. La válvula reguladora del vacío contiene un muelle y un diafragma y sirve también para cerrar el suministro de gas en caso de accidente. El vacio inducido por el inyector tiene que ser mayor que la fuerza que desarrolla el muelle para que el diafragma se abra y entre gas al dorador. Por tanto, dicha válvula separa el gas que viene a presión del gas
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
710
c.
d.
e.
f.
que está al vacio y en la actualidad se coloca fuera del clorador para poder aislar la zona en que hay cloro líquido y cloro gaseoso a presión (en la que los escapes de cloro son mas peligrosos) de la zona en que hay gas al vacio, en la que prácticamente no puede haber escape porque las tuberías trabajan por debajo de la presión atmosférica. En los aparatos menos recientes la reguladora del vacío va dentro del dorador. Rotámetro. El gas cloro que sale de la válvula A pasa a un rotámetro B, que mide el flujo de gas. Cada modelo de aparato tiene un juego de rotámetros que pueden instalarse para medir diferentes rangos de caudales. Según sea la capacidad del equipo que se requiera en la planta de tratamiento y el modelo, se puede pedir el rotámetro correspondiente. Dispositivo de regulación del flujo. Como lo muestra la figura Xll-7 los dispositivos de regulación del flujo varían según la marca y clase de aparato. En algunos casos se usa un orificio en V que puede desplazarse hacia arriba o hacia abajo, aumentando o disminuyendo el área de paso. En otros, en cambio, se usa un cono dentro del cual se mueve una pieza que puede aumentar o disminuir la seccción. Por último, otros fabricantes incluyen un orificio regulado por una válvula de aguja. Estos dispositivos permiten controlar la rata de flujo con la cual trabaja el clorador y pueden ser operados manual o automáticamente, según sea el modelo de que se trate. Para la operación automática que regula el flujo de acuerdo con la dosis medida y/o caudal tratado, se requiere un actuador o comando electrónico. Ajuste difererencial del vacío. Esta válvula H tiene por objeto regular el vacío después del orificio medidor C. Consiste en una caja que contiene un diafragma operado por un muelle que regula la posición de aquel, de acuerdo con el vacío producido por el eyector, de forma que se mantenga dentro de los valores establecidos. Válvula de alivio. Los doradores incluyen también una válvula de alivio o seguridad F que se abre cuando se excede cierto límite de vacío o permite la succión de aire para evitar que salga gas a la atmósfera. Esta válvula tiene un tubo ventilador que descarga fuera de la sala de el oradores. ORIFICIO
'vAL VULA DE AGUJA
CONEXION DE SAL IDA
CREMALLERA Y PIÑON
Fig. XII.7. Dispositivos de control del flujo de cloro
Sistema de inyección El sistema de inyección consta de los siguientes tres componentes: - Inyector o eyector y válvula de retención. -Abastecimiento de agua.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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- Difusión y mezcla rápida.
a. Inyector o eyector Consiste un tubo Vénturi a través del cual pasa una corriente de agua, que crea una subpresión en un diafragma metálico, obligando a éste a desplazarse y creando un vacío parcial en todos los conductos y válvulas del dorador. En el inyector o eyector el gas cloro se mezcla con agua y produce una solución cuya concentración debe ser unos 3500 mg/1. Ver figura XII-8.
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Solución al punto de aplicación
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AGUA
Fig. XII.S. Inyector de cloro
El inyector debe tener ya sea integrado en él o en forma de una válvula separada, un sistema cheque o de retención, que impida el que si por accidente, se suspende el vacío, pueda entrar agua hasta el dorador y dañarlo. Los inyectores se fabrican en PVC así como todas las tuberías y accesorios que trabajan con gas al vacío y las tuberías de solución de cloro que parten de éste. Tienen diámetros de garganta fijos de 3/4" a 1" y ajustables de 2" a 4". Se pueden colocar dentro del equipo y llevar la solución de cloro al punto de aplicación, o remotos, lejos del equipo, junto al lugar de aplicación cuando éste se halla en un punto retirado de la sala de doradores. La razón para diseñar inyectores remotos es la necesidad de evitar largas líneas de conducción de solución de cloro, las cuales suelen crear problemas operativos, en especial por escapes de "humos" o gases altamente coiTosivos. Si el inyector se lleva hasta el punto de aplicación, la tubería entre el dorador y el inyector de vacío, no puede dar origen a escapes, y si se rompe, solamente se acaba el suministro, al actuar las válvulas de seguridad para cortar el flujo de gas al dorador. Inyectores remotos se han colocado con éxito a distancias muy largas, hasta de un kilómetro, con la sola condición de que el tubo conector no tenga una pérdida de carga mayor de 1" de mercurio, lo que implica matrices grandes, de 6" o más en algunos casos.
712
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
b. Abastecimiento de agua El abastecimiento de agua para el inyector debe, en lo posible, tener baja turbiedad, no contener partículas en suspensión y sobre todo estar libre de arena. Salvo en contados casos, se requiere instalar una bomba que suministre la presión que necesita el inyector. Dicha bomba debe ser capaz de producir altas presiones trabajando con flujos pequeños. Los flujos se calculan teniendo en cuenta qu~ la concentración de la solución debe ser de 3,500 mg/1. Puede utilizarse la siguiente expresión:
e
Q = 302
(XJJ-3 )
Donde, Q = Flujo del inyector, en lis C =Capacidad del dorador, en kg/día Las presiones dependen del tipo de eyector y del valor de la contrapresión, esto es, de la presión que se está ejerciendo en el punto donde se inyecta el cloro. Las casas fabricantes suelen traer tablas y gráficos que indican cuál es la presión con que tiene que trabajar el inyector o eyector según sea el valor de la contrapresión. Este valor rara vez es menor de 20 lb/pulgada (14 m de agua), ni mayor de 160 lb/pulgada (112m de agua). Con el objeto de poder regular debidamente la presión en el inyector y compensar la pérdida de eficiencia de la bomba con el tiempo, se suele intercalar entre la tubería de succión y la de impulsión, un paso directo con una válvula de aguja que permita recircular el agua entre succión e impulsión como lo muestra la figura XII-lO. Si se requiere más agua o se quiere aumentar la presión, bastará cerrar dicha válvula de aguja, con lo cual recirculará menos flujo y aumentará más el gasto. La bomba en estos casos se compra para un caudal doble del que se necesita, esto es, si Q es el caudal requerido, la bomba se adquiere con capacidad para bombear 2Q a la presión especificada por los fabricantes. Para el correcto funcionamiento del sistema de abastecimiento deben incluirse los siguientes elementos: l. Válvula de cierre de la succión. 2. Criba que retenga las impurezas que puedan bloquear el inyector y al mismo tiempo permita extraer lo que haya quedado retenido sin necesidad de desconectar las tuberías. 3. La válvula de aguja para graduar el flujo de recirculación. 4. Válvula de alivio de presión. 5. Inyector y válvula cheque. En muchos diseños esta válvula cheque está incorporada dentro del inyector. 6. Manómetro en la tubería de suministro de agua y en la de solución. 7. Válvula cheque de la impulsión para evitar que el agua de la tubería donde se inyecta el cloro pueda devolverse hacia el inyector. 8. Válvula de cierre de la tubería de impulsión. Esquemas que indican la ubicación de estos distintos elementos se incluyen en las figuras XII-10 y XII-11. En las figuras XII-12 y XII-13, se incluyen los
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esquemas de instalación completos, tanto de un sistema de cloración con evaporador como sin evaporador, con todas sus válvulas y accesorios. c. Difusión y mezcla rápida Debido a que es muy dificil disolver un gas a presión en un líquido, sin que se produzcan grandes escapes, el cloro se inyecta en solución acuosa. La función, por eso, del inyector, es crear un vacio para permitir la solución del gas en el agua, lo que tiene la ventaja adicional de facilitar la medida de éste en el rotámetro, al mantener en esas condiciones una densidad constante durante el paso por él. La solución de cloro puede aplicarse en tuberías o en canales, en donde el agua está en movimiento. No debe aplicarse en tanques de almacenamiento por la dificultad para inducir una mezcla rápida, cuya importancia se discutió anteriormente. Cuando se trata de tuberías, puede utilizarse un difusor como el que se esque matiza en la figura IX-9. El diseño de esos difusores se basa en los principios dados para los múltiples en el capítulo sobre diseño de filtros. La turbulencia puede creaEe utilizando un alto Número de Reynolds en la tubería o introduciendo en ella (Acevedo, 1981) artilugios que la induzcan, aguas arriba del difusor. Los fabricantes venden también difusores cerámicos que realizan una dispersión mas completa del flujo pero que son mas costosos. También, pueden emplearse mallas de tubos, como las que se describieron en el capítulo sobre diseño de floculadores. El mismo tipo de elementos pueden usarse en los canales, pero en ellos debe ponerse más cuidado en evitar que se produzcan "humos de cloro". En primer lugar debe buscarse una profundidad mínima de 1.50 a 2.0 m de agua. Si ho la hay se pueden diseñar sistemas como los que se incluyen en la figura XII-9.
DIFUSOR DE CLORO SIMPLE
DIFUSOR DE MALLA Dt: TUBOS
(poro dio metros gro n des)
(poro día metros pequeños)
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DIFUSOR EN CANAL
Fig. XII.9. Sistemas de difusores
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DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
e o ntra presiÓn
VÓlvulo de Cierre VÓlvulo Cheque
VÓlvulo Cheque Presión
CLORADOR BOMBA (PresiÓn 14 a 110 metros)
Fig.XII.lO
Fig. XII. U. Estación de el oración
/ TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Equipos de protección Debe además incluirse en el diseño todos los equipos de protección necesarios, para que se pueda detectar en cualquier momento los escapes de cloro y repararlos sin peligro para los operadores de la planta. Los implementos de protección más importantes son los siguientes: l. Sistemas de alarma. 2. Máscaras. 3. Equipos para taponamiento de fugas. 4. Botellas de amoníaco.
1. Sistemas de alarma Existen varios tipos de alarmas que pueden incluirse en los diseños de los cuartos de cloración. Las más importantes son: a) Las alarmas de pared; b) Las alarmas internas de los aparatos. a. Las alarmas de pared pueden ser de dos tipos: El primero consiste en un papel sensitivo impregnado en ortotolidina, cuya decoloración es analizada por una célula fotoeléctrica y los resultados transmitidos a un circuito de alarma; este último entra en funcionamiento cuando existe decoloración del papel. El otro tipo consiste en una celda que detecta los cambios de conductividad de un cierto volumen de agua por la que se hace circular una corriente de aire proveniente del ambiente por analizar. Si existe cloro presente en la muestra de aire, la alarma suena y permanece sonando hasta que se corrija la fuga de cloro. b. Como se dijo antes los doradores especifican además, alarmas internas dentro del aparato acopladas a la válvula alivio, que suenan cada vez que disminuye el vacío por debajo de un límite fijado o se incrementa por encima del nivel de operación. Lo primero puede ocurrir por una falla en el suministro de agua, por el taponamiento del inyector por el incremento de presión aguas abajo del inyector, o por cualquier fuga en el sistema de vacío. Lo segundo puede pasar cuando ~xiste una falla en el abastecimiento de cloro al dorador.
2.Máscaras A fm de que las fugas puedan ser reparadas sin peligro para los operadores, debe incluirse dentro del equipo de cloración máscaras protectoras. Este es un requisito que se descuida, por desagracia, con demasiada frecuencia. ·Hay básicamente tres tipos de máscaras: a. La máscara tipo "canister", que debe reemplazarse periódicamente y no sirve para altas concentraciones de cloro en el ambiente. b. La máscara con tanque de aire que permite trabajar hasta 35 min. c. La máscara de oxígeno que fabrica este elemento y tiene una duración de 45 min.
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DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIACACION DEL AGUA
717
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SoluciÓn de Abastecimiento de
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718
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
3. Equipo para tapon3miento de fugas El Instituto de Cloro de los Estados Unidos fabrica diferentes tipos de herra mientas que vienen en sus cajas especiales y sirven para el taponamiento de fugas, tanto en cilindros de 150 lb como en los de tonelada. Deben especificarse por lo menos dos equipos. 4. Botellas de amoníaco La botella de amoníaco es la forma más antigua y probablemente más común de detectar las fugas de cloro. Al destaparla y acercarla a los posibles escapes, se producen humos blancos que evidencian la presencia de dichos escapes. Por eso una cuidadosa inspección de las tuberías y demás elementos del cuarto de cloración con la botella de amoníaco, puede ser de mucha utilidad. Debe tenerse presente que las fugas de cloro cuando empiezan pueden ser muy pequeñas pero a medida que continúan la formación de ácido clorhídrico en el punto de la fuga va corroyendo el metal y ensanchando la abertura cada vez más. De ahí que sea tan necesario detectarlas en sus comienzos, antes de que puedan producir daños más graves.
Toxicidad del doro El cloro es altamente tóxico para el organismo humano y no áebe por eso inhalarse por ningún motivo, en especial por períodos prolongados. La tabla XII-3 incluye los efectos fisiológicos de varias concentraciones de cloro en el aire. Tabla XH.3. Efectos fisiológicos de varias concentraciones de cloro en el aire
Dosis en el aire mg/1 Cantidad de cloro que produce signos ligeros de envenenamiento después de varias horas de exposición.
l. O
Cantidad mínima que se puede detectar por el olor.
3.5
Máxima ca~tidad que puede ser respirada por una hora sin consecuencias graves.
4.0
Dosis mínima que causa irritación de la garganta.
15.1
Dosis mínima que causa tos.
30.0
Dosis que puede producir intoxicación grave en 30 a 60 minutos. Dosis mortal en pocos segundos.
-
40-60 1000
Análisis de cloro residual Desde principios del siglo se han venido desarrollando diferentes métodos .analíticos para la determinación de la concentración de cloro en el agua. Los más antiguos son el yodométrico y el de la ortotolidina. En la actualidad contamos con más de diez métodos. Véase la tabla XII-4. La descripción detallada de estos y otros más, se encuentra en buen número de libros y manuales y en especial en los "Standard Methods for the examination ofWater and Waste Water", de forma que no vamos a entrar a discutirlos a espacio.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
719
Debe ponerse especial cuidado a los límites y las interferencias que cada método tiene y que si no son debidamente compensados (cuando esto es posible) producen errores apreciables. Por desgracia es frecuente que muchos operadores e ingenieros adopten en las determinaciones de campo un procedimiento rutinario que lo aplican en todos los casos sin el menor cuidado por las variables que pueden invalidar el ensayo que están ejecutando. Hay métodos, como por ejemplo el yodométrico que sólo debe usarse para concentraciones mayores de 1.0 mg/l. otros como el de la ortotolidina que puede quedar seriamente interferido por la presencia de hierro, nitratos y sobre todos manganeso. El estudio, por tanto, de la calidad del agua con la cual se va a utilizar un determinado método de análisis es impredecible, si se quieren obtener resultados confiables. En la actualidad el método mas usado es el DPD (Dietil-p-Fenilene Diamine) que sirve para determinar no solo cloro total sino diferenciar entre libre y combinado, y el amperométrico. La ortotolidina debe descartarse por ser una sustancia cancerígena, además de su imprecisión.
Analizador automático de cloro residual Dada la importancia de mantener un adecuado residual de cloro en el agua, el uso de analizadores automáticos de cloro residual puede ser conveniente en los siguientes casos: a. Cuando el gasto que se trata es variable de hora en hora. b. Cuando la demanda de cloro cambia frecuentemente durante el día. c. Cuando la contaminación de la fuente de agua es muy grande (>20000 coliformes). Tabla XII.4. Métodos más conocidos para la determinación del cloro residual
Método
Determina
DPD
Cloro total Cloro libre Cloro combinado Monocloramina Dicloramina Tricloruro de N.
l. Dietil-pPor titulación. fenilene Diamine Por colorimetría. (DPD). 2. Solución tampón de fosfato. 3.Toduro de potasio. 4. Solución de sulfato ferroamoníaco;
Reactivos
Oxidas de manganeso. (puede compensarse) pH entre 6.2 y 6.5
Cloro total
Ortotolidina (ácido).
Por colorimetría.
Color y turbiedad >0.3 mg/lt Fe >0.01 mg/lt Mn >0.1 mg/lt (Nítricos).
Cloro libre Cloro total
Ortotolidina (ácido).
Por colorimetría (cloro libre a 1't en 5°seg.)
Color y turbiedad >0.3 mg/lt Fe >0.01 mg/lt Mn >0.1 mg/lt (Ni tricos).
Cloro libre Cloro combinado Cloro total
Ortotolidina (ácido). Solución de arsenito de sodio.
Por colorimetría. Por fotometría.
Color (puede compensarse)
Procedimiento
OT (ácida)
OT (Fiahntest)
OTA
Interferencias
720
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
Tabla XII.4. (Cont.) Métodos más conocidos para la determinación del cloro residual
Método
Determina
Reactivos
Procedimiento
Interferencias
Cloro combinado Cloro libre Monocloramina Dicloramina Clor total Tricloruro de N.
Por fotometría. OT neutra Solución de yoduro de potasio. Estabilizador tampón. Solución de arsenito de sodio.
Color natural turbiedad Mn (pueden compensarse)
Clor libre Cloro combinado Cloro total A m pero métrico Monocloramina Dicloramina
Oxido de Por titulación amperométrica. fenilarsine. Arsenito de sodio. Yoduro de potasio. Soluciones tampones.
NCI3 Dióxido de cloro Halógenos libres Cobre Plata
Cloro total
Yoduro de potasio Por titulación. Almidón. Tiosulfato de sodio. Acido acético glacial.
Fe Mn N (nítricos)
Cloro libre
Indicador de syringaldalzine.
Por fotometría. Por colorimetría.
Cloro libre Cloro combinado Cloro total
Indicador de violeta de leucosristal. Soluciones tampones.
Por fotometría. Por colorimetría.
SNORT
Yodo métrico
Syringaldazine Violeta de leuco-cristal
Cloro libre Cloro combinado Anaranjado de Cloro total
metilo
Solución d~ anaranjado de metilo.
Mn+++ Cloruros (> 100 mg/lt)
Por colorimetría.
Cloruros {> 1000 mg/lt) Bromuros Mn +++(0.3 mg/lt) Fe+++{>IO mg/lt) Nitritos {> 1O mg/lt)
d. Cuando se quiere mantener registros pennanentes del cloro residual del agua. e. Cuando se desea obtener residuales de cloro libre ( cloración sobre el punto de quiebre). f. Cuando existe una combinación de los factores anteriores. Existen diferentes tipos de analizadores: el amperométrico, el voltamétrico, el polarográfico y el potenciométrico, unos miden solo cloro total, otros cloro libre y/o combinado. Inicialmente, se usó el colorimétrico (ortotolidina) que se abandonó. Siendo el analizador de cloro un equipo delicado, que requiere buena calibración y mantenimiento, solo debe instalarse donde esto es posible. El amperométrico hace la detenninación por medio de dos electrodos montados en una celda por donde fluye el agua que se quiere analizar. La celda produce una corriente eléctrica que es proporcional a la concentración de cloro. Esta corriente es medida y trasladada a un indicador. Con estos equipos se puede detenninar en fonna separada el cloro libre y el cloro combinado. El uso de los analizadores automáticos tiene dos ventajas principales:
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
721
a. Permite mantener un registro permanente de la concentración de cloro residual del agua, lo que facilita grandemente la supervisión y control del proceso de desinfección. b. Hace posible la operación automática de los doradores como se explicó antes.
Sistemas de operación de los doradores La operación de los el oradores puede hacerse manual o automáticamente. Véase la tabla XII-" 'Tabla XII.5. Sistema de control de los doradores
Método Manual
Automático
Sistemas de Contro! l. Operación simple con determinación ocasional de cloro residual. 11. Operación con analizador permanente y alarmas.
111. Ajuste de dosis proporcional a flujo tratado (circuito abierto IV. Ajuste de dosis proporcional a la demanda como flujo tratado (circuito compuesto). V. Ajuste de dosis proporcional tanto a la demanda como al flujo tratado (circuito compuesto).
l. La operación manual simple (tipo 1). Consiste en ajustar el aparato dorador para que inyecte una dosis fija y predeterminada de cloro, la cual se chequea cada cierto tiempo haciendo en laboratorio análisis de cloro residual. Manualmente se corrige la cantidad que se está aplicando, cuando se considera conveniente. Este tipo de operación requiere la determinación por parte del operador de dos parámetros: demanda de cloro y caudal de la planta. Su uso por eso se recomienda cuando estos dos parámetros no varían con frecuencia, de forma que los ajustes periódicos del clorador pueden hacerse manualmente con facilidad. También se recomienda en plantas de tratamiento pequeñas donde métodos más complejos de control están condenados al fracaso. Véase figuraXII-14. 2 La operación con la ayuda de un analizador de cloro residual. Permite el uso de alarmas y de cartas registradoras que indican en cualquier momento las fallas en la dosificación de cloro. Esto constituye una forma de vigilancia permanente, de mucha utilidad en las plantas de tratamiento. Este sistema implica también la determinación de dos parámetros por parte del operador: La demanda de cloro y caudal tratado y por tanto su uso es recomendable cuando estos no varían frecuentemente y cuando la operación de la planta es continua. Requiere por otra parte la existencia de personal entrenado en el manejo de analizadores automáticos y que tengan voluntad de utilizarlo y servirse de él. Véase la figura XII-15. 3. La operación automática con sistema de ajuste de la dosis de acuerdo con el caudal tratado. Constituye un método de control de circuito abierto en que las lecturas de presión diferencial registradas por el aparato medidor de flujo son convertidas por un "traductor" en impulsos eléctricos o neumá ticos que modifican la posición del mecanismo regulador del clorador y aumentan, disminuyen o cierran el flujo del gas en él.
722
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION DETERMINACION DE DOSIS
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Fig. XII.14. Operación manual del dorador (sistema de control 1)
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ANALIZADOR DE CLORO
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Fig. XII.15. Operación manual del el orador con analizador automático de cloro y alarmas (sistema de control Il)
Este método es muy conveniente cuando no hay rápidas variaciones de la demanda, pero sí interrupciones frecuentes en el abastecimiento de agua o fluctaciones constantes en el caudal tratado, como sucede a menudo en las estaciones de bombeo de pozos profundos. Aquí la única determinación que el operador debe ejecutar es la de la dosis de cloro. Véase la figura XII-16. 4. La operación con ajuste automático de la dosis de acuerdo con la determinación de cloro residual. Es un método de control de circuito cerrado, en el que 15 a 30 s después de inyectado el cloro es tomada una muestra continua de agua, analizada por el equipo de cloro residual, y modificada o no la rata de flujo del dorador. Su uso es recomendable en los casos en que el gasto dado por la planta no varía mayormente, pero la demanda de cloro sí. En tales circunstancias, el manteniemiento del residual de cloro puede ser muy difícil, en especial
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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DETERMINACION DE DEMANDA CLORADOR
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CONVERTIDOR DE DIFERENCIAL
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Fig. XII.l6. Cloración con circuito abierto (sistema de controllll)
cuando se quiere el orar sobre el punto de quiebre (con cloro libre). El único ajuste que el operador tiene que hacer manualmente es el debido a variaciones grandes en el caudal tratado o suspensiones del servicio, pero le permite fijar una dosis de cloro residual libre o combinado y mantenerla automáticamente. Véase la figura XII -17. CLOR ADOR
ANALIZADOR DE CLORO
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Fig. XII.17. Cloración con circuito cerrado (sistema de control IV)
5. La operación con ajuste automático proporcional tanto al caudal tratado como a la determinación de cloro residual. Es un sistema compuesto de control que combina los tipos III y IV. El orificio de regulación del dorador es operado tanto por los diferenciales de presión del sistema de aforo, como por el analizador de cloro de acuerdo con la demanda. El sistema compuesto puede ser eléctrico o neumático según el fabricante. Su uso se recomienda en plantas de tratamiento grandes en donde existen frecuentes fluctuaciones tanto en el caudal tratado como en el contenido. de amoníaco y materia orgánica del agua.
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
724
El funcionamiento del equipo es totalmente automático y la intervención del operador se limita a la vigilancia general del sistema. Como se ve en los métodos de operación descritos, existen diferentes grados de mecanización. Para decidir sobre cuál alternativa conviene más el ingeniero debe hacer un análiis detallado (a}de las condiciones en que van a quedar instalados los doradores; (b) del personal que los va a man~jar y (e) de la calidad del agua por tratar. La operación manual simple tiene un mínimo de mecanización, pero un máximo de intervención personal. El uso de analizadores permanentes de cloro residual mejora la supervisión del proceso pero introduce un equipo que hay que calibrar y mantener. El método del circuito abierto automatiza los arranques y paradas del dorador, pero deja al criterio del operador la fijación de la dosis. El método del circuito cerrado, en cambio, automatiza la dosis pero deja al operador la apertura o cierre del dorador. El método del circuito compuesto automatiza la operación total del dorador, pero implica la supervisión y mantenimiento de un equipo complejo y delicado.
CLORADOR
ANALIZADOR DE CLORO
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Fig. XII.18. Cloración con circuito compuesto (sistema de control V)
Consideraciones prácticas sobre el diseño de salas de cloración Para diseñar una sala de cloración deben estudiarse los siguientes puntos: l. La dosis óptima en relación con la demanda y la relación concentración-tiem po. 2. El consumo diario así como el método de cloración más conveniente y el equipo necesario. 3. El almacenamiento de cloro de acuerdo con el número de cilindros y su tonelaje. 4. Los espacios o áreas que debe tener la sala de el oración. 5. Los métodos para sortear las emergencias y los equipos usados en ellas.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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6. Puntos de inyección del cloro y su forma. 7. Métodos de operación de los equipos (manual, automático, semiautomático, etc.). 8. Plomería para el transporte de cloro. Vamos a hacer un breve análisis de cada uno de estos puntos: 1. Dosis óptima Lo primero que hay que entrar a estudiar es si el agua requiere pre y postcloración o solo postcloración. Esto depende de las características de la fuente. Aguas altamente contaminadas con NMP/1 00 ml de coliformes superiores a 5000 deben siempre preclorarse. La precloración, sin embargo, puede ser interferida por el color, cuando es alto porque se producen trihalometanos. Para evitarlos se puede usar cualquiera de las soluciones sugeridas en el capítulo anterior. También debe emplearse la precloración cuando hay excesiva producción de· algas en la planta. La postcloración debe usarse en todos los casos. Las dosis dependen de la demanda de cloro en la red. Redes extensas en las que el agua tiene un largo período de detención requieren por lo común dosis iniciales mayores que redes cortas. Para determinar la dosis óptima, en estos casos, se deben realizar pruebas de laboratorio agregando las cantidades crecientes de cloro al agua tratada y midiendo su concentración a través del tiempo. La dosis óptima sería la que produzca un residual de cloro libre de O, 1 mg/1 al final del período de contacto. Si lo anterior no fuera económicamente viable porque las concentraciones iniciales resultaron muy altas, es necesario proyectar recloraciones en puntos seleccionados de la red. Por otro lado, las dosis deben fijarse en base a la relación concentración-tiempo, escogiendo de antemano los organismos objetivo que se quieren eliminar como se explica en el capítulo XI. Por lo general éstos organismos son los coliformes, pues resulta muy costoso inactivar virus y protozoarios por medio de la desinfección química. En los casos eu que la presencia de los últimos se considera altamente probable, deberán optimizarse los efluentes de la filtración, reduciendo a menos de 0,5 UNT la 'turbiedad y aún de O, 1 UNT.
2. Cálculo de consumo diario Conocida la dosis óptima es fácil calcular el consumo diario de cloro. El procedimiento de cálculo se dio al comienzo del presente capítulo. Para consumos diarios pequeños, menores de 5 kg/día casi siempre es más fácil recurrir a los hipocloritos. Esta norma no es absoluta ya que en ciertos lugares o no se consiguen los hipocloritos o son muy costosos o de dificil consecución. Para medianos y altos consumos diarios lo más económico es el cloro gaseoso. Los aparatos de cloro gaseoso suelen venir calibrados en lb/día o lb/hora de ·capacidad desde 100 hasta 10.000. Debe escogerse el equipo del tal manera que el consumo promedio de la estación coincida con el valor medio de la escala del rotámetro. Por ejemplo, si el promedio de consumo es 5000 lb/día el aparato debe estar en capacidad de medir desde 2000 hasta 8000 lb/día. No es conveniente que el trabajo de los doradores se haga en los límites superior o inferior de las escalas porque la medida carece de precisión.
726
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
3. Almacenaje y transpone El aímacenaje de cloro depende del consumo diario. Los hipocloritos vienen empacados en canecas como líquido o polvo. Debe dejarse para ellos un espacio de almacenaje no inferior a dos meses de consumo. El cloro se lo puede comprar en tres formas: En cilindros de 100 a 150 lb (50 a 75 kg), en cilindros de 2000 lb (1000 kg) o en carrotanques de 10 a 50 toneladas. La selección entre una y otra forma de despacho depende del consumo de cloro. Plantas de 1O a 150 lis qu~ requieren menos de 40 kg/d de cloro pueden usar cilindros de 100 a 150 lb. En cambio plantas mayores de 150 lis con consumos superiores a 40 kg diari-óspueden usarse recipientes de una tonelada. En general no es conveniente diseñar salas de cloración que tengan que manejar más de 60 cilindros entre lienos y vacíos porque resulta incómodo de operar. Para mas de 1000 kg/d deben incluirse evaporadores. Para instalaciones muy grandes vale la pena considerar el transporte por carrotanques, evitando en lo posible los trasbases desde éstos, hasta cilindros de una tonelada. El carrotanque se conecta directamente a los evaporadores con gran ahorro tanto en espacio como en tiempo. Su uso debe estudiarse para consumos de mas de 2 toneladas diarias. Lo que se economiza en estructura y facilidades de manejo de cilindros se lo utiliza en la compra de los carrotanques. El número de cilindros se puede calcular con la ecuación XII-2 ya incluida. El tiempo de reserva de cloro es función de la facilidad con que se consiga éste producto en el país. Con buenas carreteras y expedito suministro, 15 a 30 días de reserva pueden ser suficientes. En caso contrario, deben estimarse tiempos de 30 a 90 días.
4. Area de cloración y ubicación El a. b. c. d.
área de la sala de cloración depende: Del número de cilindros. Del número de aparatos doradores requeridos. De si se necesita la instalación de evaporadores. Del sistema de manejo que se adopte tanto para los cilindros como para los el oradores. 1
En general conviene más proyectar la sala de cloración en una estructura separada del resto de la planta debido a los peligros involucrados en la utilización del cloro. Puede dejarse abierta por los cuatro lados para conseguir una buena ventilación, punto fundamental que rara vez se obtiene ubicándola dentro del edificio de administración. Es esencial evitar las fugas de cloro líquido, porque producen grandes cantidades de gas durante largo tiempo, lo que implica un grave riesgo para los operadores. Deben por eso diseñarse espacios amplios bien ventila dos y con fácil maniobrávilidad para los equipos. El área total de una sala de cloración se compone de las siguientes partes: a. Area de cargue y descargue. Debe permitir la entrada de vehículos pesados dejándoles espacio para que puedan evolucionar sin obstrucciones cuando lleguen a dejar su carga. Hay que tener en cuenta que un camión puede tener
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727
entre 2 y 3 metros de ancho por 5 y 1Ometros de largo o más, según el número de cilindros que transporte. Para facilitar el manejo de estos, la plataforma del vehículo debe quedar al mismo nivel del piso de la sala de cloración. Esto implica que el nivel de esta debe estar a unos 0,90 m por encima del terreno. b. Area de almacenaje. El área de almacenaje de cilindros debe calcularse para que la totalidad de ellos pueda quedar bajo techo protegidos de los rayos del sol que los pueden calentar e inducir explosiones de los tapones fusibles por exceso de temperatura. Los cilindros de 50 a 75 kg se colocan de pie y el área requerida es menor pues su diámetro es de sólo unos 0,25 a 0,30 m por lo que pueden colocarse unos al lado de otros, amarrados para que no se caigan. Los cilindros de tonelada tienen 2 a 2,10 m de largo por 0,85 a 0,75 m de diámetro y deben colocarse horizontalmente sobre muñoneras o vigas de madera que en lo posible permitan su rotación. Los cilindros llenos no deben quedar colocados unos sobre otros, sino en una o dos hileras con un corredor intermedio de 1.5 a 1.'8 m de longitud. A los lados de los cilindros el techo debe volar unos 2 a 3 m. Esto hace que el ancho del edificio para una fila de cilindros sea como mínimo de 6 m y el de dos filas de 1O m. La longitud depende del número de cilindros. La distancia entre sus ejes debe hacerse de 0,95 a 1 m. Cuando se usa patio descubierto de maniobra para carrotanques se debe dejar espacio para colocar tres unidades: dos para servicio y uno para transporte. En este caso se suprime por completo el área de almacenamiento de cilindros y solo se proyecta la sala de evaporadores y doradores. En algunas plantas, sin embargo, como medida de precaución, se deja un área de reserva para utilizar cilindros en caso de emergencia. c. Area de pesado. Frente a la zona de almacenamiento de cilindros se colocan 1 o 2 básculas para la pesada de los recipientes. Las básculas vienen para 1 o 2 cilindros y son estos los que se conectan directamente a los doradores. Cuando son más de cuatro que hay que mantener conectados para alimentar los el oradores es preferible, como se dijo anteriormente, colocar evaporadores y extraer de ellos cloro líquido y no gaseoso. Las básculas deben quedar libres con amplio acceso por tres de sus lados.
d. Area de evaporadores. En esta área, al igual que la de almacenaje, se maneja cloro líquido que es mucho mas peligroso que el gaseoso. Por eso, en lo posible se debe mantener aislada del resto y el piso drenado por medio de canaletas que confluyan a un tanque de soda caustica. Lo importante es sacar lo mas rápidamente posible la fuga líquida. En la misma sala de evaporadores deben ubicarse en lo posible las tuberías y válvulas con cloro a presión, las cuales también pueden dar origen a escapes. e. Area del cuarto de doradores. El cuarto de doradores debe quedar cerrado con puerta independiente y con una ventana para mirar las básculas o la sala de evaporadores, si la hay. Sin embargo, hay que dejarle ventilación forzada con extractor a nivel del piso (porque el cloro es más pesado que el aire). Puede admitirse también ambi~ntación natural siempre y cuando sea-en d~ paredes opuestas. En salas de cloración pequefías no suele usarse un cuarto de dosificación separado. Pueden integrarse el almacenaje y los doradores.
728
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
En estaciones menores se usa un solo clorador que se conecta al respectivo cilindro. En plantas medianas y mayores se deben usar por lo menos dos equipos unos en funcionamiento y otros en reserva que deberán alternarse con aquel cada semana. Cuando hay pre y postcloración es necesario proveer tres doradores: Uno para la precloración, otro para la postcloración y otro de reserva. En plantas grandes hay que dejar espacio para el analizador de cloro residual si se lo consigue de pedestal en lugar del de colgar en la pared. f.
Manejo de los cilindros. Los cilindros de 50 a 75 kg se manejan manualmente. En cambio los de 1 tonelada requieren de ganchos especiales y poleas como las descritas en la figura XII- 1. El puente grúa consiste en una viga desplazable soportada en sus extremos en dos rieles de acero en doble T. De la viga pende un carro o troley de engranaje y una grúa con capacidad para dos toneladas que se puede operar manualmente por medio de una cadena. · Esta grúa puede moverse tanto transversal como longitudinalmente, ya sea cieslizándola a lo largo de la viga o empujando ésta hacia adelante o hacia atrás hasta colocarla sobre el cilindro que se quiere levantar.
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CILINDROS 1
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CILINDROS
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Fig. XII.19. Disposición de una sala de cloración
El monorriel es un sistema parecido al anterior que no tienen viga desplazable sino un riel en doble T continuo que va desde la entrada hasta las básculas y allí da un giro para devolverse de nuevo por el otro lado hasta la entrada (cuando hay doble fila de cilindros). El carro y la grúa se desplazan colgados del monorriel cuyo eje coincide con el de los cilindros. El segundo sistema es menos costoso que el primero y es suficiente para la mayoría de los casos. El equipo de izamiento determina la altura de la sala de el oración que debe tener por lo menos 3.5 m libres mas la sobre elevación para colocar los rieles que pueden ser de 0,90 a 1,5 m. 5. Emergencias Una estación de el oración debe diseñarse teniendo en cuenta que eventualmente va a haber una emergencia por escape moderado o masivo de cloro y que por tanto hay que dejar en el proyecto las facilidades necesarias para enfrentarla.
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CILINDROS
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CILINDRO
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Ft-----2·10 Fig. XII.20. Ancho de una sala de cloración
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Lo primero es especificar los KITS para reparación de fugas una o dos máscaras o completa) tipo canister o respirador de aire comprimido (que puede ser peligroso). Además, conviene tener a disposición un traje de poliuretano para poderse protejer de quemaduras en la piel en caso de una fuga masiva y un frasco de amoníaco (preferiblemente spray) para verificar los puntos de escape. Resulta útil colocar una veleta sobre la estación para conocer la dirección del viento. Todos estos equipos (menos la veleta) deben estar ubicados en un cuarto especial hermético con puerta independiente y libre acceso, donde el operador pueda entrar con facilidad para colocarse los elementos de protección antes de ir a enfrentar la emergencia, sin tener que pasar primero ni por la sala de cilindros ni por la de doradores. Pueden también situarse en un sitio descubierto al aire libre. En el pasado se usaron mucho las duchas alcalinas con solución de 1O a 20 % de soda caustica, pero su eficiencia no ha sido satisfactoria. Hay que tener en cuenta que un cilindro de una tonelada al que le explotan los fusibles tarda en vaciarse unas cuatro horas y el de 150 kg, una hora. El cloro líquido, apenas cae se evapora parcialmente a razón de 70 a 90 kg/h/m2 y baja la temperatura del cuarto, si está confmado. · Cíclicamente, se congela y gasifica. Inicialmente puede vaporizarse un 20%, lo que implica un gran volumen de gas. Lo ideal es tener ambientes abiertos. Pero cuando esto no es posible por razones de seguridad o· clima, debe colocarse ventilación forzada con extractores tanto en la parte alta como en la parte baja de los muros. Los de arriba deben inyectar el aire hacia adentro y los de abajo hacia afuera a fin de mantener lo mas baja posible la nube de gas, como lo indica la figura XII-21. Las canaletas de recolección del cloro líquido del piso deben ser angostas de 0.15 x 0.30 m y con buena pendiente hacia el tanque de soda caustica, con concentración del 5 al 10%. El volumen del NaOH debe ser 1.13 veces el volumen de cloro líquido que pueda derramarse, o sea que los tanques resultan de 5 a 1Ometros cúbicos de capacidad para fugas esperadas de media tonelada. (m~dia
6. Puntos de aplicación del cloro Si hay pre y postcloración los puntos más obvios para la aplicación del cloro son: a) El primero en el canal tubo de llegada del agua cruda y b) El segundo en el efluente general de los filtros, antes del tanque de almacenamiento y antes de la alcalinización, con el objeto de evitar clorar a pH altos a los que se forma preferen-
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DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
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Fig. XH.21. Sistema de ventilación forzada de una sala de cloración
temente el ión hipoclorito que es mucho menos eficiente que el ácido hipocloroso como se explicó en el capítulo XI. Debe evitarse multiplicar los puntos de inyección porque se dificulta controlar la dosificación, al extremo de que con freéuencia, las concentraciones de cloro resultan distintas en los diversos lugares en donde se hace la cloración en la misma planta. En ocasiones no es conveniente clorar a la entrada del agua cruda en especial cuando esta tiene alto color. En estos casos puede trasladarse la precloración al final de la sedimentación cuando buena parte del color ha sido removido o cambiar la cloración por la cloraminación como se explicó en el capítulo XI. Esta última solución se utiliza cuando se presenta gran producción de algas en floculadores y decantado res. La inyección de cloro debe cumplir dos requisitos: a) debe aplicarse donde haya buena turbulencia por las razones expuestas, para que se produzca una eficiente mezcla rápida, asunto de suma importancia en la optimización de la concentración de cloro libre y b) la solución de cloro no debe sobrepasar los 3500 mg/1 para evitar que haya demasiado cloro gaseoso en ella que pueda escaparse en el punto de aplicación y corroer las estructuras aledañas. Es también indispensable escoger un buen sistema de aplicación. Se usan para ello difusores hechos con tubos perforados o con mallas de tubos. Para canales abiertos se usan los sistemas a y b (ver figura XII-22) con una sumergencia mínima de 1.50 m. y preferiblemente más para evitar el escape de gases de cloro. La ventaja del sistema b es que puede al mismo tiempo dispersar el cloro y hacer 1a mezcla rápida, si se lo calcula en la misma forma como los difusores de mallas descritos en el capítulo tercero. En tuberías es mejor insertar varios tubos con la solución de cloro como se esquematiza en e o mejor aún introduCir una malla de tubos como se ve en el. El cálculo de los difusores debe hacerse siguiendo el procedimiento descrito para múltiples.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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Fig. XII.22. Sistema de inyección de cloro en tubos y canales abiertos
7. Método de operación La selección del método de operación es otra de las decisiones que hay que tomar, según sean las circunstancias específicas de cada lugar, previa discusión con las autoridades que se van a encargar del manejo de la planta. Las diferentes alternativas se discutieron antes y no creemos necesario volver sobre éste tema.
8. Plomería El cloro líquido o gaseoso bajo presión se transporta en tuberías metálicas de 314" (20 mm) de diámetro a 1-1/2" (38 mm) (acero o hierTo fundido) pues mientras esté seco no es corrosivo para ellas. La velocidad máxima del gas debe ser de unos 7.5 mis y la del cloro líquido 0.30 mis. El cloro líquido es un solvente del PVC de manera que nunca se le debe usar para transportarlo. Tampoco se puede usar este material con cloro gaseoso que está por encima de la presión atmosférica porque se vuelve poroso. En consecuencia, las tuberías que van de los cilindros a los doradores o evaporadores deben ser metálicas, preferiblemente de acero sin costuras, clase 80. Igualmente las líneas entre los evaporadores y la válvula de control del vacío. En cambio las que salen de dicha válvula hasta el inyector, así como las del inyector hasta e] punto de aplicación con solución de cloro deben ser de PVC o plástico debido a que el pH de la solución es muy ácido (pH de 2 a 3) y por tanto destruye cualquier metal. El cloro gaseoso que trabaja con.presión negativa (menor que la atmosfériq¡.} a diferencia del cloro gaseoso bajo presión positiva, no destruye el PVC. Por eso cuando hay inyector remoto la tubería hasta dicho inyector es de PVC. En este caso
732
DISEÑO DE ESTACIONES DE CLORACION
la tolerancia de pérdida de carga es muy baja, de- 1.5" a 2.0" de mercurio, según White (1985). No se deben usar largas líneas de solución de cloro (más de 50 m) porque pueden produqir escapes de gas en el trayecto, en especial cuando el flujo contiene una concentración alta de cloro molecular no disuelto. Estas se calculan con velocidades de 0.90 m/s y con diámetros entre 2" y 6" (50 a 150 mm).
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
733
Diagramas de flujo Para que el suministrador de los equipos de cloración sepa en forma exacta lo que se le solicita, el proyectista debe realizar diagramas de flujo como los que se incluyen en la figura XII-23, que les sirvan de base a sus cotizaciones. La figura se ha elaborado para una planta grande que requiere dos evaporadores, cinco el oradores y tres puntos separados de aplicación, siguiendo los lineamientos dados en el oresente capítulo.
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734
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
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1
En las páginas que siguen se presenta, a manera de ejemplo, el diseño de una planta de tratamiento de agua potable con su descripción general y sus principales cálculos hidráulicos. Debe tenerse en cuenta que todo proyecto de ingeniería se hace para un caso específico, con el objeto de cumplir con ciertas características impuestas por las condiciones locales y, por tanto, un diseño no se puede extrapolar a otros casos similiares, sino haciéndole los ajustes correspondientes.
CONCEPCIONDEL PROYECTO La planta de Santana es del tipo convencional de funcionamiento hidráulico escasamente mecanizada, y consta de los siguientes procesos: coagulación y medida del flujo, en canaleta Parshall, floculación hidráulica con floculadores tipo Cox, sedimentación de alta rata con placas, filtración en arena y antracita de velocidad variable declinante escalonada y lavado mutuo, desinfección con cloro en tanque de contacto y alcalinización con cal al final del mismo. Puede trabajar con dos modalidades distintas: a) con filtración directa llevando el agua coagulada en la canaleta Parshall a los filtros sin pasar por floculadores y sedimentadores, cuando llega la llamada "agua blanca" que tiene menos de 5.0 UNT de turbiedad y aparece 78% del tiempo, b) con tratamiento completo cuando aparece turbiedad alta (>5.0 UNT) o "baja amarilla" (5.0 a 20 UNT), que es de difícil coagulación, y se presentan 22% del tiempo. La planta fue ~royectada para cuatro etapas de 0.6 m3/s cada una y una capacidad final de 2.4 m /s. Cámara de llegada. Un tubo de 42", que entra ahogado para evitar turbulencias, introduce el flujo de dos etapas (1,200 1/s) a una cámara de llegada de 2.6 m de ancho por 5.48 m de largo y transporta el agua a la canaleta Parshall.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
735
Medición de caudal y mezcla rápida. Para ambos fines se ha proyectado, en cada etapa de desanollo, un sistema hidráulico constituido por una canaleta Parshall, de descarga libre, con ancho de garganta W = 3' (0.915 m), en la cual se aplican los coagulantes en el punto de máxima turbulencia. Cámara de repartición. Aguas abajo de la canaleta Parshall se ha dejado una cámara de repartición de flujos que permite desviar directamente el agua coagulada al canal de distribución de filtros, para hacer filtración directa, abriendo una compuerta lateral de 42" x 42", o si ésta permanece cenada, hacerla desbordar hacia los dos floculadores de cada etapa por encima de sendos vertederos que garantizan la equinepartición del caudal en ambas unidades. Cada vertedero está provisto de un dueto individual para transportar el agua hasta el respectivo floculador y puede aumentarse la altura de su cresta para aislar la respectiva unidad. Floculación. Debido a la baja turbiedad habitual de la fuente, no se consideró necesario la adopción de floculadores mecánicos, pues su alto costo es opuesto al pequeño factor de utilización del sistema. Por otra parte, debido a restricciones topográficas, se vio la conveniencia de usar cámaras de alta profundidad y de pequeña área que pudieran ajustarse a la disponibilidad del lote seleccionado, y quedaran cimentadas en teneno firme. Por las razones anteriormente anotadas se ha adoptado un sistema de floculación hidráulica de flujo helicoidal, tipo Cox, en el cual la energía hidráulica es usada para promover movimientos hacia aniba y hacia abajo, estableciéndose un flujo helicoidal en virtud del desplazamiento de las aberturas de entrada y salida del eje central. Este movimiento helicoidal es inducido además mediante pantallas horizontales de madera, de 1.20 m de ancho, colocadas inmediatamente sobre las aberturas inferiores o debajo de las aberturas superiores, en forma tal que eviten cualquier posibilidad de paso directo. La variación del gradiente de velocidad se logra mediante la regulación de compuertas livianas de comunicación entre las cámaras. Este sistema presenta la ventaja de eliminar el uso de equipo mecánico de alto costo y, además, comparado con el sistema tradicional de floculación hidráulica, produce menores pérdidas de carga y permite la variación del gradiente de velocidad. El sistema proyectado consiste, para cada módulo de tratamiento, en dos unidades de floculación compuesta cada una de ocho cámaras en serie, de sección cuadrada, de 3.63 m de lado y 4.75 m de profundidad total (profundidad útil: 4.30 m), con lo cual se garantiza un periodo de detención de 25 minutos para el caudal nominal de 300 1/s de cada cámara. Interconexión. La comunicación entre cámaras se hace mediante aberturas ahogadas de 1.00 m x 1.00 m provistas de compuertas livianas autocontenidas con vástago de extensión y dispositivo para graduación de la compuerta a distintas alturas, a fin de posibilitar la variación del gradiente de velocidad. Desagüe. El desagüe de los compartimentos de floculación se proyecta por pares, mediante válvulas de fondo de 06" (0.15 m) localizadas próximas a la abertura inferior de comunicación entre cámaras. Salida. El último compartimento de floculación descarga, mediante abertura superior de 1.00 m x 1.00 m, en un canal de 0.98 m de ancho que comunica directamente con el dueto de distribución de agua floculada a decantadores. Este canal se ha provisto de válvula de fondo de 06" (0.15 m) para descargar, directamente al canal de desagüe, los lodos que puedan sedimentarse allí.
736
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
Sedimentación. Se ha adoptado el sistema de sedimentación acelerada o de "alta rata", de flujo laminar, mediante el uso de placas planas de asbesto-cemento con dos decantadores, cada uno constituido por dos compartimentos de 7.66 m x 12.30 m y 4.60 m de profundidad total, separados por una estructura central de canales de 0.98 m de ancho útil que en tres niveles aloja las siguientes dependencias: e Nivel superior: canal de recolección de agua sedimentada, con profundidad total variable entre 1.25 m y 2.25 m. e Nivel central: dueto de distribución de agua floculada a sedimentadores, de 1.65 m de altura inicial y 0.65 m de altura final. e Nivel inferior: dueto de desagüe general de filtros, sedimentadores y floculadores con altura inicial de 2.50 m y pendiente uniforme de 1%. El sedimentador propiamente dicho está constituido por la zona de placas, de 11.50 m de longitud, conformada por placas de asbesto-cemento de 2.40 m x 1.20 m y 6 mm de espesor, inclinadas a 60° con relación a la horizontal y con espaciamientos libres de 5 cm en sentido normal a las placas. Los espaciamientos son mantenidos mediante tres separadores de asbesto-cemento atornillados a cada placa. La profundidad total del tanque se distribuye como sigue, de arriba hacia abajo: e Borde libre: 0.30 m • Altura de agua sobre placas 0.90 m • Espacio vertical osupado por las placas 1.04 m • Espacio libre por debajo de placas hasta corona de tolvas de recolección de lodos 1.85 m e Altura adicional para depósito de lodos 0.51 m TOTAL 4.60m
Admisión. La distribución del agua floculada a los compartimentos de sedimentación se efectúa mediante el dueto central antes descrito, el cual se ha provisto a cada lado de 20 orificios de 00.25 m (10"), a distancias de 0.56 m entre centros. Con el fin de reducir la sedimentación de floc en el fondo del dueto, encaminando los sedimentos hacia los tanques de sedimentación, se ha proyectado la colocación, a modo de relleno, de elementos prefabricados de concreto de sección en triángulo equilátero de 0.46 m de lado. Lodos. Dada la escasez habitual de sedimentos en la fuente, para la recolección de lodos se ha proyectado un sistema simplificado de tolvas longitudinales con 45° (en lugar de 60° que es lo usual) de pendiente transversal que los concentran sobre dos manifolds longitudinales. Cada manifold tiene 12.30 m de longitud y sección de 0.30 m x 0.30 m, con cubierta en losas prefabricadas de concreto de 0.40 m x 1.00 m y 5 cm de espesor, provistas de orificio central de 5 cm de diámetro, con un total de 12 orificios de recolección de lodos por manifold. Al final de cada manifold se ha previsto la instalación de una válvula de mariposa de 00.25 m (1 0"), la cual podrá operarse automática o manualmente (dependiendo de la turbiedad del agua cruda) por pocos minutos, sin necesidad de vaciar la unidad de sedimentación. Efluente. Para la recolección del agua sedimentada se ha proyectado un sistema constituido en cada compartimento por ocho hileras de tubos de asbesto-cemento de 00.25 m ( 10"), a distancias de 1.43 m entre centros, provistos cada uno, en la parte superior, de cincuenta orificios de 01", a distancias de 0.15 m entre centros.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
737
Los orificios descargan libremente en los tubos colectores de 01 O", los cuales escurren, también libremente, al canal central de recolección de agua decantada que comunica con el canal de distribución a filtros. Filtración. Es un sistema de filtración rápida en medios filtrantes dobles de arena y antracita, para funcionamiento en la modalidad de tasa variable declinante escalonada del tipo de lavado mutuo o "autolavado", mediante el caudal producido por cada módulo de tratamiento. La batería de filtros consta de cinco filtros dobles, con compartimentos de 2.60 m de ancho, 8.40 m de longitud y 4.70 m de profundidad total, divididos longitudinalmente por un canal central de lavado de 0.90 m de ancho, con dueto inferior de distribución de agua de lavado (múltiple). Se dispone en esta forma de una área neta de filtración de 43.68 m 2 por unidad y de 218.40 m 2 por módulo de tratamiento. La profundidad total de la caja del filtro (4.70 m) se distribuye como sigue, a partir del fondo estructural: • Sistema de drenaje en bloques "Leopold" de arcilla vitrificada, incluido mortero de pega 0.27 m • Lecho de grava 0.20 m • Lecho de arena 0.25 m • Lecho de antracita 0.50 m • Altura del vertedero de lavado sobre la superficie del lecho de antracita 0.49 m • Altura del vertedero de control del lavado 1.38 m sobre el vertedero de lavado • Lámina de agua sobre el vertedero de control para Q = 0.600 m 3/s 0.19 m • Nivel de agua máximo en el canal de distribución a filtro~;, con relación al nivel de agua en el .::anal de interconexión 1.10 m 0.32 m • Borde libre núnimo TOTAL 4.70m
Drenaje. El sistema de drenaje es para agua sola, constituido por bloques prefabricados de material cerámico vitrificado, tipo Leopold, con laterales de alimentación en la parte inferior, provistos de orificios de 05/8" (2 por pie 2), que comunican con laterales de compensación situados en la parte superior, los cuales vienen provistos de orificios de dispersión de 05/32" (± 45 orificios por pie2 de área de filtro) que suministran presión uniforme esencial para una perfecta distribución del caudal en el lecho filtrante. El lecho de sostén. Está constituido por grava, con un espesor total de 20 cm, gradada de acuerdo con las recomendaciones de los fabricantes de fondos Leopold, en las siguientes capas, de arriba a abajo: 5 cm de 1/8" a Malla No 10; 5 cm de 114" a 118", 5 cm de 112" a 114" y 5 cm de 3/4" a 1/2". Lecho filtrante. Constituido por una capa inferior de arena de 0.25 m de espesor, con tamaño efectivo de 0.45 a 0.5 mm y coeficiente de uniformidad de 1.6 a l. 7 y lecho de antracita de 0.50 m de espesor, con tamaño efectivo de 0.9 a 1.0 mm y coeficiente de uniformidad entre 1.35 y 1.40. Admisión. La admisión a cada filtro se efectúa mediante válvula de mariposa de 00.35 m (14"), provista de vástago de extensión, columna de maniobra y rueda de manejo (manual y automática), que conecta el canal de distribución a filtros con el canal de lavado de cada unidad. Adicional a la válvula de mariposa se ha previsto la instalación de un codo de 14" x 90°, con el objeto de que la energía disponible se
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EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
disipe contra el fondo del canal de lavado, a fin de que no se presenten disturbios del lecho filtrante. Desagüe. Durante la operación de lavado, el desagüe se efectúa mediante válvula de mariposa de 00.60 m (24"), con vástago de extensión, columna de maniobra y rueda de manejo (manual y automática), la cual conecta el canal de lavado con el canal general de desagüe de sedimentadores y filtros. Adicionalmente, se dispone en cada unidad de una válvula de compuerta de 00.1 Om (4 ") CRM que conecta el múltiple de distribución de agua de lavado con el canal general de desagüe, a fin de permitir el vaciado total de la unidad cuando se requiera efectuar reparaciones en el filtro. El canal de desagüe frente a la batería de filtros se ha proyectado de 1.05 m de ancho y 0.5% de pendiente. Este canal desagua en los dos duetos centrales de 0.98 m de ancho y 1% de pendiente, a lo largo de las unidades de sedimentación y de floculación. Filtración. El agua filtrada de cada unidad se recolecta en el dueto central de distribución de agua de lavado y luego asciende por una cámara de 0.90 m x 1.30 m y pasa por la válvula de mariposa de 036" al canal de interconexión de filtros común a todas las unidades del módulo, situado al frente de la batería de filtros. En el canal de interconexión se ha ubicado el vertedero de control del lavado, de doble contracción y descarga libre, en dos secciones de 2.00 m de longitud cada una, con descarga en el tanque de contacto de cloro (la solución de cloro se aplicará inmediatemente después de la descarga del vertedero de control del primer módulo de tratamiento). Desinfección. Se ha previsto la aplicación de cloro en solución al agua filtrada, para lo cual se especifican tres doradores, del tipo de vacío, con capacidad de dosificación 2,000 lb/24 horas (906 kg/día) de cloro gaseoso. Uno de estos doradores se usaría para precloración, el otro para postcloración, y el restante, de reserva. A fin de dar al cloro un periodo razonable de detención antes de corregir pH, se ha proyectado, anexo al canal de interconexión de filtros, una cámara de 6.40 m de ancho y de la misma longitud (33.70 m) y profundidad total del canal de interconexión, dividida internamente mediante muros de 0.20 m de espesor en tres compartimentos de 2.00 m de ancho libre. El primer compartimento sirve de canal de recolección del agua filtrada y recibe las descargas de los vertederos de control de todos los módulos de tratamiento; los dos compartimentos restantes constituyen el tanque de contacto de cloro propiamente dicho. Inmediatamente después de la descarga del vertedero de control del lavado del primer módulo de tratamiento se aplica el cloro en solución por medio de un difusor localizado en el fondo del canal de recolección. Con el fin de garantizar que el cloro entre en contacto y en forma homogénea con toda la masa líquida, se ha previsto, inmediatamente después del punto de aplicación del cloro, una cortina de concreto con espacio inferior de 1.80 m a partir del piso del canal. Dado el peligro que representa para la población aledaña a la planta, el que pueda ocurrir una fuga catastrófica (explosión de un cilindro semivacío o de un tapón fusible con cilindro lleno), se ha proyectado un edificio de cloración cerrado con sistema de evacuación de cloro de emergencia. Alcalinización. Inmediatamente después del tanque de contacto de cloro, se ha previsto la aplicación de cal hidratada para corrección de pH. Con el fin de sedimentar las impurezas de la cal antes de dar el agua al servicio, se ha proyectado un tanque de reacción de cal, de 2.50 m de ancho, en dos sectores en L, de 4.50 m y 6.00 m de longitud, respectivamente, con pendiente hacia un sector común de 2.50 m x 2.50 m de recolección de impurezas, donde se sitúa la entrada a la tubería de desagüe.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
739
La entrada al tanque de reacción de cal se hace a través de cuatro vertederos ahogados de 0.40 m de ancho. A fin de crear turbulencia favorable a la mezcla de la cal con el agua, sólo se pondrá en funcionamiento el número de vertederos correspondientes al número de módulos de tratamiento construidos; en esta forma, en primera etapa sólo funcionará un vertedero, para lo cual los restantes deben ser taponados con compuertas de madera (stop logs); a medida que se construyan nuevos módulos, se darán al servicio los vertederos correspondientes. La salida del tanque de reacción de cal se hace por medio de vertedero ahogado a todo lo ancho del tanque. Para desagüe del tanque de reacción de cal, se ha previsto una válvula de compuerta de 08", la cual deberá abrirse rutinariamente para descargar los sedimentos de cal. Adicionalmente, se ha previsto una compuerta lateral de 54"x 54" (1.37 m x 1.37 m) que comunica el tanque de contacto de cloro con el canal de salida de la planta, la cual deberá permanecer cerrada en operación normal de la planta y únicamente deberá abrirse cuando se requiera desaguar completamente el tanque de reacción de cal, a fin de no suspender el servicio de la planta. Salida de la planta. Después del tanque de reacción de cal, el agua pasa a un tanque adaptado convenientemente para servir como pozo de succión del sistema de bombeo y como aquietador para medición del caudal de salida de la planta. Para este último propósito (con excepción del caudal bombeado), se ha previsto la construcción de cuatro vertederos rectangulares, de descarga libre, de 1.50 m de longitud cada uno, los cuales descargan en un canal común de donde parten las tuberías de abastecimiento a las redes de distribución.
CALCULOSHIDRAULICOS Admisión y Mezcla Rápida Canaleta Parshall Alturas de Lámina Líquida (Sección Convergente)
Para canaleta de w = 3 ', se tiene: 566 Q = 2.182 hl. Donde: Q =caudal en m 3/s h 0 = altura de agua en la sección de medida, m (}
h ()
Q
=(- -
Para
Jl/1.566
2.182
Q = 0.600 m3/s, h = 0.438 m Q = 1.200 m3/s, h0 = 0.683 m (}
Pérdida de Carga
Para Q = 0.600 m3/s (21.18 pies 3/s) y 70% de sumergencia, se tiene: hl= 0.55'= · 0.17m
7 40
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
Manteniendo aguas abajo el mismo nivel de agua para Q = 1.2 m 3/s, se tiene: ~r= (0.683 -0.438) +0.17 =0.415 m . 0.683-0.415 Sumergenc1a: X 100 = 39.2% 0.683 Cámara de Distribución de Agua Mezclada Vertederos de Salida
Q= 1.84 (L-0.2H)H312 • Gasto por vertedero: Q = 0.300 m 3/s • Longitud vertedero: L = 1.00 m H=0.312m
Floculación Cámaras de Floculación
Q = 0.300 m 3/s = 18.0 m3/min. Periodo de detención: ± 25 minutos V= 18.0x25=450.00m3 Se proyectan dos sectores de cuatro cámaras cada uno. • Ancho disponible por sector = Ancho compartimento de sedimentación =7.56m
•
7.56-0.30 . = 3.63 2 Area total de cámaras: 8 x 363 2 = 105.42 m 2
•
Profundidad útil:
•
Lado de cada cámara:
450.00 105.42
= 4.27 m
Se adopta la misma profundidad útil de sedimentadores: h = 4.30 m
Variación del Gradiente de Velocidad Se efectuará en las aberturas de paso entre cámaras:
G=~!R:u != 0.017 u= 1.01 x 10-6 m2/s (para agua a 20°C) Adoptando una abertura de 1.00 m x 1.00 m, se tiene: A= 1.00 X 1.00 = 1.00 m2 p=4X 1.00=4.00m
741
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
= LOO = 0.25
RH
4.00 0 300 v= · 1.00
0.30 m/s
0.017 X 0.30 3 = 15.07s- 1 G= - - - - - - 6 8 X 0.25 X 1.01 X 10Pérdida de carga por paso a través de las aberturas:
= ,
hr
C,~ X
º2, A-
X
2g
Según la fórmula de Benton (Manual de Hidráulica de King y Brater), se tiene: C11 :::::0.7201 +0.0243 w w = 1.00
c 11
:::::
o.74
Se tabula a continuación el cálculo del gradiente de velocidad "G" y de la para variaciones de altura de abertura (h) de 5 en 5 cm, pérdida de carga manteniendo el ancho de 1.00 m.
"h/'
1L
p
m
m
R.
V
G
h
l/:
s-•
ní
o
0.2500
0.300
15.1
0.008
0.95
3.90
0.2436
0.316
16.5
0.009
0.90
3.80
0.2368
0.333
18.1
0.010
0.85
0.85
3.70
0.2297
0.353
20.0
0.011
0.80
0.80
3.60
0.2222
0.375
22.3
0.013
0.75
0.75
3.50
0.2143
0.400
25.1
0.015
0.70
0.70
3.40
0.2059
0.429
28.4
0.017
0.65
0.65
3.30
0.1970
0.462
32.4
0.020
0.60
0.60
3.20
0.1875
0.500
37.5
0.023
0.55
0.55
3.10
0.1774
0.545
43.9
0.028
0.50
0.50
3.00
0.1667
0.600
52.2
0.033
1.00
l.
0.95 0.90
Las alturas de entrada a la primera cámara y de salida de la última cámara se proyectan fijas, así: • Ent!ada: 1.00 m x 0.50 m, para G = 52.2 s- 1 y ~f = 0.033 m • Sahda: 1.00 m x 1.00 m, para G = 15.1 s- 1 y h = 0.008 m 1
Para los pasos entre cámaras se deja la posibilidad de variación de la altura "h" de la abertura. A continuación se anotan los gradientes de velocidad y pérdidas de carga para las graduaciones de "h" recomendadas en el proyecto:
7 42
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
h
G
h¡
0.55 0.60 0.65 0.70 0.75 0.80 0.85
43.9 37.5 32.4 28.4 25.1 22.3 20.0
0.027 0.023 0.020 0.017 0.015 0.013 0.011 0.126m
1
.~
Paso entre cámaras 1 y 2 Paso entre cámaras 2 y 3 Paso entre cámaras 3 y 4 Paso entre cámaras 4 y 5 Paso entre cámaras 5 y 6 Paso entre cámaras 6 y 7 Paso entre cámaras 7 y 8 1
I.hf 1
Pérdida de carga total en el sistema de floculación: hr= 0.126+ 0.033+0.008=0.167m
Sedimentación Tipo de Unidades Se proyectan sedimentadores de alta rata constituidos por placas planas de asbesto-cemento de 6 mm de espesor, 1.20 m de ancho y 2.40 m de longitud, inclinadas a 60° con relación a la horizontal y con espaciamientos libres de 5 cm en sentido normal a las placas, mediante separadores del mismo material.
Dimensionamiento de Tanques • •
Caudal por módulo: 600 1/s =51 ,840m 3/día Carga superficial neta: 180 m 3/m 2 x día
• o
0.006) 51,840 Area total zona de placas: - (1 + - = 322.5 6 m-o 180 0.05 No de unidades: 2
•
Área por unidad:
• • • • •
322.56
2
161.28 m 2 No de compartimentos por decantador: 2 No de hileras de placas por compartimento: 3 Dejando un margen de 1 cm para ajuste de placas y separadores de 20 cm entre hileras, se tiene: Ancho útil por compartimento: 3 x 2.42 + 2 x 0.20 = 7.66 m Con un canal central de recolección de agua sedimentada de 98 cm de ancho libre y paredes de 20 cm de espesor, se tiene:
•
Ancho total por unidad: 7.66 x 2 + 0.98 + 2 x 0.20 = 16.70 m
•
Lonaitud útil zona de placas·
161.28
o
e
'2x3x2~
= 11.20 m
11.20 sen 60° N° de espacios entre placas: O.OS + 0.00 6 = 173
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
743
Con un bastidor central en concreto de 20 cm de espesor, se tiene: 173
2
e
N° de espacios por sector:
= 86.5
•
N° de placas por sector: 87 - 1 = 86
87
87 X 0.05 X 0.006 Longitud ajustada por sector: - - - - - - - = 5.62 m sen 60° Se adopta: 5.65 m. • Longitud total zona de placas: 5.65 x 2 + 0.20 = 11.50 m • Contabili:~ando la pantalla de cierre, de 0.20 m y un espacio libre de 0.60 m para acceso al tanque, la longitud total de cada compartimento, a nivel de fondos, será: 11.50 + 0.20 + 0.60 = 12.30 m. • Profundidad total del sedimentador: Se fija una profundidad total de 4.60 m, distribuida como sigue, de arriba hacia abajo: 0.30m • Borde libre 0.90m • Altura de agua sobre placas 1.04 m • Espacio vertical ocupado por las placas: 1.20 sen 60° • Espacio libre por debajo de placas hasta corona de tolvas 0.86m de recolección de lodos 1.50 m • Altura adicional para tolvas de recolección de lodos 4.60m Profundidad total •
Sistema de Admisión de Agua Floculada Consistirá en un dueto provisto de orificios de distribución a los dos compartimentos de sedimentación.
Orificios de Distribución • •
Longitud del dueto de distribución: 11.1 O m Se proyectan 20 orificios de::::: 0.25 m ( 1O") a cada lado del dueto, a distancias de 0.56 m entre centros 2
•
0.25 9 , Area total de orificios: 2 x 20 x n x - - = l. 635 m4 . . velocidad media de paso: 1.0.300
•
H
•
Gradiente de velocidad:
9635
G=~
= 0153 . m1s
f. vl
SRHu
Donde: G = Gradiente de velocidad en s- 1
f
= Coeficiente de rozamiento de la fórmula de Darcy-Weissbach
Para 00.25 m y v = 0.153 m/s, f::::: 0.028 Tabla 55, Manual de hidráulica de King y Brater
7 44
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
v = Velocidad, m/s 0 25 RH =Radio hidráulico= " = 0.0625 m 4 U = viscosidad cinemática= 1.01 X 10-6 m 2/s (para agua a 20°C) 3
0.028 X 0.153 = 14.1 sG= ,_ _ _ _ _ _ _ _ _ 6 8 X 0.0625
X
1
1.01 X 10-
Pérdida de carga por paso a través de orificios: h1 = 0.30
L
Para-= P
1C X
0.25
o
C,~ X
Q:A-
X
2g
. =O. 38, se tiene:
( 1 = 0.80 para tubos con contracciones suprimidas en el fondo solamente (tabla 28, Manual de hidráulica de King y Brater)
h. =
0.80
.t
2
X
0 300 · " 1.9635 2
= 0.002 m X
19.62
Dueto de Distribución • • •
Ancho del dueto: 0.98 m Altura disponible: 1.65 m Area total: 0.98 x 1.65 = 1.6170 m2
Con el fin de reducir la sedimentación de floc en la parte central del dueto, se proyecta la colocación, a modo de relleno, de elementos prefabricados de concreto de sección en triángulo equilátero, de 0.46 m de lado y 0.40 m de altura. / 0.46 X 0.40 O o Area del relleno: = ·0920 m2 Area útil del dueto: 1.6170-0.0920 = 1.5250 m2
• •
p = 2 x 1.65 +0.98 + 2 x0.26 =5.72m
R = H
15250 = 0.2666 m 5.72
!= 0.014 Para el inicio, se tiene: 0.300 v = - - = 0.20 m/s 1.5250 G
0.014 X 0.25 3
1---------
8 X 0.2666 X 1.01 X 10-6
= 7.2 s- 1
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
745
En las condiciones anteriores, se garantiza que no habrá rompimiento del floc aunque probablemente habrá sedimentación, debido a la disminución de velocidad a lo largo del dueto. A fin de encaminar los sedimentos hacia los tanques de sedimentación, se colocarán los rellenos en prefabricados, descritos anteriormente.
Sistema de recolección y descarga de lodos Se proyectan dos manifolds longitudinales en cada uno de los compartimentos de sedimentación.
Manifolds Longitud manifold: 12.30 m Se proyectan doce orificios de recolección de 00.05 m (2") en la parte superior del manifold.
e e
2
0.05 6 o Areapororificio: re x - - = 0.0019 3m4 Area total de orificios: A 0 = 12 x 0.001963 =0.0236 m2 Area mínima de manifold para recolección uniforme:
e e e
=A_= 0·0236 = 0.0561 m"
A 1/1
0.42
0.42
Con un ancho útil de 0.30 m, la profundidad mínima será de:
e
0.19
Se proyecta un dueto de 0.30 m de altura total con placa de cubierta de 5 cm de espesor en losas prefabricadas de concreto de 0.40 m x 1.00 m, con orificio central de00.05m. Diámetro de la válvula de salida: D=
t
X
0~0561
= 0.267 m
Se adopta para cada manifold una válvula de mariposa de 00.25 m (10")
A = re x 0·25 " = 0.0491 m" r
4
Hidráulica del Desagüe e
Pérdida de carga en orificios de recolección: hr = o . C,;x
,
A,~ X
2g
o
0.61-
o
X
0.0236-
hf = 245.93 Q" e
Pérdida de carga en el manifold:
1
L v2
h¡ =3 f. D "2g
X
19.62
7 46
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
Am= 0.30 X0.30 = 0.0900 m2 P=4X0.30= 1.20m 0 0900 = 0.075 m 1.20
R = · H
Dl'
= RHJ = 4 X 0.075 = 0.30
L= 12.00 m f
~
0.022
v=-ª-=-ªAII/ 0.09 12 00 h 1 = l X 0.022 X · X = 1.85 Q 2 2 3 0.30 0.09 X 19.62 •
Pérdida de carga en la salida:
h¡
= IK. 2= IK.
v2
g
Q2 --:-'?;.____
A;
X
Valores de K: • Por entrada en la tubería: • Por válvula de mariposa: • Por salida:
2g
0.50 0.30 1.00 I.K = 1.80 2
hf' = 1.80 X = 38.05 Q . 0.0491 X 19.62
•
Pérdida de carga total: h = (245 .93 + 1.85 + 38.05) Q2 h = 285.83 Q2
Carga disponible entre nivel de agua en decantador y eje de tubería de salida: h= 4.45 m
248 Velocidad media en orificios de 2": v = O.l = 5.29 mjs o 0.0236 Veloc1'd ad me d'1a en mam'fold : v
= -0.1248 -11/
2 X 0.09
0.69 rr:v's
248 Velocidad en válvula de descarga: v, = O.l = 2.54 rn¡s 0.0491
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
747
Sistema de Recolección de Agua Sedimentada Se proyecta un sistema constituido por tubos de asbesto-cemento de flujo libre con orificios de recolección en la parte superior.
Tubos de recolección Longitud de duetos: 7.66 m Longitud zona de placas: 11.50 m Se proyectan ocho hileras de tubos a 1.43 m de separación centro a centro No total de tubos por decantador: 2 x 8 = 16
0 0 0 0
0 300 Caudal medio por tubo= · = 0.01875 mJ/s 16 Se adoptan tubos de recolección de 0.25 m (10") de diámetro. Mediante programa de calculadora Hewlett Packard, se obtiene: ' 3 para Q = 0.01875 m /s •
Altura de agua extremo (altura crítica): h.= 0.110 m Altura de agua inicio: h = 0.171 m ( Considerando un recargo de 20% (Q = 0.0225 m 3/s), se obtiene: hc=0.121 m h = 0.191 m 0
()
()
O sea que en todas las condiciones previsibles la tubería funcionará con escurrimiento libre, siempre y cuando se mantenga la profundidad crítica en el extremo.
Orificios de Recolección Carga sobre orificios (asumida): h = 0.05 m
= ~ " e 2 gh
Area de orificios por tubo: A
d
0 300
Q= ·
= 0.01875 m'/s
16
e":::= o.75 A=
0 01875 2 · = 0.02524 m 0.75 J19.62 X 0.05
Se adoptan orificios de 01" a 0.15 m centro a centro (distancia a paredes extremas, 0.155 m)
7 48
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
Filtración Dimensionamiento de las Cámaras de Filtración • •
Caudal por módulo: 600 1/s =51.840 m 3/día Tasa media de filtración: 240m 31m2 x día
•
Area total:
•
No de filtros por módulo: 5
•
Area por filtro:
51,840
2A() = 21
6 , .00 m-
• •
216.00 4 o , = 3.2 m5 Ancho disponible por módulo: 16.70 x 2 + 0.30 = 33.70 m Cinco canales de lavado de 1.30 m, incluidos paredes de 0.20 m de espesor y cuatro muros intermedios de 0.30 m de espesor: 5 x 1.30 + 4 x 0.30 = 7.70 m Ancho útil disponible: 26.00 m
•
26.00 Ancho por compartimentos· - - = 2.60 m . 2X5
•
Longitud de filtros:
43.20 2 X 2.60
= 8.31 m
Modulando para fondo de filtros en bloques "Leopold", se adopta una longitud de 8.40 m.
Conexiones Inmediatas de Cada Filtro Admisión 0.600
3
Qmed = - - = 0.120 m '/s
5
D = 14" (0.35 m)
A= v
m
1t X
0.352
4
0.0962m
120 =--=1.25mJs 0.0962
Pérdida de carga: h¡
= :LK
v2
Q2
=:LK. 2g 2g
Valores de K: • • • •
Por entrada Por válvula de mariposa Por codo de 90° Por salida L K=
0.50 0.30 0.90
1.00 2.70
TEORlA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
h = f
7 49
2 2 .7° Q 2 = 14.87 Q2 19.62 X 0.0962
Para Qmed = 0.120 m 3/s, h¡ = 14.87 x 0.120 2
= 0.214 m
Desagüe Velocidad máxima de lavado: 0.75 m/min
Q = 0.75 x v
2.60 X 8.40 60
X
2
= 0.546 mis
= 1.80 m/s
0546 2 A = 1.80 = 03033 · m
D=
~
4 X 0.3033 1t
= 0.62 m
Se adopta válvula de mariposa, D = 0.60 m (24")
Conexión entre Canal de Interconexión y Filtros A fin de mantener baja la pérdida de carga durante el lavado de un filtro, se adopta: D = 0.90 m (36")
Drenaje de Filtros Para desaguar el volumen de agua en filtros por debajo de la cresta del vertedero de lavado, se adopta: D = 0.1 O m (4")
Dueto de Distribución de Agua de Lavado Longitud del dueto: 8.40 m •
Se adoptan 8 orificios de distribución de 00.20 m (8") a cada lado del dueto
•
. A = 2 x 8x Area de on"f"Icws: 0
•
· Area de entrada al dueto (mamfold):
•
Ancho del dueto= ancho canal de lavado= 0.90 m
•
A1tura requen"d a: 1.1968 0. 0 = 133 . m
Se adopta: h = 1.30 m
9
1t X
0.202 = o.5 02 7 m 2
Am =
37 7 QS0 0.4 = 11968 . m2
750
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
La altura se reduce a lo largo del dueto hasta un valor final de 0.60 m
Lechos Granulares Lecho de Grava Se adopta el recomendado por los fabricantes del fondo "Leopold", correspondiente a los siguientes espesores y granulometrías, de superficie a fondo: 5 cm de 1/8" a tamiz N° 10 5 cm de 1/4" a 1/8" 5 cm de 1/2" a 114" .5__ cm de 3/4" a 112" 20 cm
Lecho de Arena Se adopta un espesor de 25 cm de arena con tamaño efectivo de 0.45 a 0.50 mm y coeficiente de uniformidad de 1.6 a 1.7.
Lecho de Antracita Se adopta un espesor de 50 cm de antracita, con tamaño efectivo de 0.9 a 1.0 mm y coeficiente de uniformidad entre 1.35 y 1.40.
Hidráulica del Lavado Relación de pérdidas de carga en función del caudal de lavado (Q):
Pérdida en Sistema de Comunicación entre Canal de Interconexión y Filtro v2
h¡
'LK
2
= 'LK 2g = 2g A2 Q
A=
7t X
0.902 4
0.6362 m 2
Valores de K • • •
Por entrada (borda) Por válvula de mariposa Por salida L. K=
h. .1
=
23 19.62 X 0.63622
= 0.290 Q 2
l.O
0.3 l.O
2.3
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
751
Pérdida por Entrada al Dueto de Distribución v2
0.5 Q2
h¡ = 0.5-2 = - - 7 g 2g AA= 0.90 x 1.00 = 0.90 m2
h
o.s Q
=
2
19.62 X 0.90 2
f
= 0.032
Q2
Pérdida de Carga en Orificios de Distribución
h¡
Q2 =
7
7
C;¡ x A- x2g 0202
A
2 x 8x n x
L
0.30 -048 n x 0.20- ·
P
0.5027 m2
Cd = 0.79, tabla 28, Manual de hidráulica de King y Brater 2
h
f
=
0.79 2
Q
X
0.502 2
= 0.323 X
Q2
19.62
Pérdida de Carga en el Fondo "Leopold"
Tomando valores de pérdida de carga v 1·' velocidad de lavado del gráfico "Leopold Dual- Parallel Lateral Filter System",' para un recorrido de cinco bloques de 2 pies (0.60 m), se obtiene por regresión lineal (programa de calculadora) la siguiente ecuación con ajuste de 99.99%. ~f
= 179.31 v1.2472
v =tasa de lavado en m 3/s/m2 Para un área de filtro, A= 2 x 2.60 x 8.40 = 43.68 m 2, se tiene:
Por tanto, h¡ =
179.31 Q1.
2472
12477
43.68.
-
= 1.61 Q
Donde: Q =caudal de lavado en m 3/s
1.2472
752
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA-PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
Pérdida de Carga en la Grava
_e· V ase
h¡--3Donde: e = espesor del lecho = 0.20 m vasc =velocidad ascensional en m/min
va.\c
h J
Q = 43.68 X 60
= 0.20 X 60 Q = 0.09 Q 3 X 43.68
Pérdida de carga en lechos filtrantes Para lechos expandidos, se tiene: h = L (Ss- 1) (1 - P 0 ) Donde: L = espesor del lecho Ss = peso específico del material granular P0 = porosidad del medio
a) Para arena: h = 0.25 (2.65 -1) (1- 0.40) = b) Para antracita: h = 0.50 ( 1.50- 1) ( 1 - 0.55) = Pérdida total en lechos filtrantes
0.248 m 0.112 m 0.360
Lámina de Agua sobre el Vertedero de Lavado Longitud del vertedero: 2 x 8.40 = 16.80 m 7{3
h=
Q
(
1.84 X 16.80
)-
=0.102 Q213
Resumen de Pérdidas de Carga durante el Lavado para Velocidades Ascensionales Máxima y Mínima •
Velocidad ascensional máxima: 0.75 m/min.
Q . = 0.75 x 43.68 = 0.5460 m3/s mux 60
•
Velocidad ascensional mínima: 0.60 m/min.
Q . = 0.60 x 43.68 = 0.4 368 m3/s lllln
60
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Restricción
Expresión de pérdida de carga
Pérdida de carga = 0.75 m/min. Q = 0.546 m 3/s
vasc
vasc
753
= 0.60 m/min
Q = 0.4368 m 3/s
Sistema de comunicación entre canal de interconexión y filtro
hr
Q2
0.087
0.055
Entrada al dueto de distribución
hf = 0.032 Q2
0.009
0.006
Orificios de distribución
hr = 0.323 Q2
0.096
0.062
hr = 1.61 Ql.24n
0.757
0.573
Grava
hr = 0.09 Q
0.049
0.039
Arena
Constante
0.248
0.248
Antracita
Constante
0.112
0.112
0.068
0.059
1.425
154
Fondo "Leopold"
Lámina líquida sobre el vertedero de lavado
lz{
= 0.290
= 0.102
Q213
PERDIDAS TOTALES
Vertedero de Control del Lavado Se proyecta, a la salida del canal de interconexión de cada módulo, un vertedero rectangular, en pared delgada y de descarga libre, en dos secciones de 2.00 m de longitud cada una, con doble contracción de la vena líquida. Q = 1.84 (L-0.2H)H312 Láminas de agua: a) Durante la oEeración normal de filtrado: Q=0.600m /sH=0.190m b) Durante la operación de lavado a velocidad ascensional máxima: Q = 0.600-0.546 = 0.054 m3/s H = 0.04 m e) Durante la operación de lavado a velocidad ascensional mínima: Q = 0.600-0.437 = 0.163 m3/s H = 0.08 m De acuerdo con lo anterior, la cresta del vertedero de control deberá colocarse a las siguientes alturas netas sobre la cresta del vertedero de lavado: a) Para la velocidad ascensional máxima: h= 1.42-0.04= 1.38m b) Para velocidad ascensional mínima: h = 1.15-0.08 = 1.07 m
Hidráulica de la Filtración Se estudia mediante modelo de simulación de las condiciones de operación de los filtros de rata declinante, para definir la altura para lavado (diferencia máxima de niveles de agua entre el canal de distribución y el canal de interconexión de filtros).
Datos de Entrada • • •
Número de filtros Caudal total filtrado Area de almacenamiento: 5 x 8.40 x 6.50
n=5
Q =0.6m3/s 2 Ar=273m t
754
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
• • •
• • •
Area de filtración: 5 x 43.68 Coeficiente de pérdidas para filtro limpio Factores de colmatación:
A¡¿.= 218.4 m 2 = 130 a=0.00005
Duración del lavado Error máximo para Q Error máximo para H
b =0.000015 TL = 15 minutos EQ = 0.0005 m 3/s EH=0.0005m
()
P=o.oooo5
Expresión de Pérdidas Cuadráticas a) Pérdidas por entrada al filtro:
Q2
v2
h¡=
'LK 2g = IK.-? 2gAValores de K:
• • • •
Por entrada Por válvula de mariposa Por codo de 90° Por salida I. K=
h
.r
0.50 0.30
0.90 1.00 2.70
2 = 2.70 Q = 0.1376 º2 19.62 A 2
A2
•
Donde: A = sección del tubo de entrada, m 2 Q =caudal de entrada, m 3/s Para las corridas iniciales de computador, se supone: 0 502 D = 0.50 m, A= 1t x · 4
= 0.1963 m
2
,
h1
= 3.57 Q
2
b) Pérdidas en el fondo "Leopold": De acuerdo con el ábaco de los fabricantes para funcionamiento de los fondos "Leopold" durante la filtración, se tiene:
~r=7.05 Q2 e) Pérdidas cuadráticas adicionales: son, aproximadamente, las mismas consignadas en la hidráulica de lavado: ~r= 0.645 Q2 . d) Pérdidas cuadráticas totales: h¡= (3.57 + 7.05 + 0.645); Q2 = 11.265 Q2 Coeficiente de Pérdidas Cuadráticas: K e~ 11.27
Resultados de las Corridas de Computador Variando HL De las corridas de computador para diferentes valores de alturas disponibles para lavado (HL) se obtienen los valores que se indican en el cuadro adjunto.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
755
Explicación del Cuadro es la altura supuesta en el canal de distribución a filtros (nivel máximo), referenciada al nivel de agua en el canal de interconexión de filtros, para proceder al lavado de la unidad con mayor periodo de servicio. Columna (2): corresponde a la carrera promedio de un filtro desde su puesta en operación recién lavado hasta el momento de su retiro para ser nuevamente lavado. Columna (3): corresponde al nivel mínimo de agua en el canal de distribución a filtros, referenciado al nivel de agua en el canal de interconexión de filtros, cuando se pone en funcionamiento un filtro recién lavado. Columna (4): corresponde al margen disponible para variación del nivel de agua en el canal de distribución a filtros, entre lavados de dos unidades. Columna (5): altura teórica máxima del agua en el canal de distribución a filtros (cuando se retira un filtro para lavado, referenciada al nivel de agua en el canal de interconexión a filtros durante la filtración). Columna (6): el primer valor corresponde al caudal máximo en el filtro limpio después de entrar en funcionamiento el filtro recién lavado, y de filtrar adicionalmente el caudal almacenado durante la subida de nivel. Esta situación es de muy corta duración (aproximadamente una hora). El segundo valor corresponde al caudal máximo en el filtro limpio cuando se alcanza el nivel mínimo (nivel de equilibrio en el canal de interconexión), y el caudal de entrada es igual al caudal de salida (almacenamiento 0). Columna (7): relación de los valores anteriores con el caudal medio por filtro. Columna (8): caudal correspondiente al filtro más colmatado cuando entra en operación el filtro recién lavado y cuando se alcanza el nivel de equilibrio. Columna (9): relación de los valores anteriores al caudal medio por filtro.
Columna (1):
Análisis del Cuadro: a) Cuando aumenta la altura disponible, aumentan las carreras de filtración, pero, en cambio, aumenta el costo del filtro (es más profundo) y aumenta la desviación de los caudales máximo y mínimo con relación al medio. b) Si se tiene en cuenta que durante el lavado de un filtro la altura de la lámina líquida sobre el vertedero de control se reduce de 0.19 m a 0.04 m cuando se lava a velocidad ascensional máxima (véase también 4.6), la situación real será que las alturas consignadas en la columna (5) deberán reducirse en 0.15 m, con lo cual el nivel de agua en el canal de distribución se reduce en, aproximadamente, 2.5 cm durante el lavado de un filtro. e) Limitando el caudal máximo a, aproximadamente, 150% del caudal medio por filtro, y con el fin de garantizar carreras de filtración satisfactorias, se adopta HL= l. 10m.
-...]
Resultados programa de simulación a tasa declinante
Ul (j)
A) Variando la altura disponible (HL) Ke ---
Altura disponible HL
Carrera de filtración Horas
Nivel de equilibrio m
Margen para la filtración m
Altura máxima durante el lavado m
1.27
87
0.987
0.283
1.395
1.10
74
0.893
0.207
1.226
1.00
67
0.832
0.168
1.124
0.90
58
0.778
0.122
1.023
0.80
47
0.717
0.083
0.922
(1)
(2)
(3)
(4)
= 11.27 --
--------~~---
Caudal máximo 3
m /s
Qmiix
0.211 0.189 1.194 0.176 0.187 0.168 0.176 0.160 0.165 0.151 (6)
(5)
l. 76 1.57 1.62 1.47 1.56 1.40 1.47 1.33 1.38 1.26 (7)
Caudal mínimo m 3 /s Qmín 0.082 0.071 0.088 0.078 0.094 0.082 0.097 0.087 0.103 0.093 (8)
0.68 0.59 0.73 0.65 0.78 0.68 0.81 0.73
~
~
'"O
5 o[TI o
Cñ [TI
:Z•
o
o[TI
e: ~ '"O
~
:z :¡;!
o
[TI
'"O
o :¡;!
B) Variando el coeficiente de pérdidas cuadráticas (K)
1
'----
Diámetro entrada m
Ke
t
Nivel de equilibrio m
Margen para filtración m
Altura máxima durante el lavado m
0.50
11.27
74
0.893
0.207
1.226
0.45
13.14
72
0.906
0.194
1.229
0.40
16.41
68
0.926
0.174
1.236
0.35
22.57
60
0.964
0.136 -------------
1.252 -----
----
Caudal máximo m 3/s Qmáx 0.194 0.176 0.187 0.170 0.176 0.162 0.162
1.62 1.47 1.56 1.42 1.47 1.35 1.35
Caudal mínimo m 3/s Qmín 0.088 0.078 0.090 0.081 0.095 0.085 0.103
0.73 0.65 0.75 0.68 0.79 0.71 0.86
tJJ
¡:::
~ o
:z o[TI
~
e:
;:.:.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
757
Resultado de Corridas de Computador para Optimizar el Düímetro de Entrada Se supone HL = 1.10 m 0 1376 1 Pérdidas por entrada: · Q = KQ 2 A1
A
K
Análisis del Cuadro a) La disminución del diámetro de entrada al filtro (aumento del coeficiente de pérdidas cuadráticas K) reduce el costo de construcción (menor diámetro de válvula) y reduc~ también la desviación de los caudales máximo y mínimo con relación al medio pero, en cambio, disminuye la carrera de filtración. b) Manteniendo el criterio de limitar el caudal máximo en el filtro limpio a 150% del caudal medio, sin sacrificar considerablemente la carrera de filtración, se adopta un diámetro de 0.35 m (14") para la válvula y accesorios de entrada al filtro. e) En las condiciones anteriores, la carrera de filtración teórica será de 60 horas y la variación entre el nivel mínimo y el nivel máximo de agua en el canal de distribución a filtros será de, aproximadamente, 14 cm. La variación entre el caudal máximo (una vez alcanzado el nivel mínimo) y el caudal medio será de 125%, lo cual dará margen para variaciones mayores cuando se conecten al sistema los módulos futuros.
Altura de la Cámara del Filtro La profundidad útil de la cámara de filtración se fija en 4.38 m, descompuesta como sigue, de fondo a corona de estructuras: • Fondo en bloques "Leopold", incluido mortero de pega 0.27 m 0.20m • Lecho de grava 0.25 m • Lecho de arena 0.50m • Lecho de antracita • Altura del vertedero de lavado sobre la superficie 0.49 m del lecho filtrante 1.71 m • Altura cresta vertedero de lavado sobre el fondo del filtro • Altura de la cresta del vertedero de control sobre la cresta del vertedero de lavado (graduación para velocidad ascensional máxima) 1.38 m 0.19 m • Lámina de agua sobre el vertedero de control • Nivel de agua máximo en canal de distribución a filtros con relación al nivel de agua en el canal de interconexión 1.10 m (programa de computador) 4.38 m • Altura nivel de agua máximo sobre el fondo del filtro
758
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
Canal de Lavado de Filtros b=0.90m Q1/WX - =0.546 m 3/s
Para válvula de salida de 00.60 m (24"), se tiene: TC X
A v=
0.602 = 0.2827 m2 4
0546
0.2827
= 1.931 m/s
v2
Pérdida de carga:
L K lg Valores de K:
• Por entrada • Por válvula de mariposa • Por salida I.K =
0.5 OJ 1.0 1.8
Altura de agua sobre clave: 1.8 X
1.9312 10.62
034 . m
Para establecer el nivel de agua en el inicio del canal, se aplica la expresión de H. Hudson (Water Clarification Processes).
H
h2 + 2q2 x2 2
gb h h = 0.60 + 0.34 = 0.94 m b = 0.90m X = 8.40 m (longitud del canal) q
0546
8.40 H =
=0.0650
m3/s/m
0.94 2 + 2 X 0.0650 9.81 X
2
2 8.40 = 0.98 m X 0.94
X
Canal de Desagüe de Filtros Q = 0.546 m3/s b= 1.05 m
S= 0.005 (0.5%)
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Q
759
= K' =b8!3 s112 n
K'=
nQ b8!3 s112
Suponiendo n = 0.015 (canal de concreto), se tiene: K'=
0.015 X 0.546 =O 102 1.05813 X 0.005 112 .
Para canal con paredes verticales, se tiene: D b
=0.31
Altura de agua: D = 0.31 x 1.05 = 0.326 m A= 1.05 X 0.326 = 0.3423 m2 V
0.546 OJ = 1.60 m/ S 423
Canal General de Desagüe Condición crítica de diseño: lavado de un filtro simultáneo con descarga de dos purgas de sedimentadores: Q=0.546+ 2 x0.125 =0.796m3/s b=0.98m S=0.01 (1%)
nQ
K'
= b 813
D
-
~
s
112
= 0.015 X 0.796 =O 126 0.98 813 x 0.01 112 ·
0.36
b
Altura de agua: D = 0.36 x 0.98 = 0.353 m A= 0.98 x 0.353 = 0.3459 m2
v=
0.796 = 2.30 mis 03459
A fin de no interferir con la descarga del canal de desagüe de filtros, el fondo en el inicio del canal central de desagüe se localiza a 0.40 m por debajo de la cota de fondo del canal de desagüe de filtros. Condición de flujo mínimo: descarga de una válvula de purga de sedimentadores:
760
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
Q=0.125 m 3/s 25 = 0.020 0.796
K'= 0.126 X O.l D
-:.:::0.103 b
D=0.103 x0.98 =0.10m A= 0.98 X 0.10 = 0.0980 m 2
0.125 v = 0.0980 = 1.28 m/s
Vertederos de Rebose Se sitúan en el canal de distribución a filtros.
Q= 1.84 (L-0.2H)H312 Para dos vertederos de L = 1.50 m, se tiene: Q = 0.600 = 0.300 m3Js
2 H=0.233m La cresta del vertedero de rebose se localiza 7 cm por encima del nivel de agua máximo en el canal de distribución a filtros.
TANQUEDEAGUAFaTRADA Cámara de Contacto de Cloro Se proyecta anexa al canal de interconexión de cada uno de los módulos de tratamiento. Para el primer módulo, se tiene: Q = 0.600 m3/s = 36 m3/min • Periodo de detención: ± 15 min que, de acuerdo con la tabla 12 de la EPA para una dosis de 1.2 mg/1 de cloro libre a 20°C de temperatura y pH = 7 .0, daría un Ct = 19lo que produciría 1.0 log de inactivación, que sería suficiente si la planta alcanza 2.0 logs de inactivación. • Volumen necesario= 36 x 15 = 540.00 m3 • Longitud útil (por módulo): 33.70 m • Altura de agua: 2.67 m •
.. . 540.00 = 600 m Ancho utll: 33.70 x 2.67 .
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
•
761
Se disponen tres canales de 2.00 m de ancho con funcionamiento en serie, a fin de garantizar que toda la masa líquida se pone en contacto con el cloro. En el inicio del primer canal, se aplica la solución de cloro.
Cámara de Reacción de Cal A fin de depositar las impurezas de la cal aplicada para corrección de pH, se proyecta una cámara con planta en L, de 2.50 m de ancho y 10.00 m de longitud total. Tanto la entrada como la salida de la cámara se proyectan como vertederos ahogados, así: • Entrada: cuatro vertederos de 0.40 m de longitud cada uno, provistos de guías para colocación de stop logs. • Salida: un vertedero de 2.50 m a todo lo ancho del tanque. La fórmula de Villemonte establece para vertederos ahogados:
Donde: Q = gasto para condición sumergida, en m3/s Q1 gasto libre equivalente con carga H 1, calculada por la fórmula para derramelibre: Q = 1.84LH 312 1
1
H1 = carga hidrostática aguas arriba, m H 2 = carga hidrostática aguas abajo, m
Vertederos de entrada: Caudal por vertedero: Q = 0.60 m 3/s HziH 1 =0.90
•
• -
Q
Q¡
= ( 1-0.901.84 )
Q1 = 0.60 0.5126
0.385
= 0.5126
= 1.17 m3/s ?/3
H1 =
(
17 1. 1.84 X 0.40 )
= 1.363 m
H 2 = 0.90 X 1.363 = 1.226 h¡ = H 1 - H 2 = 1.363-1.226 =0.136 ~ 0.14 m
A la entrada a la cámara se coloca una pantalla para obligar a toda la masa líquida a ponerse en contacto con la cal. Colocando la pantalla a 1.20 m del vertedero y dejando un paso, por debajo de la misma, de 1.20 m de altura, se tienen dos secciones de paso de 2.50 m x 1.20 m= 3.00 m 2.
762
EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
Para el caudal de 2.40 m 3/s, se tendrá:
v = ;:~~
= 0.80
mis
Pérdida de carga en dos giros a 90° h ( = 2 X 0.9 X
.
0.80 2 = 0.06 19.62
Vertedero de salida Q max - =2 ·4m3/s
Q
-
Ql
= (1 0.95 1.84 )
0.385
= 0.3958
2.4 3j Q 1 =--=6.06 m s 0.3958
H1 = (
6.06 1.84 X 2.50 )
2/3
= 1.202 m
H 2 = 0.95 X 1.202 = 1.142 m H 1 = 1.202
1.142 = 0.060 m
Para el caudal de 0.60 m 3/s (primera etapa), la pérdida de carga es despreciable.
Salida de la Planta Con el fin de aforar el caudal que sale de la planta, se proyectan cuatro vertederos rectangulares de descarga libre, en pared delgada, de 1.50 m de longitud, con doble contracción de la vena líquida. Los vertederos descargan en una cámara de donde parten las conducciones gravitacionales a los tanques de almacenamiento. Inicialmente, se taponarán con muro de ladrillo tres vertederos, quedando disponible sólo el vertedero de primera etapa (600 1/s). A medida que se construyan nuevos módulos de tratamiento, se van poniendo en funcionamiento los otros vertederos, manteniendo el nivel de agua en el tanque más o menos constante:
Q= 1.84(L-0.2H)H312 Para Q = 0.600 m3/s y L = 1.50 m, resulta H = 0.374 m A fin de garantizar la continuidad del servicio cuando se requiere vaciar la cámara de reacción de cal, se proyecta una compuerta lateral de 54" x 54" (1.37 m x 1.37 m) que conecta directamente el tanque de contacto de cloro con la cámara de salida de la planta.
TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
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PLANTA GENERAL "SANTANA"
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EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
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TEORIA Y PRACTICA DE LA PURIFICACION DEL AGUA
Gráfica 3. PLANTA DE TRATAMIENTO "SANTANA" FLOCULADOR- SEDIMENTADOR
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Gráfica 4. PLANTA DE TRATAMIENTO "SANTANA" CORTE A-A FLOCULADOR-SEDIMENTADOR CORTE B-B SEDIMENTADOR
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Gráfica 5. PLANTA DE TRATAMIENTO "SANTANA" FILTRO PLANTA- CORTE
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EJEMPLO DE DISEÑO DE UNA PLANTA DE POTABILIZACION DE AGUA
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GAS CLORO
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APENDICES
772
APENDICES
CONTENIDO DE LOS APENDICES APENDICE l Gráficos para la determinación de la expansión de medios de arena y antracita para diferentes velocidades ascencionales de lavado (según las ecuaciones de Dharmarajah) (Temperatura lOoC).
Gráfico 1 Gráfico 2 Gráfico 3 Gráfico 4 Gráfico 5 Gráfico 6 Gráfico 7 Gráfico 8 Gráfico 9 Gráfico 10
(ARENA) (ANTRACITA) (ANTRACITA) (ANTRACITA) (ANTRACITA) (ANTRACITA) (ANTRACITA) (ANTRACITA) (ANTRACITA) (ANTRACITA)
2.65
0.75
0.45
3
1.65
0.35
0.56
4
1.65
0.50
0.56
5
1.65
0.60
0.56
6
1.55
0.35
0.56
7
1.55
0.50
0.56
R
1.55
0.60
0.56
9
1.45
0.35
0.56
10
1.45
0.50
0.56
11
1.45
0.60
0.56
12
APENDICE II Tablas 11 a 16
VALORES DE CT PARA INACTIVACION DE GIARDIA CON CLORO LIBRE A 5°, 10°, 15°, 20°, 25°C
APENDICE HI Gráfico 17
DIMENSIONES DE ACCESORIOS (NORMA ASA)
APENDICEIV Gráfico 18
LONGITUD DE TUBERIA QUE EQUIVALE A LA PERDIDA DE CARGA PRODUCIDA POR UN ACCESORIO.
APENDICEV Tabla 19 Tabla 20 Tabla 21 Tabla 22 Tabla 23
EQUIVALENTES DE PRESION Y CARGA HIDRAULICA. EQUIVALENCIAS PRACTICAS. CARGA DE AGUA EN METROS A LIBRAS POR PULGADA CUADRADA. LIBRAS POR PULGADA CUADRADA A KILOGRAMOS POR CENTIMETRO CUADRADO. KILOGRAMO POR CENTIMETRO CUADRADO A LIBRAS POR PULGADA CUADRADA.
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Tabla 11 Valores Chlorine concentración (mi!/U <=04 0~6
OR 1 1.2 14
L6 1R 7
2.2 24 711
2.8 1
Chlorine concentración (mi!/L) <= 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2 2.2 2.4 2.6 2.8 3
pH = 6 Lg Inactivations
0.5
1.0
1.5
2.0
16 17 17 1R 18 IR 19 19 10. 20 20 20 21 21
32
49
''34
52
1S
S1
36 36
54 55
líO
65 f.7 69 70 71 73 74 76 77 79 RO
41
111 11?
Rl R"'
42
63
84
so
17
sn
38 39 39 40 41
57 SR 59
2.5 Rl R1 ·
R6 RR R9 91 91 95 97 98 100 .JO?
103 105
pH = 8.0 Lg Inactivations
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
33 34 35 36 37 38 39 40 41 41 42 43 44 45
66
99 102 105 108 1ll 114'
132
165 170 175 180 184 189 193 198 203
68 70 72 74 76 77 79 81 83
84 86 88 89
116 119 122 124 127 129 132
136 140 144 147 151 155 159 162 165 169 172 175
134
179
Nota: Ct 99.9 = Ct para 3 Log.
207 211 215 219 223
.....:t
co [\)
o
J
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o d
m
z
lil
o ñlil
o z
t'f:
lS/6-91/027)
).5
pH = 7.5 Lg Inactivations
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
~
lil
:z
o
ñ
lil
=
Tabla 12 Valores de Ct para inactivación de Giardia con el cloro libre a l0°C (Tomados del manual EPA/626/6-911027) Chlorine concentración (ml!/U < =~~OA 0~6
OR
11
1
l R 2 2 7.
13 13 14 14 . 14 15 15
_2~4
15
26
15 1f. 16
l?
16
LlJ
u
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2R
3
Chlorine concentración (ml!/U < = 04 0.6 08 1 12 14 1.6 18 2 2.2
2.4 2.6
28 '<:!'
~
-~--__2
pH = 6.5 Lg Inactivations
pH = 7.0 Lg Inactivations
pH = 7.5 Lg lnactivations 1
0.5 12 13
lA
=
pH = 6 Lg lnactivations
1.0
1.5
24 25 26 "26 27 ?.7 28 29 29 30 30 31 31 32 ,'
37 38 39 40 40 41 47 43 44 45 45 46 47 48 pH =
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
49_
61 63 65 66 f.7 68 69
73 75
15 15 15 16 1f. 16 17 17 17 18
29 30 31 31 32 33 33
44 45 46 4
59 60 61 63 f.1 65
73 75 77 78 79 82 83 84 87 RR 89 92 93 94
88 90
17
22
52 54 SS 56
104 105 107 110 111 113
18 19 19 19 20 20 21 21 '!2 22
35 16 37 37 38 39 40 4: 4 4; 43
50 57
53 53 55 55 57 58 59 6Q_
61 li2 63 8.0
n 79 RO 82 83
72
R6
73 74 75 77 7R 79
87 R9 90 92 91 95
34
18 19 19
35 35 36 37 37 38
18
Lg lnactivations
4
4S 5( 5 57
6h
67 69 'i3 70 54 71 55 73 56 74 57 75 pH = 8.5
IR
94 95 98 99
101
27
44
23
45 46
Lg lnacth•ations
2.0
69 71 73 75 51 76 58 77 60 79 61 81 62 R3 _64 85 65 86 66 R7 67 89 69 91 pH = 9.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
87 R9
21 ?1 22 22 23 23 24_ 25 25 26 26 27 27 28
42 41 44 45 46 47
63 64 66 67 69 70
'12
49. 50 51 2 53 54 55
74 75 77 79 RO 82 83
104 107 109 112 114 117 120 123 125 128 131 133 136 138
125 J2R
_AS~
83 85 87 !!9 91 93 96 98
1D6 108 109 112 114
104 107 110 112 114 116 119 122 124 127 129 111 134 ·137
92 93 95 97 99 102 103
Lg In:tctivations
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
25
50 51 53 54
75
99 102 105 108 111 113 116 119 121 124 127
124
149 153 158 162 166 170 174 179 182 186 190 194 197
30 31 32 33 33 34 35 36 37
59
89
35 36 38 39 40 41 42 43 44
70 73 75
105
92 95 98 100 103 106 108
148 153 158 163 167 172
177
61 63 65 67 69 70 72 74 75
118 122 126 130
139 145 151 156 160 165 169 173 177 181 184 187 191 195
174 182 188 195 200 206 211 216 221
209 218 226 234 240 247 253 259 265 271 276
26 26 27 28 28 29 30 30 31 32 32 33
55 57 58 60 61 62 6 65 66
77 79 81 83 85 87 90
91 93 95 97 99
129 131
_ _34_ _6}__ L___l0_1_~- -~
Nota: 099.9 = Ctpara 3-log.
128 132 135 138 142 145 149 152 155 15R 162 164 168
38 38 39 40
_201 _ '---41
77 78 80 81
13 liS 117 120 122
133 137 141 143 147
ISO 153 156 159 162
176 179 184 188 192
183 189 195 200 206 211 215 221 225 230
195 199
234 239
._203- _243
-
45 46 47 48 49
78 80 82 84 86 88 90 92 94
96 97
109 113 117 120 124 127 130 133 136 138 141 144 146
226 230 234 239 243
281 287 292
lOO
102 lOS 107 109 111
131 114 137 140 144_ 147 ISO 153_ 157 !f.O 163 166
i
1
Tabla 13 Valores de Ct para inactivación de Giardia con el cloro libre a l5°C (Tomados del manual EPA/626/6-9l/027) Chlorine concentración {m¡:r/J,) <=04 Oó 0.8 1 L2 14 1ó 18 2
=
pH 7.0 Lg lnactivations
pH Lg
l. O
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
8 R
16 17 17
25 25 26 27
33 33 35 35 1ó 37 37 18 39 39
41 42 43 44 45 46 47 4R 48 49 50 51 52 53
49 50
10 10 10 11
20 20 20
59 óO 61 63
p
'13 ?4 '4
51 52
58 110 61 111 63 65
70
p
35 111 37 38 38 39 40 41 42 41 43 44 45 46
47
21 22 22 23 23 21 24 24 2'i 25
39 40 41 42 43 43
49
11
30 10 31 32 32 33 11 34 35 15 36 37 17 38
14 1..; 15 1:\ 15 16
11 11
q
nli
In
~~
16 17 18
13 31 34 35
IR
"ln
18 19
36 17
9 9 9 9 9 10 10 lO
2.4 "2 ó
10 10
7. R
lO
3
11
IR IR 18 19 19 19 20 20 20 21 21
?.7
28 28 39 29 30 30 31 11 32
40
=
41 41 42 8.0
57 53 54 55
5f Si SE 5~
6C 61 .62
63
11 11
11 12 12 12 12 12 13
~1
pH Lg Inactivations
0.5
1.0
<=0.4
17
33
5.0
66
0.6
17
34
51
68
0.8
18
35
53
70
1
18
36
54
72
(m!!/L)
=
pH 6.5 Lg Inactivations
0.5
?.?.
Chlorine concentración
=
pH 6 Lg Inactivations
1.5
2.0
44
=
45 46 47 48 49 49 51 8.5
so 51 5' 53 54 SS 57. 58 SR
60 61 62 63
64 65 M 68 69 70 7' 73 74 76
12 13 13 13
:s
'!5
n
26 2ó
14 14 14 14 15
28 ?R 29 ?9
l'í
30
15
30
'7
pH Lg Inactivations
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
83
99
20
39
59
79
85
102
20
41
61
81
88
105
21
42
63
84
90
108
22
43
5
87
4R
49
so
54 55 57 57 'i9 59 61 pH = 9.0
68 69
71 72 71
7~
73 75 76 78 79 81 83 8:'i 86 RR
74
89
76
91
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
98
118
70
93
117
140
122
23 24
47
102
49
73
97
122
146
105
126
25
50
76
101
126
151
108
130
26
52
78
104
130
156
1.2
19
37
56
74
93
111
22
45
67
89
112
134
27
53
80
107
133
160
14
19
38
57
76
95
114
23
46
69
91
114
137
28
55
83
110
16
19
39
58
77
97
116
24
47
71
94
118
141
28
56
113
169
18
20
40
60
79
99
119
24
48
96
120
144
29
58
115
144
173
2
20
41
61
81
102
122
25
49
98
123
147
30
59
89
118
148
177
2.2
21
41
62
83
103
124
25
50
100
125
150
30
60
91
121
151
181
2.4
21
42
64
85
106
127
26
51
102
128
153
31
61
92
123
153
184
2.6
22
43
65
86
108
129
26
52
188
2·.8
22
44
66
88
110
132
27
53
. 3
22
45
67
89
112
134
27
54
72 74 75 77 78 80 81
85 87
138 141
Nota: :o 99.9 = Ct para 3-log.
1.5
2.0
2.5
3.0
42
55 57 59 ..110
69
R1 86 88
~9
.n
29
44 4S 46 47 48 49 50 51 53 S4 55 56
\()
61 63 h4 65 67 nH
70 71 73 74
7~
73 75 77 78
so 82
90 9~
94 96 98 10
83 X'i
lO!
83
105
H9 91 93
107
:z
109 111
ñ[i1
~ [i1
o
=
Lg lnactivations
2.5
~7
28
= 7.5
lnactivatiorL~
165
104
130
156
31
63
94
125
157
106
133
159
32
64
96
127
159
191
108
135
162
33
65
98
130
163
195
ffi
Tabla 14 Valores de Ct para inactivación de Giardia con el cloro libre a 20°C (Tomados del manual EPA/626/6-91/027) Chlorine concentración
0.5
1.0
1.5
<=0.4
6
18
QJj
_6_
08
7 7 7 7 7_ 7 7 7 8 8 8 8
12 _13 13 13 14 _1_4 14 15 15 15 15 16 16
0.5
1.0
1.5
12 13 13 14 14 14 15 15 15 16 16 16 17
25 26 26 27 28 28 29 30 30
37 39 40 41 42 43 44 45 46 47
57 58 59 61 62
(mf!/L)
1
= LLJ u
oz: LLJ
~
1.2 14 L6 18
2 2.2 24 2...6 28 1
Chlorine concentración (rnf!/LJ < = 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2 22 2.4
1.0
ca
1'-
pH = 6 Lg Inactivations
2.6 2.8 3
17
13
31 32 32 33 34
2.0
24 25_ 19 20 26 20 26 20 27 21 27 28_ 21 22 29 22 29 22 29 23 30 ?3 11 24 31 24 31 pH = 8.0 Lg Inactivations
48 49 50 51
Nota: Ct99.9 = Ctpara 3-log.
pH = 7.0 Lg Inactivations
pH = 6.5 Lg Inactivations
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
30
36
7 R 8 8 8 8
15 15 15 16 J6 16 17 17 17 IR 18 18
22
26 27 28 28 29 29
35
43
52
10
_36_
45_
5A
u
37 37 38 39
46 47 48 48
55 56 57 58
11
21 21 22
11
44 45 46 47 48 4Q 50 51 52 53 54 SS 56 57
9 Q 9 9
75
37 38 38 1Q 40 41 42 43 43 44 45 46 47 48
1 1
23 24 24 25
29 30 31 11 32 33
_39_
__ A9_
_59
51 52
23 23 24 25 25_ 26 26 27 27 28
41 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 '53 54
52 53 55 56 58 58 60 62 61 64 65 67 68 69
62 64 66 67 69 70 72 74 75 77 78
57
61 62 63 65 66 67 68
11 12 12 12 12 13 13 13 13 14 14
31 32 33 34 35 _35 36 37 38 39 39 40 41 42
~2
~8
33 33 33 34 15 36 37
39 39 40 41 42 43
TI_
44
38 38 39 39
45 46 47 47
9 9 Q 9 9 9 10
2.-o
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
49 51 53 54
62 64 66 68 69 71 73 74 76 78 79 81 83 84
74 77
15 15 16 16 17 17 18 18 18 19 19 20 20 20
30 31 32 33
45 46
59 61 63 65 67 69 70 72 73 75
74 77
55
63 65
66 67
pH = 7.5 Lg Inactivations
44
79 81 83
85 87 89 91 93 95 97
99 101
R
19 19
7~
34 26 26 35 27 1'\ 27 36 28 37 28_ 37 29 38 pH =.8.5 Lg Inactivations
48 49 50 52 53 54
33 34 35 36 37
.. L
38 38 39 40 41
55 57 58 59 60 -
61
77 78 79 81
79 82 83 86 88 90 92 94 96 98. 99
L__l02
1 1
10
1'
10 10 JO 10
1 2( 2
..11
_2j
11 11
2(
z:
_3Q_
31 41 31 41 _42. _32 33 43 33 44 _45 34 45 34 pH = 9.0 Lg Inactivations
5.1 54 55
11
2: 22 23
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
89 92 95 98 100
18 18 19 20 20 21 21 22 22 23 23 24 24
35 36 38 39
53
70 73 75 78 80 82
88 91 94 98 100 103 105 108
105 109 113 117 120 123 126 129 132
45 46 47 48
-~
L_4~
103 105 108 110 113 115 117 119 122
_l)
40
41 42 43
44
55 57 59 60 62 63 65 66 68 69 71 72 73
84 86 88 90 92 94 95 97
56_
110 113 115
liS 119 122
135 138 141 143
~~~-
n
55
RO
81 83
Tabla 15 Valores de Ct para inactivación de Giardia con el cloro libre a 25°C (Tomados del manual EPA/626/6-91/027) --·--··-~-
Chlorine concentración {m¡yfi ,) <-04 Olí
08 1 17 14 11i 18 7 77 74 7 li ?_8 3
Chlorine concentración (m!!/U .;:
~
0.5
1.0
4 4 4 4 5 5 'i 5 5 'i
8 8 9 9 9 9 9
5 5 'i
5
lO 10 10 10 10 10 11
1.5
2.0
12 16 13 17 17 13 13 17 1R 14 14 18 14 19 15 19 15 19 1'i 10 15 20 16 21 11i 21 16 21 pH = 8.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
0.5
1.0
1.5
~o
24 '25 26 '26 27 27 28 29 29 30 _30 31 31 32
5 5
10 10
19
18_
20 21
5 5 6 6 6 6 6
10 11 11 11 11 12 p .12
~1
~6
21 22
'17
22_ 30 31 31 32
p
LQ
24 25 26
6_
_5.
15 15 16 16 16 17 17 17 18 18
12 12 12 13
~8-
33
~8
33 34 35 35 36 37 37 38
6 6 6 6 7 7 7 7 7 7 7 8 8
~1
22
"'
21 B ?3 24 '4 ?5 ?5 '26 26 27
_6
p
6 6
12
_6
13
''23 23
23
24 19 25 19 25 l2_ 25 pH = 8.5 L8_
28 29 '29 30 31 31 32
ll 13 14 14 14 14 15 15 15
2.0
23 18 24 19 25 25_ 19 19 25 20 26 20 27 21 27 21 27 ~1 28 29 22 '22 29 23 30 31 23 pH = 9.0
2.5
3.0
0.5
1.0
29 30 31 11 32 33 33 34 34 35 36 37 38 38
35 36 37 17 38 39 40 41 41 42 43
7 7 7 R 8 R 8 8
14 14 15 1"i 15 lli 16 16 J7 17 17 IR 18 18
3.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
45 46.
9 9
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0 70
0.5
1.0
1.5
2.0
8
17
50
10
20
30
59
12
23
58
43
51
lO
20
31
51
61
12
24
35 37
47 49
61
73
0.8
9
17 18 18 18 19 19 20 20 21 21 22 22
39 41
49
9
33 34
42
0.6
25 26
27
35
44
53
11
21
32
42
53
63
13
25
38
50
63
75
27
36
45
54
11
22
33
43
54
65
13
26
39
52
65
78
28
37
45
55
11
22
34
45
56
67
13
27
40
53
67
80
29
38
48
57
'12
23
35
46
58
69
14
27
41
55
68
82 84
9 l)
14
10
1.6
10
1.8
10
2
10
7?
10
24
11
2.6
11
2R
11
J
11
,
29
39
48
58
12
23
35
47
14
28
42
56
70
40
50
60
12
24
36
48
58 60
70
30
72
14
29
43
57
72
86
31
41
51
61
12
25
37
49
62
74
15
29
44
59
73
88
31
41
52
62
13
25
38
50
63
75
15
30
45
60
75
90
32
4::'
53
63
13
26
39
51
64
77
15
31
46
61
77
92
33
43
54
65
13
26
39
52
65
78
16
31
47
63
78
94
33
44
55
66
13
27
40
53
67
80
16
32
48
64
80
%
34
45
' -56
67
•. ~4 ..
. . .I!
41
54
68
__ 81_
16
32
49
65
81
97
Nota: 099.9 =O para 3-lng.
'
1.5 21 22 22 21 23 24 2.4 . 25 25 26 26 27 27 28
2.0
2.5
3.0
28 29 2\ 3( 3 3 1:
35 36 37 3R 38 39 40 41 42 43 43 44 45 46
42 43. 44 45 46 47 4R 49 50
3: 3' 3< 35 35 36 37
~
m
51
:z
52 53 54 55
o ñ
m
1
0.4
1
9 9 q
2.5
1.2
.8
44
Lg Inactivations
Lg lnactivations
Lg lnactivations
pH = 7.5 Lg Inactivations
pH = 7.0 Lg Inactivations
pH = 6.5 Lg lnactivations
pH = 6 Lg lnactivations
=
--.] (X) --.]
788
APENDICE 11 Tabla 16 Valor de Ct para inactivación de virus con cloramina (Tomado del Manual EPA/626/6-911027) Temperatura (C)
Inactivación
<=1
5
10
15
20
25
2-log.
1,243
857
643
428
321
214
3-log.
2,063
1,423
1,067
712
534
356
4-log.
2,883
1988
1491
994
746
497
APENDICE 111
789
~T f-~!.
h;i
w~~ TEIE
f-•+•j
W
l i jA A
h-
1
CODO DE BRAZO
aiLl
r-,-1
REDUCQON !EXCENTRICA
1
5 6 8 10 12 14 16 18 20 24 30 36 2 8
25 32 38 51 63 76 89 102 127 152 203 254 305 355 406 457 508 610 762 914 1068 1219
. :._j_
·~·
A
E
T
SALIDA LA TIRA~
CODO CON SALIDA LA·
TERAL
Q
Jt-j]_
U-U....J
t-F 1
45" TE LATERAL
REOUCCION
.n mi. ~~~~~~: fx,-l
Y
89 95 102 114 127 140 152 165 190 203 228 279 305 355 381 419 457 559 635 711 787 864
Alo
_L TU O CRUZ CON
~·
D D A Nomi- Interna nal mm mm
1 1 - 1/4 1- 112 2 2- 112 3 3- 112 4
+
CRUZ
rw
tm•T T
·--
~
CODO DE RADIO LARGO, go•
B
e
D
E
F
mm
mm
mm
mm
mm
127 140 152 165 177 197 215 228 286 292 355 419 483 546 610 673 737 864 1054 1244 1435 1625
44
146 159 177 203 241 254 292 305 342 368 521 622 686 762 813 889 1029 1244
44 44 51 63 63 76 76 76 89 89 114 127 140 152 165 177 203 228 254
-
-
51 57 63 76 76 89 102 114 127 140 165 190 190 203 215 241 279 381 457 533 610
444
-
-
-
127 140 152 165 177 203 228 279 305 355 406 457 483 508 610 762 914 1067 1219
D de la Brida
Es pesor de la Brida
108 118 127 152 177 190 215 228 254 279 342 406 483 533 596 635 698 813 987 1168 1346 1511
11 13 14 16 17 19 21 24 24 25 29 30 32 35 37 40 43 48 54 60 67 70
Gráf. 17 Dimensiones de accesorios (Normas ASA)
Xt
Yt
-
-
-
-
-
-
177 190 203 215 228 254 267 292 330 355 381 406 432 457 508 610 711 838 914
330 348 394 419 472 543 587 698 838 927 997 1225 1238 1333 1613 1918 2336 2692 2895
APENDICE IV
790
Ejemplo: L.. ·longitud df! tubtrío equívalenh de un codo corriente dt 6" df! diÓmttro ntá indicado por la l(nto punltoda y •• igual o 4.80 mt'b.
Volvulo dt Globo, abier Válvula dt Compwrta 3/4 Ctrrada 1/2 Cerrada 1/4 Ctrrada Abierta
Nofa_ Poro uponsiones o controccionn tomar el menor diámttro del accnorío
1000
500
400 300 50
200
40
VÓlvulo en angulo rect lOO
30 50 40 30
Codo 180°
20
ui
U)
o -o o
E
::!}
~
:J
c
Q¡
a.
·:;>
o
o
~ ----
Ttt corrientt e cambio dt dirección dtl flujo
Expansi
10
e
...
O' Q.¡
Q.¡
5.0 '!::! -¡o-~--
30
..a
E
.S:
Q.¡
2.0
1 Codo de rod1o corto o lee reduc1da 1/4
r=.~ -c__¡=-=r-
d/o = lA d/0: 1/2
'5
"O
o
O>
e
o
...J
0.2
d/o = 3/4 0.1
Codo dt rad1o largo o !te sin camb1o di' direCCIÓn
Codo 45°
0.5
Gráf. 18 - Longitud de tubería que equivale a la pérdida de carga producida por un accesorio
Q¡
E ·o
.."O:J_ 1.0
Enlroda carritntt
lt:L::.
o
-
APENDICE V
791
Tabla 19 - Equivalentes de presión y carga hidráulica
Presión o carga 1b/pulgada2 1b/pie2
lb/pu}gada 1
lb/pie
Atmós· feras
2
kg/m 2
Pul. agua l2°C
A§,ua 12 e
kg/m 2
Pul. mm Mercurio Mercurio 0°C
0°C
144
0.068046
0.070307
703.067
27.707
2.3039
2.03601
51.7148
0.0069445
1
0.000473
0.000488
4.88241
0.19241
0.01603
0.014139
0.35913
Atmósferas kg/cm2
14.696
2116.22
1
1.0332
10332.27
407.17
33.931
29.921
760.
14.2234
2048.17
0.96784
1
10000.
394.08
32.840
28.959
735.559
kg/cm2
0.001422
0.204817
0.0000968
0.0001
1
0.03941
0.003284
0.002896
0.073556
Pulg. agua*
0.036092
5.1972
0.002456
0.00253
25.375
1
0.08333
0.073483
1.8665
Pies agua•
0.433103
62.3668
0.029471
0.03045
304.50
12.
1
0.88180
22.3980
Pulg. mercurio
0.491157
70.7266
0.033421
0.03453
345.316
13.608
1.1340
1
25.40005
mm mercurio
0.0193368 2.78450
0.0013158
0.0013595
13.59509
0.535764
0.044647
0.03937
1
Tabla 20 - Equivalencias Prácticas
Area
Pulgada cuadrada
Centímetro cuadrado
Pie cuadrado
1
6.452
0.0069
0.155
1
0.0011
144
929
1
Peso
kg
onzas
g
1
454
16
0.0022
1
0.035
0.063
2835
1
792
APENDICE V
Tabla 21 - Carga de agua en merros a libras por pulgada cuadrada 1 mr. = 1.422 lh/pul.2
Metros U nidad
DECIMOS
--
o
1
o
2
3
4
5
6
7
8
9
0.142
0.284
0.426
0.569
0.711
0.853
0.995
1.137
1.279
1
1.422
1.564
1.706
1.848
1.990
2.132
2.275
2.417
2.559
2.701
2
2.843
2.985
3.127
3.270
3.412
3.554
3.696
3.838
3.980
4.123
3
4.265
4.407
4.549
4.691
4.833
4.976
5.118
5.260
5.402
5.544
4
5.686
5.828
5.971
6.113
6.255
6.397
6.539
6.681
6.824
6.966
5
7.108
7.250
7.392
7.534
7.677
7.819
7.961
8.103
8.245
8.387
6
8.530
8.672
8.814
8.956
9.098
9.240
9.382
9.525
9.667
9.809
7
9.951
10.093
10.235 10.378
8
11.373 11.515 11.657 11.799 11.941 12.083 12.226 12.368 12.510 12.652 12.794 12.936 13.079 13.221 . 13.363 13.505 13.647 13.789 13.932 14.074
9
10.520 10.662 10.804 10.946 11.088 11.231
Tabla 22 - Libras por pulgada cuad~ada a kilogramos por centímetro cuadrado 1 lb/1 pulg. 0.0703 kg/cm-
lb/pul-gada
U nidad
2
o
o
DECIMOS
1
2
3
4
5
6
7
8
9
0.007
0.014
0.021
0.028
0.035
0.042
0.049
0.056
0.063
1
0.070
0.077
0.084
0.091
0.098
0.105
0.112
0.120
0.127
0.134
2
0.141
0.148
0.155
0.162
0.169
0.176
0.183
0.190
0.197
0.204
3
0.211
0.218
0.225
0.232
0.239
0.246
0.253
0.260
0.267
0.274
4
0.281
0.288
0.295
0.302
0.309
0.316
0.323
0.330
0.337
0.345
5
0.352
0.359
0.366
0.373
0.380
0.387
0.394
0.401
0.408
0.415
6
0.422
0.429
0.436
0.443
0.450
0.457
0.464
0.471
0.478
0.485
7
0.492
0.499
0.506
0.513
0.520
0.527
0.534
0.541
0.548
0.555
8
0.562
0.569
0.577
0.584
0.591
0.598
0.605
0.612
0.619
0.626
9
0.633
0.640
0.647
0.654
0.661
0.668
0.675
0.682
0.689
0.696
APENDICE V
793
Tabla 23 - Kilogramo por centípetro cuadrado a libra~ por pulgada cuadrada 1 Klg./cm = 14.223 lbs/1 pulg.
2
DECIMOS
KJ /cm
U ni-
dad
o
o
1
2
3
4
5
6
7
8
9
1.422
2.845
4.267
5.689
7.112
8.534
9.956
11.379
12.801
1
14.223
15.646
17.068
18.490
19.913
21.335
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