acuductos proyecto

EMPRESA DEPARTAMENTAL DE SERVICIOS PÚBLICOS DE BOYACÁ S.A. E.S.P.

NIT. 900.297.725-0

FORMULACIÓN Y ELABORACIÓN DE LOS PLANES MAESTROS DE ACUEDUCTO

Y ALCANTARILLADO DE LOS MUNICIPIOS DE MARIPÍ (ACTUALIZACIÓN) SAN

PABLO DE BORBUR (ACTUALIZACIÓN) Y GACHANTIVÁ; ACTUALIZACIÓN DE

LOS PLANES MAESTROS DE ACUEDUCTO DE LOS MUNICIPIOS MUZO Y

SAMACÁ Y ACTUALIZACIÓN DEL PLAN MAESTRO DE ALCANTARILLADO DEL

MUNICIPIO DE SAN JOSÉ DE PARE Y PLAN DE SANEAMIENTO Y MANEJO DE

VERTIMIENTOS DEL MUNICIPIO DE SAN MIGUEL DE SEMA.

CONTRATO No. 011 DE 2011

CONSULTOR

COMPORTAMIENTO HIDRAULICO DEL SISTEMA DE ACUEDUCTO EXISTENTE

PRODUCTO 04

MUNICIPIO DE SAMACÁ

DEPARTAMENTO DE BOYACÁ

JUNIO DE 2012

VERSIÓN 2.0

INFORME PRODUCTO 4

MUNICIPIO DE SAMACA

P04- SMC-V2.0

EMPRESA DEPARTAMENTAL DE

SERVICIOS PUBLICOS DE BOYACA

Contrato 011-2010

1

Carrera 70 A No 104-51 Bogotá D.C. Barrio Morato. Tel. (1) 8027452 Cel. 310.6018623

www.inalcon.com - [email protected]

INDICE DE CONTENIDO

1. INTRODUCCIÓN ..................................................................................................................... 5

4. COMPORTAMIENTO HIDRAULICO DEL SISTEMA DE ACUEDUCTO

EXISTENTE .................................................................................................................................. 7

4.1 Evaluación hidráulica del sistema de acueducto existente ............................................................... 7

4.1.1 Parámetros de Diseño.................................................................................................................................... 7 4.1.1.1 Grado de Complejidad del Sistema ...................................................................................................... 7 4.1.1.2 Período de Diseño ................................................................................................................................ 7 4.1.1.3 Caudal de Diseño ................................................................................................................................. 7 4.1.1.4 Sistema de acueducto ........................................................................................................................... 9

4.1.2 Evaluación hidráulica captación ................................................................................................................. 11 4.1.3 Evaluación hidráulica aducciones ............................................................................................................... 20

4.1.3.1 Línea de aducción No. 1 ..................................................................................................................... 20 4.1.3.2 Línea de aducción No. 2 ..................................................................................................................... 22 4.1.3.3 Línea de aducción No. 3 (Humedal - Desarenador Teatinos) ............................................................ 24 4.1.3.4 Modelo hidráulico en EPANET ......................................................................................................... 26

4.1.4 Evaluación hidráulica Desarenador ............................................................................................................. 26 4.1.5 Evaluación hidráulica Línea de conducción ................................................................................................ 31

4.1.5.1 Línea de conducción No. 1 ................................................................................................................. 32 4.1.5.2 Línea de conducción No. 2 ................................................................................................................. 34 4.1.5.3 Modelo hidráulico en EPANET ......................................................................................................... 43

4.1.6 Evaluación hidráulica Planta de tratamiento de agua potable ..................................................................... 43 4.1.7 Evaluación hidráulica Tanque de almacenamiento ..................................................................................... 46 4.1.8 Evaluación hidráulica Red de Distribución ................................................................................................. 47

4.2 Modelo de simulación hidráulica a partir de un esquema físico del sistema de distribución que

sea representativo de las condiciones operativas actuales. ..................................................................... 47

4.3 Metodologías para efectuar las mediciones de campo requeridas a efecto de disponer de

información que sirva para evaluar el estado actual del sistema y para efectos de alimentación del

modelo ......................................................................................................................................................... 51

4.4 Alimentación del modelo basado en demandas de agua obtenidas como resultado de estudios

de población ................................................................................................................................................ 52

4.5 .Simulaciones en el modelo para definir cuáles son los aspectos operacionales actuales en cada

una de las condiciones demanda de agua: Máximas Diarias, Máxima horaria, Media diaria y

Mínima horaria .......................................................................................................................................... 53

4.6 Análisis y evaluación de las condiciones operativas actuales de cada uno de los componentes del

sistema de distribución............................................................................................................................... 57

4.7 Recomendaciones para optimizar la operación del sistema de acuerdo a los requerimientos

reales del servicio de acueducto en la actualidad. ................................................................................... 57

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4.7.1 Bocatoma .................................................................................................................................................... 57 4.7.2 Aducciones .................................................................................................................................................. 58 4.7.3 Desarenadores ............................................................................................................................................. 58 4.7.4 Conducción ................................................................................................................................................. 58 4.7.5 Redes de Distribución ................................................................................................................................. 58

4.8 Planos digitalizados y memorias toda la información recopilada y descrita anteriormente. ..... 59

4.9 Planos donde se muestre la distribución de caudales, velocidades, demanda y presiones en

todos los tramos y nodos de la red matriz analizada............................................................................... 59

4.10 Calculo de los volúmenes de compensación requeridas por cada tanque del sistema. ................ 59

4.11 Esquema físico y codificado del sistema de distribución actual. ................................................... 64

4.12 Evaluación de los coeficientes de variación diaria y horaria de la demanda.. ............................. 65

4.13 Análisis de la capacidad limitante y necesidad de obras o acciones. ............................................. 66

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INDICE DE TABLAS

Tabla1. Número de Suscriptores del Sistema de Acueducto - Zona Urbana ............................... 9 Tabla 2. Número de Suscriptores del Sistema de Acueducto – Zona Rural .............................. 10 Tabla 3. Evaluación hidráulica línea de aducción Q. Cortaderal ............................................. 21

Tabla 4. Capacidad máxima de conducción línea de aducción Q. Cortaderal ........................... 22 Tabla 5. Evaluación hidráulica línea de aducción Rio Teatinos .............................................. 23

Tabla 6. Capacidad máxima de conducción línea de aducción Rio Teatinos ............................ 24

Tabla 7. Evaluación hidráulica línea de aducción Humedal Cortaderal - Desarenador Teatinos . 25

Tabla 8. Capacidad máxima de conducción línea de aducción sector Casiquilla ....................... 26 Tabla 9. Descripción Línea de conducción No. 1 (L1) ........................................................... 32 Tabla 10. Descripción Línea de conducción No. 2 (L2) ......................................................... 32

Tabla 11. Evaluación hidráulica Tramo 1 línea de Conducción desarenador 1 a desarenador 2 .. 33 Tabla 12. Capacidad máxima de conducción del tramo No. 1 de la línea de conducción 1......... 34

Tabla 13. Evaluación hidráulica Tramo 2 (DES 2 - CQ1) línea de Conducción No. 2 ............... 35

Tabla 14. Capacidad máxima de conducción del tramo No. 2 de la línea de conducción ........... 36

Tabla 15. Evaluación hidráulica Tramo 3 línea de Conducción CQ1 –CQ2 ............................. 37


Tabla 17. Evaluación hidráulica Tramo 4 línea de Conducción CQ2 –CQ3 ............................. 39


Tabla 19. Evaluación hidráulica Tramo 5 línea de Conducción CQ3 – PTAP .......................... 41


Tabla 21. Resumen capacidad máxima de conducción .......................................................... 43

Tabla 22. Longitud de tubería existente por diámetro y material............................................. 47 Tabla 23. Diámetros internos promedio para PVC RDE 21 .................................................... 50

Tabla 24. Diámetros internos promedio para PVC RDE13.5 .................................................. 50 Tabla 25. Diámetros internos promedio para PVC RDE13.5 .................................................. 50

Tabla 26. Datos de demanda horaria ................................................................................... 60 Tabla 27. Coeficiente de consumo máximo diario, k1, según el Nivel de Complejidad del Sistema

....................................................................................................................................... 65 Tabla 28. Coeficiente de consumo máximo horario, k2, según el Nivel de Complejidad del

Sistema y el tipo de red de distribución. .............................................................................. 66

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INDICE DE FIGURAS

Figura 1. Captación Quebrada Cortaderal ............................................................................ 12

Figura 2. Captación Número 2 sobre Rio Teatinos ................................................................ 15 Figura 3. Captación Número 3 Humedal Cortaderal .............................................................. 19

Figura 4. Captación Número 4 Pozo Profundo Santa Isabel ................................................... 20

Figura 5. Desarenador 1 Cortaderal ..................................................................................... 27

Figura 6. Desarenador 2 (Rio Teatinos) ............................................................................... 29 Figura 7. Planta de tratamiento de Agua Potable antigua ....................................................... 44

Figura 8. Planta de Tratamiento de agua potable 2 ................................................................ 45

Figura 9. Sistema de dosificación ....................................................................................... 45

Figura 10. Red de distribución por diámetro nominal ............................................................ 49

Figura 11. Curva variación horaria de la demanda. ............................................................... 52

Figura 12. Resultados de la simulación para caudal máximo diario. ........................................ 53

Figura 13. Resultados de la simulación para el caudal máximo horario. .................................. 54

Figura 14. Resultados de la simulación para el caudal medio diario ........................................ 55

Figura 15. Resultados de la simulación para el caudal mínimo horario .................................... 56

Figura 16. Curva de demanda Horaria ................................................................................. 60

Figura 17. Curva integral del tanque regulador con suministro por gravedad ........................... 62

Figura 18. Volúmenes de compensación para el año 2012 ..................................................... 63

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1. INTRODUCCIÓN

La EMPRESA DEPARTAMENTAL DE SERVICIOS PÚBLICOS DE BOYACÁ S.A. E.S.P.,

como Gestor del Plan Departamental de Boyacá, representada y gerenciada por el Dr. Julio Cesar

González Rodríguez consciente de las necesidades insatisfechas en las comunidades aferentes a

su competencia y en su esfuerzo por implementar y ofrecer condiciones actas de agua potable y

saneamiento básico ambiental a sus localidades en general, ha optado por celebrar el contrato No.

011 de 2011, cuyo objeto es la “FORMULACIÓN Y ELABORACIÓN DE LOS PLANES

MAESTROS DE ACUEDUCTO Y ALCANTARILLADO DE LOS MUNICIPIOS DE MARIPÌ

(Actualización) SAN PABLO DE BORBUR (Actualización) y GACHANTIVÁ;

ACTUALIZACIÓN DE LOS PLANES MAESTROS DE ACUEDUCTO DE LOS

MUNICIPIOS MUZO Y SAMACÁ y ACTUALIZACIÓN DEL PLAN MAESTRO DE

ALCANTARILLADO DEL MUNICIPIO DE SAN JOSÉ DE PARE y PLAN DE

SANEAMIENTO Y MANEJO DE VERTIMIENTOS DEL MUNICIPIO DE SAN MIGUEL DE

SEMA, EN EL DEPARTAMENTO DE BOYACÁ. GRUPO N., el cual fue adjudicado por

medio del concurso de merito abierto No. CM-001-2011, al CONSORCIO AGUAS DE

BOYACÁ, identificado con NIT. 900.437042-0 y representado legalmente por el Ingeniero

JOSE CARLOS VERGARA MENDOZA, esta decisión estuvo soportada en las condiciones

técnico económicas presentadas, cuyos lineamientos fueron los idóneamente solicitadas por el

ente encargado para encomendar tales fines.

Por su parte el CONSORCIO AGUAS DE BOYACÁ, responsable de sus compromisos y

técnicamente capacitado para adelantar los propósitos trazados, ha desarrollado sus labores

tendientes a cumplir satisfactoriamente las metas pactadas por medio del Contrato 011 DE 2011

celebrado con la EMPRESA DEPARTAMENTAL DE SERVICIOS PÚBLICOS DE BOYACÁ

S.A. E.S.P., en ese mismo orden, se ha decidido como parte de los documentos necesarios en el

buen desarrollo de las actividades, estructurar el presente informe denominado PRODUCTO 04.

COMPORTAMIENTO HIDRÁULICO DEL SISTEMA DE ACUEDUCTO EXISTENTE,

correspondiente al municipio de Samacá (Boyacá), en el cual se describe y comprueba el

funcionamiento hidráulico del Sistema de Acueducto actual.

En terminados generales, según lo establece el Contrato 011 de 2011 y en especial en el Anexo 2

Especificaciones Técnicas, el objetivo principal y los alcances específicos del proyecto, se

enmarcan en los productos detallados a continuación:

1. Producto 1: Estudios Preliminares

2. Producto 2: Estudios de Abastecimiento

3. Producto 3: Catastro de Acueducto

4. Producto 4: Componente Hidráulico del Sistema de Acueducto Existente

5. Producto 5: Planteamiento, Análisis y Selección de Alternativas Sistema de Acueducto

6. Producto 6: Plan de Expansión y Diseños de Sistema de Acueducto Objetivo

7. Producto 7: Sistema de Tratamiento de Agua Potable

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8. Producto 8: Programa de Optimización del Sistema de Acueducto

9. Producto 9: Estudio de Drenaje del Sistema de Alcantarillado

10. Producto 10: Catastro del Sistema de Alcantarillado

11. Producto 11: Comportamiento Hidráulico del Sistema de Alcantarillado Existente

12. Producto 12: Planteamiento, Análisis y Selección de Alternativas (Alcantarillado)

13. Producto 13: Plan de Expansión y Diseños del Sistema de Alcantarillado Objetivo

14. Producto 14: Sistema de Tratamiento de Aguas Residuales

15. Producto 15: Programa de Optimización del Sistema

16. Producto 16: Estudio Predial (Propiedades, Derechos y Servidumbres)

17. Producto 17: Trabajos Topográficos

18. Producto 18: Aspectos Ambientales

19. Producto 19: Documentación Técnica para Licitaciones

20. Producto 20: Plan de Ejecución del Proyecto

21. Producto 21: Programa de Gestión Social del Proyecto

22. Producto 22: Presentación de los Proyectos al MAVDT

Cada uno de estos productos se desarrollara en la media que avanza en el proyecto durante el

término o duración del mismo.

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4. COMPORTAMIENTO HIDRAULICO DEL SISTEMA DE ACUEDUCTO

EXISTENTE

Este capítulo presenta los análisis realizados por la consultoría para determinar el

comportamiento hidráulico del sistema de acueducto.

4.1 Evaluación hidráulica del sistema de acueducto existente

4.1.1 Parámetros de Diseño

Los parámetros y criterios de diseño que se tendrán en cuenta para el diagnóstico y formulación

de las obras del Plan Maestro de Acueducto y Alcantarillado, tendrán en cuenta el Reglamento

Técnico del Sector del Agua Potable y del Saneamiento Básico, Normas RAS 2000, aprobadas

mediante Resolución 1096 del 17 de noviembre del año 2000 del Ministerio de Desarrollo

Económico y la Resolución 2320 del 27 de noviembre del año 2009 del Ministerio de Ambiente,

Vivienda y Desarrollo Territorial.

4.1.1.1 Grado de Complejidad del Sistema

Los artículos 11 y 12 de la Resolución 1096 del año 2000, definen los criterios técnicos que se

deben tener en cuenta para asignar el nivel de complejidad del proyecto, el cual básicamente

depende del tamaño de la población beneficiada por el estudio, proyectada al período de diseño y

de la capacidad económica de los usuarios del servicio.

En el numeral 1.4.4 "Definición del Nivel de Complejidad" del producto número 1 del presente

Plan Maestro de Acueducto, se definió que el nivel de complejidad del sistema de acueducto para

el municipio de Samacá es MEDIO, por tener una población proyectada para el año 2037 de

10.321 habitantes y una capacidad económica BAJA por parte de los usuarios del sistema.

4.1.1.2 Período de Diseño

El artículo 2 de la Resolución 2320 del 2009, estableció que para los niveles de complejidad bajo,

medio y medio alto, el período de diseño del proyecto es de 25 años. Debido a esta condición, se

ha adoptado en el numeral 3.3.1 del informe del producto 01, un período de diseño de 25 años.

Para efectos del diagnostico del sistema de acueducto del municipio de Samacá se tomará como

horizonte de diseño el año 2037.

4.1.1.3 Caudal de Diseño

De acuerdo con las Normas RAS 2000, cada componente del sistema de acueducto y

alcantarillado tiene un correspondiente caudal de diseño tal como se describe a continuación para

el caso de un proyecto con nivel de complejidad MEDIO y para el año 2037:

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Captación del Agua

El caudal de diseño para el sistema de captación del agua, como existe tanque de

almacenamiento, será el caudal máximo diario más el consumo en la planta de tratamiento de

agua Título A.11.1.4). El Título B.2.5 establece que las pérdidas en la aducción deben ser

menores al 5% del caudal medio (numeral B.2.5.1) y las necesidades en la planta de tratamiento

deben estar entre el 3 y el 5% del consumo medio (título B.2.5.2). Sin embargo, por

recomendación directa de ventanilla única del Ministerio a la interventoría del presente proyecto,

se determinó que no se tendrán en cuenta las pérdidas en la línea de aducción, de esta manera, se

asumirá únicamente. El consumo de agua en la planta de tratamiento, para el cual se adopta el 5%

del caudal medio diario.

Caudal medio diario año 2012 = 25,21 L/s

Caudal medio diario año 2037 = 19,51 L/s

Caudal máximo diario año 2012 = 25,21 x 1,3 = 32,77 L/s

Caudal máximo diario año 2037 = 19,51 x 1,3 = 25,36 L/s

Caudal de diseño año 2012 = 32,77 + 0,05 x 25,21 = 34,03 L/s


Líneas de Aducción y Conducción

El Título B.6.4.2 de las normas RAS, establece que el caudal de diseño para las líneas de

aducción y conducción, existiendo tanque de almacenamiento será el caudal máximo diario más

las pérdidas en la aducción y el consumo en la planta de tratamiento de agua. Sin embargo como

se ha dicho en el numeral anterior, por recomendación directa de ventanilla única del Ministerio a

la interventoría del presente proyecto, se determinó que no se tendrán en cuenta las pérdidas en la

línea de aducción, de esta manera, se asumirá únicamente. El consumo de agua en la planta de

tratamiento, para el cual se adopta el 5% del caudal medio diario.

Los caudales de diseño para las líneas de aducción son los mismos que fueron calculados en el

numeral anterior.

Qd año 2012 = 34,03 L/s

Qd año 2037 = 26,33 L/s

Planta de Tratamiento de Agua Potable

Se considera el caudal máximo diario más el consumo en la planta de tratamiento

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La planta de tratamiento de agua será evaluada para las condiciones hidráulicas del año 2012 y

2037.

Para la evaluación hidráulica de los años 2012 y 2037, se tendrán en cuenta los siguientes

caudales de diseño:



Redes de Distribución

De acuerdo con el Título B.7.4.2, el caudal de diseño debe ser el caudal máximo horario (QMH)

o el caudal medio diario (Qmd) más el caudal de incendio, el que resulte mayor de los dos. El

caudal máximo horario será tomado en general como el caudal máximo diario multiplicado por

un factor de mayoración K2 igual a 1,6 para redes secundarias de acuerdo con el Título B.2.7.5

Qd año 2011 = 32,77 x 1,6 = 52,43 L/s

Qd año 2037 = 25,36 x 1,6 = 40,58 L/s

4.1.1.4 Sistema de acueducto

El acueducto del área urbana del municipio de Samacá es administrado por la Empresa de

Servicios Públicos de Samacá SERVITEATINOS S.A. E.S.P. La Empresa además del acueducto,

administra los servicios públicos de alcantarillado y aseo.

De acuerdo con la Información proporcionada por la Empresa de Servicios Públicos de Samacá,

el número de suscriptores urbanos del Sistema de Acueducto, asciende a los 1.410,

contemplando 23 en el uso comercial y 21 en el oficial.

A continuación se presentan el número de suscriptores para la zona urbana discriminados por

usos y estratos:

Tabla1. Número de Suscriptores del Sistema de Acueducto - Zona Urbana

Estrato Suscriptores %

1 291 20,64%

2 642 45,53%

3 428 30,35%

4 5 0,35%

Residencial 1366 96,88%

Comercial 23 1,63%

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Estrato Suscriptores %

Oficial 21 1,49%

Total 1410 100,00% Fuente. SERVITEATINOSAMACA S.A E.S.P

Por otra parte, se debe considerar que actualmente el Sistema de Acueducto de Samacá vende

agua en bloque a cuatro sectores veredales correspondientes a El Puerto, La Cabuya, Las

Margaritas y La Batea; se proyecta que dichos sectores van a entrar a ser suscriptores del Sistema

de Acueducto Municipal.

Para calcular la población suburbana beneficiaria por el sistema de acueducto se adopta el valor

de la densidad habitacional que arrojó el último censo realizado por el DANE en el año 2005, el

cual se obtuvo, luego de efectuar la división entre el número total de habitantes de la zona

suburbana de Samacá para el año 2005, que es igual a 12.752 dividido entre el respectivo

número de viviendas censadas, igual a 2.741 viviendas, con lo que se obtuvo un total de 4,65

hab./viv. A continuación se detallan el número de usuarios pertenecientes a cada sector y el

número habitantes suburbanos suscritos al sistema de acueducto:

Tabla 2. Número de Suscriptores del Sistema de Acueducto – Zona Rural

Sector No. Usuarios Población (hab.)

El Puerto 33 154

La Cabuya 38 177

Las Margaritas 33 154

La Batea 51 238

Total 155 723 Fuente: SERVITEATINOSAMACA S.A E.S.P

El servicio de acueducto atiende un total de 1565 usuarios con una cobertura del servicio del

100%; la cobertura de micromedición también es del 100% y de acuerdo con la información

reportada por la Empresa de Servicios Públicos de Samacá, la totalidad de los micromedidores se

encuentran en buen estado ya que inmediatamente se reporten daños, se realizan las correcciones

respectivas a los micromedidores.

A continuación se realiza una descripción y evaluación de cada uno de los componentes del

sistema de acueducto, cabe aclarar, que todos los datos utilizados para realizar las respectivas

evaluaciones, como longitudes, diámetros, cotas, tipos de materiales y demás, fueron extraídos

del catastro de acueducto, cuyos resultados se encuentran en el producto tres (3) realizado y

presentado por esta consultoría.

Para una mayor comprensión de la estructura, composición y funcionamiento del sistema de

acueducto del municipio de Samacá, en el anexo 4.8 del presente informe se encuentra el plano

de topología del sistema de acueducto, el cual corresponde a un esquema georreferenciado que

además de indicar la localización geográfica de las estructuras y las dimensiones de las líneas de

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conducción y la red de distribución, presenta las principales características de los mismos como

longitudes, diámetros, áreas superficiales, volúmenes y tipos de materiales; todos estos datos

fueron tomados de los resultados arrojados por el producto 3 “Catastro de Acueducto”.

En respuesta a que el plano de topología del sistema de acueducto es un esquema, las estructuras

como bocatomas, desarenadores, PTAP y tanque de almacenamiento que constituyen este sistema

han sido sustituidas por convenciones cuyas dimensiones no corresponden a las dimensiones

reales de las estructuras, lo anterior, con el objetivo de poder apreciar mejor la composición del

sistema en la escala grafica manejada por el plano. Por tal motivo, se deben considerar los datos

presentados en cada tabla conjunta a las estructuras y líneas de conducción como las

características reales de las mismas.

4.1.2 Evaluación hidráulica captación

El municipio de Samacá cuenta con cuatro fuentes de abastecimiento, dos de ellas presentan

captaciones de fondo, la tercer fuente de abastecimiento es un pozo y la cuarta fuente de

abastecimiento es el humedal Cortaderal, desde el cual se deriva una tubería de 6" hasta el

desarenador Teatinos. De esta manera evaluaremos hidráulicamente las estructuras de captación

de fondo y describiremos los sistemas de captación restantes.

Captación No. 1: Quebrada Cortaderal

La primera estructura de captación corresponde a una bocatoma de fondo, la cual se encuentra

localizada en las coordenadas 1.091.634,43 m.N. Y 1.060.737,78 m.E. y a una elevación de

3086,84 msnm; esta bocatoma no cuenta con una rejilla, sin embargo las características del

orificio son las siguientes:

No. de orificios de captación: 1

Longitud total: 1,52 metro

Ancho total: 0,63 m

El agua captada a través del espacio para la rejilla es conducida por una tubería de 12" que hace

las veces de canal de derivación, esta tubería tiene una longitud de 1.70 metros hasta la cámara de

derivación, cuyas dimensiones son: 0.68 m de ancho x 1,02 m de longitud y 2,19 m de alto, esta

cámara de derivación cuenta con una tubería de PVC en un diámetro de 12”, la cual conduce el

agua captada hasta el desarenador correspondiente, también se encontró una tubería de PVC de

12” que se utiliza para el lavado de la estructura.

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Figura 1. Captación Quebrada Cortaderal

La presa tiene una longitud de 6,12 m y de acuerdo con el levantamiento topográfico realizado, se

tiene la siguiente información:

Cota de la presa = 3.086,88 m.s.n.m.

Cota corona muros de la presa = 3.087.63 m.s.n.m.

Altura corona muro presa sobre la presa = 3.087.63 – 3.086,88 = 0,75 m

Para las condiciones de caudal mínimo de 0.4 L/s, el cual fue determinado por el estudio

hidrológico en el producto 1, la altura del agua sobre la presa será

Q = C * L * H^(3/2)

En donde:

Q: Caudal a través de la reja, en m3/s

L: longitud del vertedero frontal

C: coeficiente del vertedero = 1,838

H: Carga hidráulica sobre el vertedero, en m

H = │Q/ C . L │2/3

Considerando una longitud del vertedero igual a la longitud de la reja, se tiene:

H = (0,0004/1,838 x 1.52)^(2/3)

= 0,003 m

Cota nivel mínimo del agua = 3086.18 + 0,003 = 3086.183 m.s.n.m.

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El caudal de diseño para el año 2012 y 2037 será



A continuación realizaremos la comprobación hidráulica para este funcionamiento de captación

en condiciones del caudal de diseño del año 2037, ya que el caudal de verano (0.4 l/s), no permite

la comprobación del caudal captado:

Caudal afluente a la reja = Qd 2037 = 34.03 L/s

El caudal por metro lineal será: q= 0.034 / 1.52 = 0.02239 m3/s-m

La profundidad crítica será: yc = (q2/g)

1/3

En donde,

Yc: profundidad crítica, en m

q: caudal por metro lineal, en m3/s-m

g: aceleración de la gravedad = 9.81 m/s2

yc = (0,02239 /9,81)1/3 = 0,0371 m

La Energía específica mínima = 3/2 * yc

E mínima = 1,5 x 0,0371 = 0,056 m

La velocidad crítica será: Vc = ( g . yc )1/2

Vc = (9,8 x 0,0371)1/2

= 0,60 m/s

Profundidad del agua antes de la reja (y1) = 0,037 m. (cercano a la profundidad crítica)

La velocidad del agua antes de la reja y al inicio de la presa será:

Q = V * A

En donde:

Q: Caudal antes de la reja y al inicio de la presa, en m3/s

V: Velocidad del flujo en m/s

A: Área del flujo, en m2

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P04- SMC-V2.0



Contrato 011-2010

14



V = Q/A = 0,034 /(1,52 x 0,037) = 0,605 m/s

Energía específica: E = y1 + V2 /2g

En donde:

E: Energía específica, en m

Y1: profundidad del agua antes de la reja y al inicio de la presa


g : aceleración de la gravedad

E = 0,037 + 0,6052 /19,62 = 0,056 m

Y1/E = 0,037/0,056 = 0,66

Considerando un flujo espacialmente variado con disminución de caudal y no poseer rejilla, a

continuación comprobaremos si el orificio existente es capaz de captar el caudal de diseño. Para

ello, la ecuación del orificio sumergido establece que:

Q: Cd *A*(2gH)1/2

Donde,

Q: Caudal en m3/s

Cd: Coeficiente de descarga

A: Área de la sección del orificio

H: Gradiente hidráulico en m

El área necesaria para captar el caudal de diseño 2037 (34,03 l/s), es:

A = Q / (C*(2gH)1/2

)

Suponiendo una Carga hidráulica mínima de 1 cm

A = 0.034 / (0.61*(19.6*0.01)1/2

) = 0.12 m2 < 0.958 m

2

De acuerdo a lo anterior, se evidencia que el área de orificio actual, excede 7.59 veces el área

necesaria para captar el caudal de diseño.

El caudal requerido para el año 2037 (26.34 l/s) es inferior al caudal requerido para el año 2012

(34.03 l/s), por lo que se concluye con el análisis anterior, que la estructura de captación también

está en condiciones de captar el caudal de diseño 2037.

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15



Captación dos Rio Teatinos

La segunda estructura de captación corresponde a una captación de fondo sobre el Rio Teatinos,

en las coordenadas: 1.091.488,97 mN y 1.061.736,44 mE a una elevación de 2992,04 msnm; esta

captación está localizada sobre el rio Teatinos. Esta bocatoma no cuenta con una rejilla, sin

embargo las características del orificio son las siguientes:

No. de orificios de captación: 1

Longitud total : 1,53 metro

Ancho total: 0,33 m

El agua captada a través del orificio es conducida por un canal aductor de 0.33 m de ancho, 0.45

m de alto y una longitud de 1.53 metros hasta la cámara de derivación, cuyas dimensiones son:

1.75 m de ancho x 1,42 m de longitud y 2,80 m de alto, esta cámara de derivación cuenta con una

tubería de PVC en un diámetro de 10”, la cual conduce el agua captada hasta el desarenador

número 2 (Desarenador Teatinos).

Figura 2. Captación Número 2 sobre Rio Teatinos

La presa tiene una longitud de 4,47 m y de acuerdo con el levantamiento topográfico realizado, se

tiene la siguiente información:

Cota de la presa = 2.992,04 m.s.n.m.

Cota corona muros de la presa = 2.992,82 m.s.n.m.

Altura corona muro presa sobre la presa = 2.992,82 – 2.992,04 = 0,78 m

Considerando el caudal máximo de 7,85 m3/s, el cual fue determinado en el análisis hidrológico

realizado para la cuenca del Rio Teatinos en el informe del producto No. 1 desarrollado por la

presente consultoría, la altura del agua sobre los muros de la presa será:

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Q = C . L H3/2

En donde,

Q = caudal en m3/s

C = coeficiente del vertedero, igual a 1,838

L = longitud del vertedero o de la presa

H = carga hidráulica sobre el vertedero

H = (Q/ C x L)2/3

H = │7,85 /1,838 x 4,47 │2/3

= 0,97 m

En condiciones del caudal máximo, la altura del agua sobre la presa trataría de alcanzar una altura

de 0,97 metros, que aunque es inferior a la altura de los muros de la presa, se tiene que recordar

que esta fuente está regulada por el embalse teatinos por lo que según testimonio del fontanero,

no se ha llegado a superar la altura de los muros. Por tanto es de esperarse que la quebrada no se

desborde en épocas de invierno.

Para las condiciones de caudal mínimo de 0,019 m3/s, el cual fue determinado por el estudio

hidrológico, la altura del agua sobre la presa será

Q = C * L * H^(3/2)

En donde:

Q: Caudal a través de la reja, en m3/s

L: longitud del vertedero frontal

C: coeficiente del vertedero = 1,838

H: Carga hidráulica sobre el vertedero, en m

H = │Q/ C . L │2/3

Considerando una longitud del vertedero igual a la longitud de la reja, se tiene:

H = (0,019/1,838 x 1,53)^(2/3)

= 0,036 m

Cota nivel mínimo del agua = 2.992,04 + 0,036 = 2.992, 08 m.s.n.m.

El caudal de diseño para el año 2012 y 2037 será


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A continuación realizaremos la comprobación hidráulica para este funcionamiento del orificio de

captación en condiciones del caudal de medio (262 l/s), ya que el caudal en época de estiaje (19

l/s) es inferior al caudal de diseño (34,03 l/s):

Caudal afluente a la reja = Q fuente (Qmedio) / (Lon. reja /Ancho de la Presa)

Caudal afluente a la reja = 262 l/s / (1.53 m /4.47 m) = 89,678 m3/s

El caudal por metro lineal será: q= 89,678 / 1,53 = 0.059 m3/s-m

La profundidad crítica será: yc= (q2/g)

1/3

En donde,

Yc: profundidad crítica, en m

q: caudal por metro lineal, en m3/s-m

g: aceleración de la gravedad = 9.81 m/s2

yc = (0,059 /9,81)1/3 = 0,0705 m

La Energía específica mínima = 3/2 * yc

E mínima = 1,5 x 0,070 = 0,106 m

La velocidad crítica será: Vc = ( g . yc )1/2

Vc = (9,8 x 0,0705)1/2

= 0,831 m/s

Profundidad del agua antes del orificio (No tiene reja) (y1) = 0,070 m. (cercano a la profundidad

crítica)

La velocidad del agua antes del orificio (No tiene reja) y al inicio de la presa será:

Q = V * A

En donde:

Q: Caudal antes de la reja y al inicio de la presa, en m3/s


A: Área del flujo, en m2

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V = Q/A = 0,262 /(1,53 x 0,070) = 2,453 m/s

Energía específica: E = y1 + V2 /2g

En donde:

E: Energía específica, en m

Y1: profundidad del agua antes de la reja y al inicio de la presa


g : aceleración de la gravedad

E = 0,070+2,4532 /19,62 = 0,377 m

Y1/E = 0,70/0,377 = 0,185

Considerando un flujo espacialmente variado con disminución de caudal y no poseer rejilla, a

continuación comprobaremos si el orificio existente es capaz de captar el caudal de diseño. Para

ello, la ecuación del orificio sumergido establece que:

Q: Cd *A*(2gH)1/2

Donde,

Q: Caudal en m3/s

Cd: Coeficiente de descarga

A: Área de la sección del orificio

H: Gradiente hidráulico en m

El área necesaria para captar el caudal de diseño 2037 (34,03 l/s), es:

A = Q / (C*(2gH)1/2

)

Suponiendo una Carga hidráulica mínima de 1 cm

A = 0.034 / (0.61*(19.6*0.01)1/2

) = 0.12 m2 < 0.50 m

2

De acuerdo a lo anterior, se evidencia que el área de orificio actual, excede 4 veces el área

necesaria para captar el caudal de diseño.

El caudal requerido para el año 2037 (34.03 l/s) es inferior al caudal requerido para el año 2012

(26.34 l/s), por lo que se concluye con el análisis anterior, que la estructura de captación también

está en condiciones de captar el caudal de diseño 2037.

Captación Numero tres Humedal Cortaderal

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La tercera captación del Municipio de Samacá, se trata de un Humedal conocido con el Nombre

de Cortaderal, hidrológicamente pertenece a la misma cuenca de la quebrada Cortaderal.

En la imagen de la izquierda, se puede observar el cuerpo de agua del Humedal y en la fotografía

de la derecha, se observa la tubería que del humedal Cortaderal conduce el agua, hacia el

desarenador teatinos.

Figura 3. Captación Número 3 Humedal Cortaderal

Como se puede observar, no se trata de una estructura de toma como tal, sino simplemente de un

tubo que conecta el humedal con el desarenador. Por lo que como tal no será evaluada el punto de

captación, sino mas bien la capacidad máxima de conducción de esta tubería. Esto se hará al

evaluar las aducciones.

Captación cuatro Pozo profundo Santa Isabel

La fuente del pozo profundo está regulada por la concesión otorgada por la Corporación

Autónoma Regional de Boyacá, que autorizada extraer un volumen diario máximo de 55.29 m³,

que podrá ser tomada en un tiempo mínimo de 2 horas y 11 minutos y hasta en 24 horas, en cuyos

lapsos se obtiene un caudal de 7 l/s y 0.64 l/s, respectivamente. El potencial hídrico del pozo

puede ser mayor a 7 l/s según las pruebas técnicas allegadas para la solicitud de la Concesión, sin

embargo ésta restringe la extracción con este caudal a únicamente 2h11min/día.

El pozo tiene una profundidad total de 268 m con una bomba sumergible de 20 hp instalada a 150

m de profundidad.

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Figura 4. Captación Número 4 Pozo Profundo Santa Isabel

4.1.3 Evaluación hidráulica aducciones

A continuación, se procede a describir y evaluar el funcionamiento hidráulico de cada una de las

tres líneas de aducción con las que cuenta el sistema de acueducto del Municipio de Samacá.

4.1.3.1 Línea de aducción No. 1

Corresponde a la línea de aducción que une la captación sobre la quebrada Cortaderal, con el

desarenador 1 que lo hemos llamado desarenador Cortaderal, está aducción está conformada por

una tubería de GRESS de 12” de diámetro en una longitud de 10,75 metros. En términos

generales, la línea de aducción de encuentra en buen estado de conservación a pesar de su

material.

La capacidad hidráulica de la línea de aducción se define a continuación:

Cota nivel de agua en la caja de derivación: 3.086,05

Cota nivel agua en el desarenador: 3.085,63

Carga Hidráulica disponible: 0,42 metros

Longitud tubería GRESS: 10,75 metros

Diámetro tubería: 12”

Coeficiente de fricción tubería GRESS: 110

Considerando el caudal de diseño para el año 2012 (34,03 l/s) y usando la ecuación de Hazen

Williams para el cálculo de las pérdidas en las tuberías, se tiene:

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Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s

C: coeficiente de rugosidad

D: Diámetro de la tubería, en m

J: Pendiente hidráulica, en m/m

Tabla 3. Evaluación hidráulica línea de aducción Q. Cortaderal

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m

2) J (m/m) L (m) hf total (m)

12 110 0.3048 0.07297 0.0011 10.75 0.01

TOTAL

10.75 0.01

Fuente: Consorcio Aguas de Boyacá.

De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que la línea de aducción se

encuentra en la capacidad de transportar el caudal de diseño para el año 2012 (34,03 l/s). En el

cálculo realizado se han considerado pérdidas secundarias en longitud equivalente del 5%, según

el siguiente cálculo:

Pérdidas por fricción = 0.0011 x 10.75 = 0,01 m

Pérdidas secundarias = 0.0011 x 0.05 x 10.75 = 0,000592 m

Pérdidas totales = 0,01 + 0,000592 = 0,01 m

El caudal requerido para el año 2037 es inferior al caudal requerido para el año 2012, por lo que

se concluye con el análisis anterior, que la línea de aducción No. 1 también está en condiciones

de conducir el caudal de 34,03 L/s

Capacidad máxima de la Línea.

A continuación se procede a determinar cuál es la capacidad máxima de la línea de aducción No.

1:

Considerando un caudal de 220 l/s, una carga hidráulica máxima disponible de 0,42 m, de

acuerdo a la información topográfica de la línea, y usando la ecuación de Hazen Williams para el

cálculo de las pérdidas en las tuberías, se tiene:

Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

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En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 4. Capacidad máxima de conducción línea de aducción Q. Cortaderal

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


12 110 0.3048 0.07297 0.03492 10.75 0.39

TOTAL

10.75 0.39


De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que la máxima capacidad de la línea

de aducción es de 10,7 l/s. En el cálculo realizado se han considerado pérdidas secundarias en

longitud equivalente del 5%, según el siguiente cálculo:

Pérdidas por fricción = 0.03492 x 10.75 = 0,38 m

Pérdidas secundarias = 0.03492 x 0,05 x 10.75 = 0,02 m

Pérdidas totales = 0,38 + 0,02 = 0.382 m

4.1.3.2 Línea de aducción No. 2

La línea de aducción del Rio Teatinos, en el punto de captación numero dos (Rio Teatinos) al

desarenador correspondiente está conformada por una tubería de PVC de 10” de diámetro en una

longitud de 41,31 metros. En términos generales, la línea de aducción de encuentra en buen

estado de conservación.


Cota nivel de agua en la caja de derivación: 2.991,97



Longitud tubería PVC: 41,31 metros


Coeficiente de fricción tubería PVC: 150



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Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 5. Evaluación hidráulica línea de aducción Rio Teatinos

Diámetro (") C Diámetro

(m.m.) Área (m


10 150 0.254 0.05067 0.00151 41,31 0.07

TOTAL

41,31 0.07


De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que la línea de aducción se




Pérdidas por fricción = 0.00151x 41,31 = 0,06 m

Pérdidas secundarias = 0.00151x 0,05 x 41,31 = 0,0031 m



se concluye con el análisis anterior, que la línea de aducción No. 2 también está en condiciones

de conducir el caudal de 34,03 L/s

Capacidad máxima de la Línea.


2:

Considerando un caudal de 37 l/s, una carga hidráulica máxima disponible de 0,09 m, de acuerdo

a la información topográfica de la línea, y usando la ecuación de Hazen Williams para el cálculo

de las pérdidas en las tuberías, se tiene:

Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

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En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 6. Capacidad máxima de conducción línea de aducción Rio Teatinos


(m.m.) Área (m


10 150 0.254 0.05067 0.00176 41,31 0.08

TOTAL

41,31 0.08



de aducción es de 37 l/s. En el cálculo realizado se han considerado pérdidas secundarias en


Pérdidas por fricción = 0.00176 x 41,31 = 0,07 m

Pérdidas secundarias = 0.00176 x 0,05 x 41,31 = 0,0036 m


4.1.3.3 Línea de aducción No. 3 (Humedal - Desarenador Teatinos)

La línea de aducción desde el Humedal Cortaderal al desarenador 2 (Teatinos), está conformada

por una tubería de PVC de 6” de diámetro en una longitud de 49,17 metros. En términos

generales, la línea de aducción de encuentra en buen estado de conservación y cuanta con un paso

elevado para pasar el Rio Teatinos, el material durante el paso elevado es el mismo PVC de 6".


Cota nivel de agua en el humedal: 2.992,00






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Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 7. Evaluación hidráulica línea de aducción Humedal Cortaderal - Desarenador Teatinos


(m.m.) Área (m


6 150 0.1524 0.01824 0.01815 49,17 0.94

TOTAL

49,17 0.94

Fuente: Consorcio Aguas de Boyacá

De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que la línea de aducción NO se







Al no tener la capacidad de conducción del Caudal de Diseño 2012, se debe comprobar cuál es la

capacidad de la línea para determinar, si es capaz de conducir el caudal de diseño de 2037 que es

menor a 2012, esto se determinará a continuación con la capacidad máxima de la línea.

Capacidad máxima de la Línea


3:

Considerando un caudal de 18.5 l/s, una carga hidráulica máxima disponible de 0,33 m, de



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Contrato 011-2010

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Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 8. Capacidad máxima de conducción línea de aducción sector Casiquilla


(m.m.) Área (m


6 150 0.1524 0.01824 0.00587 49,17 0.30

TOTAL

49,17 0.30



de aducción es de 18,50 l/s. En el cálculo realizado se han considerado pérdidas secundarias en





4.1.3.4 Modelo hidráulico en EPANET

Además de la evaluación hidráulica anteriormente presentada para las dos líneas de aducción que

hacen parte del sistema de acueducto del municipio de Samacá, en el anexo 4.1 de este informe,

se presenta el modelo hidráulico en EPANET, bajo diferentes escenarios, los cuales contemplan

la simulación para el caudal de diseño 2012 y caudal de diseño 2037 u horizonte de diseño.

Las modelaciones presentadas adjuntas a este informe, se hicieron con un diámetro interno según

las especificaciones técnicas del manual de PAVCO “Tubosistemas Construcción” es el diámetro

interno promedio para cada uno de los diámetros y RDE que se presentan.

4.1.4 Evaluación hidráulica Desarenador

Cada una de las dos estructuras de captación cuenta con un desarenador que se encarga de tratar

el agua captada por las mismas.

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Desarenador uno

El desarenador de la bocatoma de fondo o captación numero uno está localizado en las

coordenadas 1.091.647,97 mN y 1.060.747,41 mE a una elevación de 3085,94 msnm y a una

distancia aproximada de 10,75 metros de la captación; la tubería de aducción viene de la

quebrada Cortaderal y pasa primero por una caja antes de llegar al desarenador, esta caja hace las

veces de caja de entrada, seguida por un canal que hace las veces de vertedero como se vé en la

figura a continuación.

Figura 5. Desarenador 1 Cortaderal

En la entrada al desarenador, existe una pantalla deflectora de 1,30 m de profundidad, 0,13 m de

espesor y 3,49 m de ancho. Esta pantalla se encuentra a una separación horizontal de 0,80 m de la

pared de entrada.

Las dimensiones libres del desarenador son las siguientes:

Largo: 9,71 m

Ancho medio: 3,49 m

Área superficial: 3,49 x 9,71 = 33,89 m2

Profundidad útil: 1,43 m

Volumen útil: 48,46 m3

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Considerando el Título A.11.2.4 de las normas RAS, el tiempo de retención mínimo del

desarenador es de 20 minutos. Para esta condición, el caudal máximo que puede tratar la

estructura será:

Q = V/t = 48,46 m3 x 1000 /1200 segundos = 40,38 L/s

Para determinar la capacidad hidráulica del desarenador se tendrá en cuenta que de acuerdo con

las normas RAS el desarenador debe estar en capacidad de remover partículas desde 0,1 m.m.

(Título B.4.4.6.5 norma RAS)

Temperatura del agua: 8 °C

Viscosidad cinemática: 0.01387 stokes

La velocidad de sedimentación calculada por la ecuación de Stokes para partículas de 0,1 m.m.

de diámetro será:

Vs= g * (Ss – 1) * d2

18 *ν

En donde:

Vs: velocidad de sedimentación en cm/s

g : aceleración de la gravedad en cm/ s2

Ss: Peso específico de la arena, 2,65 gr/cm3

d : diámetro de la partícula de arena, cm

ν : viscosidad cinemática en stokes

Para partículas de arena de 0,1 m.m se tiene:

Vs= 981 x (2,65 – 1) x (0,01)2 /(18 x 0,01387) = 0,64 cm/s

Considerando un número de Hazen de 3 para el caso de una eficiencia del 75% y existencia de

malos deflectores, se tiene:

Número de Hazen = Vs/Vo

En donde:

Vs: velocidad de sedimentación de Stokes

Vo: Velocidad de sedimentación de Hazen o carga superficial

Vo = 0,64/3,0 = 0,21 cm/s

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Considerando un área superficial de 33,89 m2 el caudal máximo que puede tratar la estructura

será:

Vo = Q/As

Q = 0,21 m/s x 33,89 m2x 1.000 = 73,24 l/s

De acuerdo con el balance oferta- demanda para el caudal de diseño de 2012 correspondiente a

34,03 L/s y el caudal de diseño del año 2037 de 26,33 l/s, vemos que el caudal máximo capaz de

tratar la estructura respecto al diámetro de la partícula a remover es 73,24 l/s, el cual es superior a

los caudales de diseño nombrados anteriormente. Tambien, el caudal capaz de tratar la estructura

con respecto al tiempo de retención mínimo de 20 min. (40,38 l/s) es mayor los caudales de

diseño.

Desarenador dos

El desarenador de la galería de infiltración o captación numero dos está localizada en las

coordenadas 1.091.520,91 mN y 1.061.772,59 mE a una elevación de 2992,19 msnm y a una

distancia aproximada de 41,31 metros de la captación; la tubería de aducción que viene del Rio

Teatinos es de 10" en PVC.

Adicionalmente, al desarenador Teatinos llegan las mangueras de 3" que vienen desde el

desarenador Cortaderal y también la tubería en PVC de 6" proveniente del Humedal Cortaderal.

Como se puede apreciar en las siguientes imágenes, las tuberías anteriormente mencionadas no

ingresan al desarenador en la caja de entrada sino que ingresan en la mitad del desarenador,

dañando el proceso de decantación de las particular, al general turbulencia.

Figura 6. Desarenador 2 (Rio Teatinos)

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En la entrada al desarenador, existe un tabique difusor que tiene 5 orificios circulares de 3” de

diámetro, con separación aleatoria como se observa en la figura anterior. El tabique difusor se

encuentra a una separación horizontal de 3,00 m de la entrada.

Las dimensiones libres del desarenador son las siguientes:

Largo: 6.12 m

Ancho medio: 2.21 m

Área superficial: 6.12 x 2.21 = 13.53 m2

Profundidad útil: 2.00 m

Volumen útil: 27.05 m3

Considerando el Título A.11.2.4 de las normas RAS, el tiempo de retención mínimo del

desarenador es de 20 minutos. Para esta condición, el caudal máximo que puede tratar la

estructura será:

Q = V/t = 27,05 m3 x 1000 /1200 segundos = 22,54 L/s

Para determinar la capacidad hidráulica del desarenador se tendrá en cuenta que de acuerdo con

las normas RAS el desarenador debe estar en capacidad de remover partículas desde 0,1 m.m.

(Título B.4.4.6.5 norma RAS)

Temperatura del agua: 8°C

Viscosidad cinemática: 0.01387 stokes

La velocidad de sedimentación calculada por la ecuación de Stokes para partículas de 0,1 m.m.

de diámetro será:

Vs= g * (Ss – 1) * d2

18 *ν

En donde:

Vs: velocidad de sedimentación en cm/s

g : aceleración de la gravedad en cm/ s2

Ss: Peso específico de la arena, 2,65 gr/cm3

d : diámetro de la partícula de arena, cm

ν : viscosidad cinemática en stokes

Para partículas de arena de 0,1 m.m se tiene:

Vs= 980 x (2,65 – 1) x (0,01)2 /(18 x 0,01387) = 0,64 cm/s

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Considerando un número de Hazen de 3 para el caso de una eficiencia del 75% y existencia de

malos deflectores, se tiene:

Número de Hazen = Vs/Vo

En donde:

Vs: velocidad de sedimentación de Stokes

Vo: Velocidad de sedimentación de Hazen o carga superficial

Vo = 0,64/3,0 = 0,21 cm/s

Considerando un área superficial de 7,54 m2 el caudal máximo que puede tratar la estructura será:

Vo = Q/As

Q = 0,21 m/s x 13.53 m2x 1.000 = 29,23 l/s

De acuerdo con el balance oferta - demanda para el caudal de diseño de 2012 correspondiente a

34,03 L/s y el caudal de diseño del año 2037 de 24,33 l/s, vemos que el caudal máximo capaz de

tratar la estructura respecto al diámetro de la partícula a remover es 29,23 l/s, el cual es superior

al caudal de diseño 2037, pero inferior al caudal de diseño 2012. Al igual que el caudal capaz de

tratar la estructura con respecto al tiempo de retención mínimo de 20 min. que es de 22,54 l/s,

caudal inferior a los caudales de diseño tanto para el año 2012 como para el año 2037.

4.1.5 Evaluación hidráulica Línea de conducción

El Municipio de Samacá cuenta con una línea que conduce el agua del desarenador 1 (Cortaderal)

hacia el desarenador 2 (Teatinos), esta línea de longitud 1.099,63 metros consta de dos

mangueras en polietileno con diámetro de 3 pulgadas.

Del sistema Teatinos, después del desarenador sale una tubería de PVC en 10" con una longitud

de 985,26 hasta la primer cámara de quiebre (CQ1), de donde salen 2 líneas. La primer línea (L2)

de PVC en 8" llega a la cámara de quiebre (CQ2) y sale en tubería de PVC de 6" hasta la tercer

cámara de quiebre (CQ3), Cámara donde se unen las líneas L2 (Anteriormente explicada) y L3,

que describiremos a continuación. Pero antes de ello existe un tramo que sale de la CQ3 en 6" y

892,32 metros cambia su diámetro a 4" este diámetro, es el que finalmente llega a la PTAP.

Descripción L3. En la Cámara de quiebre 1 (CQ1), sale una segunda tubería en diámetro de 6",

diámetro que continua al pasar por la CQ2 y hasta llegar a la CQ3, donde termina esta línea.

Para mayor claridad, ver anexo 4.8 Topología del Sistema de Acueducto.

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La evaluación hidráulica de la línea de conducción se realizará teniendo en cuanta la siguiente

información:

Tabla 9. Descripción Línea de conducción No. 1 (L1)

Tramo Longitud

(metros)

Diámetro

(pulg.)

Diámetro

equivalente

Cota

inicial

Cota

final

Estructura de

salida

Estructura de

llegada

1 1099,63 3"

3,90 3.085,82 2.992,18 Desarenador 1 Desarenador 2

1099,63 3" 3.085,82 2.992,18 Desarenador 1 Desarenador 2

Fuente: Consorcio Aguas de Boyacá, 2012

Tabla 10. Descripción Línea de conducción No. 2 (L2)

Tramo Longitud

(metros)

Diámetro

(pulg.)

Diámetro

equivalente

Cota

inicial Cota final

Estructura de

salida

Estructura

de llegada

2 985,26 10" N/A 2.991,90 2.985,92 Desarenador 2 CQ1

3 481,68 8"

9,26 2985,91 2975,39 CQ1 CQ2

480.77 6" 2983,32 2975,05

4

3729,14 6"

7,80 2975,39 2942,95 CQ2 CQ3

3760,05 6" 2975,05 2944,62

5 4996,03 6" 5,23

2943,02 2708,45 CQ3 PTAP

892,32 4" Fuente: Consorcio Aguas de Boyacá, 2012

CQ: Cámara de quiebre de presión

PTAP: Planta de Tratamiento de Agua Potable.

4.1.5.1 Línea de conducción No. 1

Tramo 1 (Desarenador Cortaderal – Desarenador Teatinos)

La capacidad hidráulica del tramo No. 1 de la línea de conducción que del Desarenador

Cortaderal (1) conduce el agua hacia el desarenador Teatinos (2) se determina a continuación:

Cota nivel de agua en el desarenador No. 1: 3.085,82




Diámetro tubería: 2 tuberías en paralelo de Diámetro 3”

Diámetro equivalente: 3,9"

Coeficiente de fricción tubería polietileno: 140

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Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 11. Evaluación hidráulica Tramo 1 línea de Conducción desarenador 1 a desarenador 2

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


3,9 140 0.09906 0.007707 0.168053 1.099,63 194,04

TOTAL

1.099,63 194,04


De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que el tramo No. 1 de la línea de

conducción 1 NO se encuentra en la capacidad de transportar el caudal de diseño para el año

2012 (34,03 l/s), pues para transportar este caudal se requiere de una carga hidráulica superior a

los 194,04 m. En el cálculo realizado se han considerado pérdidas secundarias en longitud

equivalente del 5%, según el siguiente cálculo:

Pérdidas por fricción = 0.168053 x 1.099,63 = 184,80 m

Pérdidas secundarias = 0.168053 x 0,05 x 1.099,63 = 9,24 m



se comprobará a continuación la capacidad máxima de conducción de la línea y así verificar, sui

esta conducción tiene la capacidad para transportar el caudal de diseño 2037.

Capacidad máxima del Tramo No. 1.

A continuación se procede a determinar cuál es la capacidad máxima de la línea de conducción

en el tramo No. 1:

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Considerando un caudal de 22,30 l/s, una carga hidráulica máxima disponible de 93,64 m, de



Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 12. Capacidad máxima de conducción del tramo No. 1 de la línea de conducción 1

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


3,9 140 0.09906 0.007707 0.0768 1.099,63 88,69

TOTAL

1.099,63 88,69


De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que la máxima capacidad del tramo

No. 1 de la línea de conducción es de 22,30 l/s. En el cálculo realizado se han considerado

pérdidas secundarias en longitud equivalente del 5%, según el siguiente cálculo:

Pérdidas por fricción = 0.0768 x 1.099,63 = 84,47 m

Pérdidas secundarias = 0.0768 x 0,05 x 1.099,63 = 4,22 m


Como se observa, la capacidad máxima de la línea de conducción es inferior a los dos caudales

de diseño, por tanto está línea de conducción No.1, no cuenta con capacidad de conducir el

caudal por sí sola.

4.1.5.2 Línea de conducción No. 2

Tramo 2 (Desarenador Teatinos – Cámara de Quiebre 1)

La capacidad hidráulica del tramo No. 2 de la línea de conducción No. 2 (Que del desarenador

Teatinos lleva las aguas que llegaron de las tres fuentes de abastecimiento superficiales hasta la

PTAP) se determina a continuación:


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Cota nivel de agua en la cámara de Quiebre 1: 2.985,92







Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 13. Evaluación hidráulica Tramo 2 (DES 2 - CQ1) línea de Conducción No. 2

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


10 150 0.254 0.05067 0.0015 985,26 1.56

TOTAL

985,26 1.56


De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que el tramo No. 2 la línea de

conducción se encuentra en la capacidad de transportar el caudal de diseño para el año 2012

(34,03 l/s). En el cálculo realizado se han considerado pérdidas secundarias en longitud






se concluye con el análisis anterior, que el tramo No. 2 de la línea de conducción también está en

condiciones de conducir el caudal de 26,33 L/s.

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A continuación se procede a determinar cuál es la capacidad máxima del tramo No. 2 de la línea

de conducción:




Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 14. Capacidad máxima de conducción del tramo No. 2 de la línea de conducción

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


10 150 0.254 0.05067 0.00528 985,26 5,47

TOTAL

985,26 5,47


De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que la máxima capacidad de

conducción del tramo No. 2 de la línea de conducción es de 67,00 l/s. En el cálculo realizado se

han considerado pérdidas secundarias en longitud equivalente del 5%, según el siguiente cálculo:




Tramo 3 Cámara de Quiebre 1 a Cámara de Quiebre 2

La capacidad hidráulica del tramo No. 3 que corresponde a dos tuberías en paralelo, con una

longitud de 481,68 metros con diámetros de 8 y 6” y cuyo diámetro equivalente es igual a 9,26”

se determina a continuación:

Cota nivel de agua en la cámara de quiebre 1: 2.985,91

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Diámetro tubería 1: 8"






Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 15. Evaluación hidráulica Tramo 3 línea de Conducción CQ1 –CQ2

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


9,26 150 0.2352 0,0434 0,00219 481,68 1,11

TOTAL

481,68 1,11






Pérdidas por fricción = 0,00219 x 481,68 = 1,06 m

Pérdidas secundarias = 0,00219 x 0,05 x 481,68 = 0,05 m




condiciones de conducir el caudal de 26,33 L/s

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de conducción:




Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s





Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


9,26 150 0.2352 0,0434 0.01924 481,68 9,74

TOTAL

481,68 9,74








Tramo 4 Cámara de Quiebre 2 a Cámara de Quiebre 3

La capacidad hidráulica del tramo No. 4 que corresponde a dos tuberías en paralelo, con una

longitud de 3760,05 metros ambas con diámetros de 6” y cuyo diámetro equivalente es igual a

7,80” se determina a continuación:



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Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 17. Evaluación hidráulica Tramo 4 línea de Conducción CQ2 –CQ3

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


7,80 150 0,19812 0,03082 0,005056 3760,05 19,96

TOTAL

3760,05 19,96












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de conducción:




Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s





Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


7,80 150 0,19812 0,03082 0,007797 3760,05 30,78

TOTAL

3760,05 30,78








Tramo 5 Cámara de Quiebre 3 a PTAP

La capacidad hidráulica del tramo No. 5 que corresponde a dos tuberías en serie la primera con

longitud de 4996,03 metros de tubería en 6” y la segunda 892,32 metros que corresponden a

tubería de 4”, unidas por una reducción en PVC, se determina a continuación:


Cota nivel de agua en la PTAP: 2.708,45

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Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 19. Evaluación hidráulica Tramo 5 línea de Conducción CQ3 – PTAP

Diámetro

(") C

Diámetro

(m.m.) Área (m


5,88 150 0,1493 0,017519 0,02022 5888,32 123,79

TOTAL

5888,32 123,79


De acuerdo con las pérdidas de carga obtenidas, se establece que el tramo No. 5 de la línea de










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de conducción:




Q = 0.2785. C. D 2,63

. J 0,54

En donde,

Q: caudal en m3/s




Tabla 20. Capacidad máxima de conducción del tramo No. 5 de la línea de conducción Diámetro (") C Diámetro

(m.m.)

Área (m2) J (m/m) L (m) hf total (m)

5,88 150 0,1493 0,017519 0,03712 5888,32 229,52

TOTAL 5888,32 229,52








Resumen de la evaluación hidráulica de la línea de conducción

De acuerdo con los cálculos realizados, las máximas capacidades hidráulicas de cada uno de los

tramos de la línea de conducción No. 2 son las siguientes:

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Tabla 21. Resumen capacidad máxima de conducción

Tramo Capacidad (L/s) Descripción

1 22,30

Desarenador No.1 a

Desarenador No. 2

2 67,00

Desarenador No.2 a Cámara de

Quiebre 1

3 110,00

Cámara de Quiebre 1 a Cámara

de Quiebre 2

4 43,00

Cámara de Quiebre 2 a Cámara

de Quiebre 3

5 47,50 Cámara de Quiebre 3 a PTAP


Como puede observarse, la capacidad de la línea de conducción es superior al caudal que

demanda la línea de conducción, tanto para el año 2012 como para el año 2037. A excepción del

tramo 1 que conduce el Agua desde el desarenador 1 (Cortaderal) al Desarenador 2 (Teatinos).

4.1.5.3 Modelo hidráulico en EPANET

Además de la evaluación hidráulica anteriormente presentada para las dos líneas de conducción

que hacen parte del sistema de acueducto del municipio de Samacá, en el anexo 4.1 de este

informe, se presenta el modelo hidráulico en EPANET, bajo diferentes escenarios, los cuales

contemplan la simulación para el caudal de diseño 2012 y caudal de diseño 2037 u horizonte de

diseño.

Las modelaciones presentadas adjuntas a este informe, se hicieron con un diámetro interno según

las especificaciones técnicas del manual de PAVCO “Tubosistemas Construcción” es el diámetro

interno promedio para cada uno de los diámetros y RDE que se presentan.

4.1.6 Evaluación hidráulica Planta de tratamiento de agua potable

El municipio de Samacá cuenta dos plantas de tratamiento del tipo convencional en materiales

livianos, una primer planta con capacidad para el tratamiento de 5 l/s esta planta tiene en su parte

superior dos torres de aireación esto porque los contenidos de hierro en el agua cruda

provenientes del pozo profundo, son altos. A continuación se observan las dos torres sobre la

PTAP 1.

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Figura 7. Planta de tratamiento de Agua Potable antigua

Existe una segunda planta de tratamiento de marca ACUATECTICA LTDA, es una planta tipo

UNIPACK®, registrada ante la SIC bajo el No. CI4200-6601. Es una planta que realiza todos los

procesos de tratamiento utilizando la tecnología más reciente y es capaz de manejar con mucha

eficiencia aguas con altas concentraciones de turbiedad, color, hierro y sólidos suspendidos. Con

sus filtros inteligentes y auto operados, las labores de manejo y mantenimiento son simples y

económicas, ya que el proceso es totalmente hidráulico y no requieren energía para su operación,

disponen de sensores hidráulicos que le indican en que momento retrolavarse y volver al servicio.

Incluyen sus propios tanques de agua para su retrolavado. Se encuentra localizada en las

coordenadas 1.066.033,39 mE y 1.098.501,42 mN, a una elevación de 2078,32 msnm.

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Figura 8. Planta de Tratamiento de agua potable 2

A continuación se puede apreciar el sistema de dosificación de cloro.

Figura 9. Sistema de dosificación

La evaluación y optimización de este sistema de tratamiento de agua potable, se llevará a cabo en

el producto 7 ( Sistema de tratamiento de agua potable), del presente proyecto.

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4.1.7 Evaluación hidráulica Tanque de almacenamiento

El sistema de acueducto del municipio de Samacá, cuenta con tres (3) tanques de

almacenamiento, de los cuales dos se encuentran dentro del predio de la PTAP y un tercero fuera

del predio aguas debajo de la Planta, las dimensiones y capacidad de almacenamiento del tanque

es la siguiente:

Tanque 1

El tanque 1, presenta seis compartimientos interconectados entre sí, a continuación se describen

sus dimensiones libres totales:

Longitud: 14,15 m

Ancho: 9,50 m

Profundidad total: 3,52 m

Profundidad útil: 3 m

Volumen: 403,27 m3

El agua potable ingresa al tanque mediante una tubería en PVC de Ø 4”; la tubería de lavado es

de 4” de diámetro y se encuentra a nivel con la placa del piso, al igual que la tubería de salida.

Tanque 2

El tanque 2, presenta dieciocho compartimientos interconectados entre sí, a continuación se

describen sus dimensiones libres totales:

Longitud: 19,78 m

Ancho: 7,75 m



Volumen: 528,87 m3

El agua potable ingresa desde el tanque 1 mediante una tubería en PVC de Ø 4”; la tubería de

lavado es de 4” de diámetro y se encuentra a nivel con la placa del piso, al igual que la tubería de

salida.

Tanque 3

El tanque 3, se encuentra fuera del predio de la planta, presenta dos compartimientos

interconectados entre sí, a continuación se describen sus dimensiones libres totales:

Longitud: 12,14 m

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Ancho: 11,16 m



Volumen: 372,58 m3

El agua potable ingresa desde el tanque 1 mediante una tubería en PVC de Ø 4”; la tubería de

lavado es de 4” de diámetro y se encuentra a nivel con la placa del piso, al igual que la tubería de

salida.

La evaluación hidráulica detallada del almacenamiento se presenta en el numeral 4.10 del

presente informe.

4.1.8 Evaluación hidráulica Red de Distribución

Para evaluar hidráulicamente la red de distribución se elaboró un modelo matemático de

simulación con el apoyo del software WaterGems v8i y EPANET v2.0. La información

topológica de la red de distribución se tomó del catastro levantado por esta consultoría (ver

producto 3). Las elevaciones de elementos puntuales del modelo como nodos, reservorios,

válvulas e hidrantes, se extrajeron del levantamiento topográfico del casco urbano del municipio

y las estructuras de los sistemas de acueducto y alcantarillado.

Más adelante se muestran los resultados y recomendaciones de la modelación de la red de

distribución.

4.2 Modelo de simulación hidráulica a partir de un esquema físico del sistema de

distribución que sea representativo de las condiciones operativas actuales.

La red de distribución está conformada por tuberías de PVC Y PEAD en su totalidad, en

diámetros comprendidos entre 0.5 y 6 pulgadas. No se tiene un registro de la relación diámetro-

espesor de los tubos instalados. La siguiente tabla muestra las longitudes instaladas para cada

diámetro nominal.

Tabla 22. Longitud de tubería existente por diámetro y material

DN MATERIAL (m) Longitud

(%)

½ pulg PVC 494.8 2.49%

1 pulg PVC 1655.34 8.31%

2 pulg PVC 13249.79 66.55%

2½ pulg PVC 312.06 1.57%

3 pulg PVC 2549.48 12.81%

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DN MATERIAL (m) Longitud

(%)

4 pulg PVC 725.1 3.64%

6 pulg PVC 512.49 2.57%

90 mm PEAD 410.27 2.06%

TOTAL 19909.33 100.00%

La red cuenta con 64 válvulas o registros de cierre temporal, en diámetros comprendidos entre

0.5 y 6 pulgadas. La siguiente tabla las discrimina por diámetro.

DN

(pulg.)

Cantidad

(un.)

Longitud

(%)

½ 1 1.56%

1 4 6.25%

2 35 54.69%

2½ 1 1.56%

3 17 26.56%

4 4 6.25%

6 2 3.13%

TOTAL 64 100%


Adicionalmente, la red de distribución cuenta con once (11) hidrantes instalados siete (7) sobre

derivaciones de tuberías de 2 pulgadas, tres (3) sobre derivaciones de tuberías de 3 pulgadas y

una (1) sobre derivación de 4 pulgadas en el centro del municipio.

La red es abastecida desde tanques ubicados en la planta de tratamiento (en el modelo se describe

por la abreviatura PTAP) y un tanque (en el modelo se describe por la abreviatura TANQUE)

ubicado en dirección noroeste de la planta de tratamiento, el cual es el que alimenta la mayor

parte del municipio. De la planta de tratamiento salen tres tuberías de 1, 3 y 4 pulgadas, las

primeras alimentan a los sectores más altos del municipio, la de 4 pulgadas alimenta al tanque y

de este a su vez salen 2 tuberías de 2 y 6 pulgadas que alimentan la gran mayoría del municipio.

Del levantamiento topográfico del municipio se extrajeron las cotas de cada nodo, válvula o

hidrante de la red de distribución. El nivel de agua a la salida de la planta de tratamiento (PTAP)

se asumió igual a 2706.12 msnm y en el tanque ubicado al noroeste de la planta (TANQUE) se

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asumió igual a 2633.81 msnm. Los nodos de la red en sitios de suministro se localizan entre las

cotas 2688.10 y 2591.62 msnm, es decir, que las presiones estáticas varían entre 18.02 y 93.96

mca.

La siguiente figura muestra gráficamente la configuración de la red.

Figura 10. Red de distribución por diámetro nominal


El modelo incluyó 353 tuberías, 251 nodos, 64 válvulas, 11 hidrantes analizados como nodos sin

consumo y dos reservorios que abastecen el sistema representando a los dos tanques del sistema

de distribución.

Para la simulación matemática de la red se consideró la ecuación de Hazen-Williams para

estimación de las pérdidas por fricción. Dado que la red está instalada en PVC y PEAD, el

coeficiente de rugosidad de Hazen-Williams considerado fue de 150.

No se tiene certeza de los diámetros internos reales de las tuberías instaladas, los cuales dependen

de la relación diámetro-espesor para las tuberías de PVC y PEAD. Las siguientes tablas muestran

un comparativo entre los diámetros internos reales para tubería de PVC y PEAD con relación

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diámetro-espesor (RDE) de 21, que es la más resistente que se consigue comercialmente sin

requerir pedidos de tubería especial y en el caso de la tubería de 0.5 pulgadas (RDE) de 13.5.

Tabla 23. Diámetros internos promedio para PVC RDE 21

RDE 21 PVC Tipo 1, Grado 1

Presión de trabajo a 23°C: 200 psi - 1.38 MPa - 14.06 Kg/cm2

Diámetro

Nominal

Peso

Aprox.

Diámetro Exterior

Prom.

Espesor de Pared

Mínimo Diámetro Interior

Prom.

pulg. Kg/m mm pulg. mm pulg. mm pulg.

1 0.252 33.4 1.315 1.6 0.063 30.2 1.19

2 0.81 60.32 2.375 2.87 0.113 54.58 2.13

2.5 1.18 73.03 2.875 3.48 0.137 66.07 2.60

3 1.76 88.90 3.500 4.24 0.167 80.42 3.15

4 2.90 114.30 4.500 5.44 0.214 103.42 4.07

6 6.31 168.28 6.625 8.03 0.316 152.22 5.99


Tabla 24. Diámetros internos promedio para PVC RDE13.5

PE 100 / PN 8


Diámetro

Nominal

Peso

Aprox. Diámetro Exterior Prom. Espesor de Pared Minimo Diámetro Interior

Prom.

pulg. Kg/m mm pulg. mm pulg. mm pulg.

0.5 0.157 21.34 0.840 1.58 0.062 18.18 0.72

Tabla 25. Diámetros internos promedio para PVC RDE13.5

RDE 21 PEAD Tipo 1, Grado 1


Diámetro

Nominal

Peso

Aprox.

Diámetro Exterior

Prom.

Espesor de Pared

Minimo Diámetro Interior

Prom.

mm. Kg/m mm pulg. mm pulg. mm pulg.

90 - 90 3.54 4.3 0.169 81.40 3.2


La modelación se realizó con los diámetros internos en mm como se expone en las anteriores

tablas, ya que para relación diámetro-espesor menor se tendrían diámetros internos mayores y por

lo tanto las pérdidas podrían subestimarse.

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En las válvulas se consideró un coeficiente de pérdidas menores, Km, de 0.8. En las tuberías, con

el objeto de estimar de manera aproximada este parámetro por derivaciones, cambios de

dirección y uniones, se consideró un coeficiente genérico de 0.4.

El anexo 4.7 incluye los archivos que contienen los modelos de simulación tanto en versión de

WaterGems V8i como para EPANET.

4.3 Metodologías para efectuar las mediciones de campo requeridas a efecto de disponer

de información que sirva para evaluar el estado actual del sistema y para efectos de

alimentación del modelo

Las metodologías utilizadas para realizar las mediciones en campo necesarias para realizar la

presente evaluación hidráulica del sistema de acueducto, se describen en los productos 3 y 17, ya

es que es en estos productos donde se realizaron los levantamientos topográficos y los catastros

de los componentes del sistema de acueducto que finalmente arrojaron la información para poder

evaluar el sistema.

El sistema dispone de un macromedidor en la tubería que sale del tanque de distribución,

mediante la cual la empresa operadora registra los volúmenes suministrados a la red. Este

dispositivo permitió a esta consultoría disponer de registros del caudal total entregado a la red de

distribución, entre los cuales se tomó el promedio del mes de enero del 2011, correspondiente a

un volumen suministrado de 2970 m3/día, lo que equivale a un caudal de 34.4 L/s, supuesto como

el caudal medio diario actual.

Igualmente, se dispuso de los caudales facturados a los suscriptores del servicio de acueducto,

como referencia de las dotaciones actuales netas en el sistema, los cuales arrojaron un valor de

118.46 L/hab/día para los registros promediados. Esto corresponde a un índice de agua no

contabilizada de 70.33%. Tanto la dotación como las pérdidas son mayores que los parámetros

permitidos de diseño, lo que hace que aunque la población aumente durante el periodo de diseño,

de 6996 a 10321 habitantes, el caudal máximo diario disminuya al final del periodo de diseño

(25.36 L/s a 2037) respecto al caudal estimado para la situación actual (44.68 L/s a 2011).

De esta manera, el caudal medio diario estimado fue el empleado para la evaluación hidráulica de

la red de distribución existente, pero afectado por el correspondiente factor de caudal máximo

diario (1.3 para el nivel de complejidad Medio), es decir, 44.68 L/s.

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La empresa operadora del servicio de acueducto no lleva un registro horario de los caudales

suministrados a la red de distribución, por lo que no se tiene información suficiente para

determinar la curva de variación horaria de la demanda, cuyos factores afecten al caudal máximo

diario para simular la red. Por lo tanto, esta consultoría empleará una curva de modulación

horaria de la demanda extraída de otros municipios similares, cuyo mayor factor corresponde al

valor de 1.6 que es el factor de caudal máximo horario recomendado por el RAS-2000 para el

nivel de complejidad Medio. La siguiente figura muestra la curva.

Figura 11. Curva variación horaria de la demanda

4.4 Alimentación del modelo basado en demandas de agua obtenidas como resultado de

estudios de población

La demanda distribuida entre los nodos del modelo corresponde al caudal máximo diario

estimado para el 2011, que como se presenta antes, es de 44.68 L/s. Los suscriptores de tipo

institucional corresponden a caudales muy bajos respecto a la demanda total del municipio, por lo

tanto, no se considera pertinente asignarlos de manera puntual en los nodos del modelo de

simulación. Por lo tanto, se considera que la demanda está uniformemente distribuida en el

perímetro de servicio del sistema, dado que no hay grandes consumidores del servicio que

ameriten incluirse como demandas puntuales. Desde esta perspectiva, la demanda fue distribuida

mediante áreas aferentes a los nodos, definidas por polígonos de Thiessen. Así, cada nodo con

consumo tiene un área aferente que dividida entre el área total de servicio establece la fracción

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del caudal máximo diario que es demandado en ese punto. Las áreas aferentes consideradas y los

caudales demandados por nodo se muestran en el plano del Anexo 4.3.

Todas las demandas asignadas al modelo serán afectadas en una simulación de 24 horas mediante

los factores de la curva de variación horaria antes presentada.

El ajuste del modelo respecto al caudal medido por la empresa operadora es del 100% porque esa

fue la demanda distribuida en el modelo de simulación.

4.5 .Simulaciones en el modelo para definir cuáles son los aspectos operacionales

actuales en cada una de las condiciones demanda de agua: Máximas Diarias,

Máxima horaria, Media diaria y Mínima horaria

Como se ha mencionado, el caudal máximo diario estimado al 2011 es de 44.68 L/s. El máximo

horario es 71.49 L/s, el medio diario 34.37 L/s y el mínimo horario lo define la curva de

variación, cuyo mínimo factor ocurre a la 1 a.m. y es 0.25, lo que equivale a un caudal de 11.17

L/s. A continuación se presentan gráficamente los resultados de presiones y caudales para cada

uno de los caudales mencionados.

Figura 12. Resultados de la simulación para caudal máximo diario

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En cuanto a presiones para el caudal máximo diario se observa que gran parte de los nodos

alimentados directamente por los tanques ubicados en la planta de tratamiento superan los 60

m.c.a correspondiendo a un 20.11% de los nodos de la red de distribución y un 7.17% de

presentan presiones por debajo de los 10 m.c.a y/o presiones negativas. El 64.28% de la red

muestra presiones por entre los 10 y los 60 mca. La presión mínima es de -57.0 mca y la máxima

la de 83.5 mca.

En cuanto a velocidades para el caudal máximo diario se encuentra que la velocidad máxima es

de 3.37 m/s, teniendo que el 13.31 % de las tuberías que conforman la red están por encima de 1

m/s anexo se encuentra que el 62.89 % tuberías que conforma el modelo presenta velocidades

menores a 0.45 m/s.

Figura 13. Resultados de la simulación para el caudal máximo horario.


En cuanto a presiones para el caudal máximo horario se observa que el 46.63% de los nodos de la

zona de distribución presentan presiones entre 10 y 60 mca. Se encuentra que el 43.69 % de la

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red se encuentra con presiones por debajo de los 10 m.c.a y/o presiones negativas y el 15.12% de

la red muestra presiones por encima de los 60 mca. La presión mínima es de -167.9 mca y la

máxima la de 80.1 mca.

En cuanto a velocidades para el caudal máximo horario se encuentra que la velocidad máxima es

de 5.39 m/s, teniendo que el 29.18 % de las tuberías que conforman la red están por encima de 1

m/s, anexo se encuentra que 51.84 % tuberías que conforma el modelo presenta velocidades

menores a 0.45 m/s.

Figura 14. Resultados de la simulación para el caudal medio diario

Fuente. Consorcio Aguas de Boyaca, 2012

En cuanto a presiones para el caudal medio diario se observa que gran parte de los nodos


m.c.a correspondiendo a un 23.52% de los nodos de la red de distribución y un 3.13% de

presentan presiones por debajo de los 10 m.c.a y/o presiones negativas. El 72.38% de la red

muestra presiones por entre los 10 y los 60 mca. La presión mínima es de -26.2 mca y la máxima

la de 87.3 mca.

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En cuanto a velocidades para el caudal medio diario se encuentra que la velocidad máxima es de

2.59 m/s, teniendo que el 4.81 % de las tuberías que conforman la red están por encima de 1 m/s

anexo se encuentra que el 67.13 % tuberías que conforma el modelo presenta velocidades

menores a 0.45 m/s.

Figura 15. Resultados de la simulación para el caudal mínimo horario


En cuanto a presiones para el caudal mínimo diario se observa que gran parte de los nodos


m.c.a correspondiendo a un 23.84% de los nodos de la red de distribución y ningún nodo de la

red de distribución tiene presiones por debajo de los 10 m.c.a. (se exceptúan los nodos

inmediatamente cercanos a la planta de tratamiento y tanque). El 75.73% de la red muestra

presiones por entre los 10 y los 60 mca. La presión mínima es de 12 mca y la máxima la de 92.9

mca.

En cuanto a velocidades para el caudal mínimo diario se encuentra que la velocidad máxima es

de 0.84 m/s, tuberías que conforma el modelo presenta velocidades menores a 0.45 m/s.

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En el anexo 4.6 se incluyen las tablas de resultados del modelo de simulación.

4.6 Análisis y evaluación de las condiciones operativas actuales de cada uno de los

componentes del sistema de distribución.

En el numeral anterior se muestra que las presiones en la parte más alta de la red de distribución,

servida por el tanque de la planta, están por encima de los 60 mca, dada la gran diferencia de

altura entre la cota de abastecimiento y la mayor parte de los puntos de suministro. De igual

manera se presentan valores menores de 10 m.c.a y presiones negativas en horario de máximo

consumo.

La mayoría de las velocidades del flujo se encuentran por encima de los rangos admisibles. Sin

embargo hay tuberías que tienen altas velocidades, ya que el valor máximo determinado para el

escenario actual es de 5.39 m/s, lo que generan problemas de presión, esto como consecuencia de

la alta demanda en el municipio. Poco más de la mitad de las tuberías que conforman la red

presentan velocidades menores a los 0.45 m/s, lo que es normal en redes de distribución

enmalladas.

Por lo tanto, se identifican inconvenientes en el servicio por altas presiones al noreste del tanque,

en puntos servidos desde la planta, y bajas presiones para condiciones de alta demanda en la

mayor parte del municipio, siendo más crítico en los sectores periféricos (oeste, suroeste y

noreste).

La topología de la red muestra varios ramales finales que pueden enmallarse para disminuir la

presencia de tapones, en cuya cercanía el agua tiende a desmejorar su calidad a causa de su

estancamiento.

4.7 Recomendaciones para optimizar la operación del sistema de acuerdo a los

requerimientos reales del servicio de acueducto en la actualidad.

4.7.1 Bocatoma

Aunque el presente producto, tiene por objeto único la evaluación del comportamiento hidráulico

del sistema de acueducto actual, no es ajeno que el Municipio de Samacá tiene un déficit de

abastecimiento y que si bien la mayoría se reconoce la importancia de buscar una alternativa de

solución para el abastecimiento.

En cuanto a los sistemas de captación, estos están en un aparente buen estado de conservación y

aunque hidráulicamente tienen capacidad para captar el caudal de diseño, las fuentes no cuentan

con la oferta suficiente. Es importante destacar que ninguna de las dos captaciones de fondo

cuenta con rejilla, razón por la cual se evaluó la capacidad del orificio para captar los caudales de

diseño.

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De conformidad con lo anterior, es necesario recomendar la instalación de una rejilla para cada

una de las captaciones de fondo existentes.

En cuanto al Humedal cortaderal, por la configuración de esta captación es necesario construir

una caja posterior a la tubería de toma para desde esta conducir el agua hacia el desarenador dos,

luego de que haya sido cribado por una rejilla que contendrá esta cajilla.

4.7.2 Aducciones

Todas las aducciones se encuentran en buen estado de conservación, sin embargo se recomienda

cambiar el material de la tubería de aducción de la captación cortaderal al desarenador cortaderal,

ya que esta tubería fue instalada en Gress, lo que es comprensible para época en que fue

construido este sistema.

En cuanto a la aducción del humedal hacia el desarenador 2, es necesario cambiar el sitio de

entrada al desarenador, pues en la actualidad la tubería fue incrustada a la mitad del desarenador,

lo que interrumpe el proceso de decantación de las arenas.

4.7.3 Desarenadores

El desarenador del sistema cortaderal, cumple con lo parámetros establecidos por el RAS 2000,

en cuanto a tiempo de retención hidráulico mínimo y capacidad de remoción de partícula, sin

embargo, el desarenador 2, no cumple para el parámetro de remoción de la partícula para el

caudal actual, en cuanto al tiempo de retención hidráulico mínimo, no cumple con ninguno de los

dos caudales de diseño, aún así si cumpliera la llegada del agua proveniente del desarenador

cortaderal y el agua proveniente del humedal, al llegar a la mitad del desarenador, interrumpe el

proceso de desarenación, por lo que se hace necesario recomendar la construcción de un nuevo

desarenador que tenga una adecuada configuración.

4.7.4 Conducción

Es necesario que si luego de la optimización, el sistema cortaderal continua, se haga una

adecuada instalación de tubería de PVC para esta conducción, ya que en la actualidad la

conducción del agua desde el desarenador cortaderal hacia el desarenador teatinos se hace por

medio de manguera en polietileno.

4.7.5 Redes de Distribución

Las siguientes son las recomendaciones de optimización:

Implementar una sectorización hidráulica que permita los objetivos de control de pérdidas

y también hacer el sistema menos vulnerable, en caso de cierre.

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Procurar el cierre de circuitos en donde sea factible, para evitar el estancamiento y

deterioro de la calidad del agua en ramales finales de la red de distribución.

Implementar un programa de ahorro y uso eficiente del agua potable, para llevar las

dotaciones netas a los niveles recomendados por la normatividad del MAVDT.

Implementar un programa de control de pérdidas en el sistema para mejorar su eficiencia.

La demanda actual está muy por encima de la capacidad hidráulica de la red y de los

requerimientos reales de agua potable para la población, por lo tanto es primordial que

sean reducidas las pérdidas y los consumos exagerados.

4.8 Planos digitalizados y memorias toda la información recopilada y descrita

anteriormente.

Este informe incluye el plano de Áreas aferentes y demanda máxima horaria a 2011, en el anexo

4.3. Igualmente, en el anexo 4.4 se incluye la topología de la red de distribución, es decir, se

muestra la conectividad entre los elementos y las características físicas de las tuberías, nodos,

válvulas y el reservorio que abastece la red.

4.9 Planos donde se muestre la distribución de caudales, velocidades, demanda y

presiones en todos los tramos y nodos de la red matriz analizada.

El anexo 4.5 muestra un plano en el que se presentan los resultados para la demanda actual

máxima horaria, en donde se muestra el caudal y la velocidad del flujo por tubo, y la presión y

demanda estimada por nodo.

4.10 Calculo de los volúmenes de compensación requeridas por cada tanque del

sistema.

El volumen de almacenamiento del tanque debe calcularse con base en los datos del consumo de

la población y su distribución horaria, la cual depende en gran parte de las costumbres de sus

habitantes, pero en general se puede establecer que siempre se presentaran unas horas de máxima

demanda que coincidieran con las horas de las comidas. Estos valores máximos de demanda

serán más extremos en poblaciones pequeñas, donde las costumbres son mas uniformes; ocurre lo

contrario en poblaciones grandes, debido a la heterogeneidad de las costumbres.

De acuerdo con lo descrito en el numeral 1.4.1.8 del producto No. 1, se encontró que el

municipio de Samacá no cuenta con un registro de Macromedición Horario a la salida del tanque,

por lo que no se podrá establecer la Curva de Demanda Horaria para el Municipio de Samacá. Sin

embargo, esta consultoría ha trabajado en varios proyectos de Plan Maestro de Acueducto de

Municipios con condiciones muy similares a las del Municipio de Samacá, por lo que ha decidido

utilizar para Samacá la siguiente Curva de Demanda Horaria.

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Tabla 26. Datos de demanda horaria

Hora Factor de variación

consumo horario Hora

Factor de variación

consumo horario

1 0,25 13 1,11

2 0,31 14 1,07

3 0,4 15 1,08

4 0,54 16 1,11

5 0,78 17 1,17

6 1,13 18 1,2

7 1,38 19 1,25

8 1,55 20 1,21

9 1,6 21 1,09

10 1,52 22 0,89

11 1,27 23 0,62

12 1,18 24 0,29 Fuente. Consorcio Aguas de Boyacá

Figura 16. Curva de demanda Horaria

Fuente. Consorcio Aguas de Boyacá, 2012

Una vez definidos los factores de variación del consumo horario para el acueducto del municipio

de Samacá, se procede a realizar el análisis de los volúmenes de compensación requeridos para el

tanque de almacenamiento de este sistema de acueducto, para el cual se utilizara el método de la

curva integral, el cual se define a partir de la curva de distribución horaria adoptada, teniendo en

cuenta los valores del consumo acumulado en un periodo de 24 horas.

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De acuerdo con el método de la curva integral, la capacidad de almacenamiento de los tanques

corresponde a la suma se las máximas diferencias por encima y por debajo del suministro con

respecto al consumo; lo anterior es ratificado en el numeral B.9.4.4 de las normas RAS, según el

cual, el tanque debe tener la capacidad de compensar las variaciones entre el caudal de entrada de

las plantas de tratamiento y el caudal de consumo en cada instante.

A continuación se explica el fundamento teórico del método de la curva integral, En la figura

siguiente se ilustra el caso de un tanque superficial alimentado por gravedad. La línea ABCD

representa una curva integral del consumo y la recta AE representa en este caso la curva integral

del suministro lo cual indica que para un suministro constante, al final del periodo de 24 horas se

habrá entregado un volumen correspondiente al caudal máximo diario.

Inicialmente la pendiente de la curva de suministro es menor que la del consumo; se presenta,

pues, un déficit de agua entre los puntos A y B de la figura 14 (siguiente).

A partir del punto B y hasta el punto D, la pendiente de la curva de suministro es mayor, con lo

que se obtiene un sobrante de agua en este periodo. Nuevamente, a partir del punto D, la

pendiente de la curva de suministros es menor que la del consumo, y esto representa un déficit

que continua hasta el punto B del día siguiente.

El volumen del máximo déficit es señalado por el segmento BB, el cual se debe obtener

gráficamente desplazando paralelamente la recta AE (curva de suministros) hacia arriba hasta que

esta sea tangente de curva de consumo. El volumen correspondiente al máximo sobrante es DD y

se encuentra de manera similar al punto de máximo déficit, desplazando paralelamente la recta

AE hacia abajo. El volumen total del tanque será, entonces, la suma del máximo déficit y del

máximo exceso (BB+DD).

Por regla general, se puede establecer que el volumen del tanque será la suma se las máximas

diferencias por encima y por debajo del suministro con respecto al consumo.

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Figura 17. Curva integral del tanque regulador con suministro por gravedad


A partir del máximo déficit, comenzaran una recuperación del nivel del tanque (se presenta un

sobrante entre los puntos B y D), lo que significa que el tanque estará “vacio” en el punto

máximo déficit. De igual manera, se deduce que el tanque estará “lleno” al presentarse el punto

de máximo sobrante.

Por seguridad, el volumen necesario para la regulación de la demanda podrá incrementarse en un

20% o en una cifra similar, según la norma aplicable.

El cálculo de los volúmenes de compensación del tanque de almacenamiento se presenta en el

anexo 4.2 del presente informe, las tablas presentadas corresponden al diagnostico del

componente tanto para el año 2012 como para el año 2037; a continuación se detalla cada una de

las columnas que componen la tabla.

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Las columnas C1 y C2 corresponden a cada una de las 24 horas del día para las cuales se hará el

análisis de los volúmenes de compensación.

La columna C3 corresponde al consumo de agua en metros cúbicos para cada una de las 24 horas

del día, la sumatoria de los consumos horarios corresponde al volumen consumido durante un día

por la población del municipio de Samacá.

La columna C4 corresponde a los factores de consumo de la curva de demanda horaria, la cual

fue adoptada por el consultor para el desarrollo del presente análisis, la sumatoria de los factores

de consumo siempre debe dar como resultado 24.

La columna C5 corresponde al porcentaje de cada uno de los factores de consumo.

La columna C6 corresponde a la sumatoria de los porcentajes de consumo, de manera tal que el

ultimo valor debe dar siempre 100%

Figura 18. Volúmenes de compensación para el año 2012

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La columna C7 corresponde al porcentaje de agua suministrada por al tanque de almacenamiento

y depende de si el suministro es continuo o no, de tal manera que siempre será el cociente entre

100% y el número de horas de suministro.

La columna C8 equivale al porcentaje de agua suministrada durante la hora correspondiente pero

en m3/h, se halla multiplicando el consumo de agua total determinado en la columna C3 por el

porcentaje de agua suministrada de la columna C7.

La columna C9 corresponde a la sumatoria de los porcentajes de agua suministrada (C7), de tal

forma que el último valor siempre debe ser 100

La columna C10 corresponde a la diferencia entre el porcentaje de agua suministrada (C7) y el

porcentaje acumulado de consumo de agua (C6) durante una hora determinada.

La columna C11 corresponde a la suma aritmética de los valores determinados en la columna

C10; en esta columna se resaltaran siempre dos valores, el mayor valor positivo y el mayor valor

negativo, que hacen referencia al máximo superávit y déficit que se puede llegar a presentar en el

tanque respectivamente.

En la columna C12 se adopta el mayor déficit como el momento en el cual el tanque se

encontrara vacio, razón por la cual se asigna a esta hora un valor de cero en la columna C12, y a

partir de la hora siguiente se empieza a sumar aritméticamente al valor tomado como cero el

valor de la columna C10. Los valores finales de esta columna corresponden al porcentaje del

consumo diario que debe almacenar el tanque durante cada una de las 24 horas del día.

La columna C13 corresponde al porcentaje del consumo diario correspondiente a cada hora

expresada en m3, de tal forma que el mayor valor de esta columna corresponde a la capacidad de

almacenamiento requerida para el tanque del sistema de acueducto.

De acuerdo con los resultados obtenidos, los cuales se encuentran en el anexo 4.2, para el año

2012, la capacidad de almacenamiento demandada por capacidad de regulación es de 358,2 m3,

mientras que para el año 2037 es de 309,2 m3, las dos capacidades son inferiores al volumen de

almacenamiento del tanque existente, el cual es de 1305 m3, razón por la cual se concluye que el

componente de almacenamiento no requiere ser optimizado.

4.11 Esquema físico y codificado del sistema de distribución actual.

Los planos mostrados en los anexos 4.4 y 4.5 muestran la codificación de los elementos del

modelo, la cual corresponde con la mostrada en las tablas presentadas en el anexo 4.6.

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4.12 Evaluación de los coeficientes de variación diaria y horaria de la demanda..

Según las normas RAS 2000 para el caudal máximo diario (QMD) que corresponde al consumo

máximo registrado durante 24 horas durante un período de un año. Se calcula multiplicando el

caudal medio diario (Qmd) por el coeficiente de consumo máximo diario K1.

El caudal máximo diario se calcula mediante la siguiente ecuación:

QMD = Qmd × k1

En el caso del caudal máximo horario (QMH) que corresponde al consumo máximo registrado

durante una hora en un período de un año sin tener en cuenta el caudal de incendio. Se calcula

como el caudal máximo diario multiplicado por el coeficiente de consumo máximo horario, k2,

según la siguiente ecuación:

QMH = QMD × k2

El coeficiente de consumo máximo diario, k1, se obtiene de la relación entre el mayor consumo

diario y el consumo medio diario, utilizando los datos registrados en un período mínimo de un

año. En nuestro caso al no tener esta información estadística se tomara el coeficiente de las

normas RAS 2000 dados para sistemas nuevos.

Así el coeficiente de consumo máximo diario, k1, para el municipio de estudio dependerá del

nivel de complejidad del sistema como se establece en la tabla B.2.5., de las normas RAS 2000.

Tabla 27. Coeficiente de consumo máximo diario, k1, según el Nivel de Complejidad del Sistema

Nivel de complejidad del sistema Coeficiente de consumo máximo diario- k 1

Bajo 1.3

Medio 1.3

Medio alto 1.2

Alto 1.2 Fuente: Tabla B.2.5 RAS 2000

Según esta información el coeficiente de consumo máximo diario K1 para el municipio de

estudio es de 1.3, dado que el nivel de complejidad es Medio.

El coeficiente de consumo máximo horario con relación al consumo máximo diario, k2, puede

calcularse, para el caso de ampliaciones de sistema de acueducto, como la relación entre el caudal

máximo horario, QMH, y el caudal máximo diario, QMD, registrados durante un período mínimo

de un año, sin incluir los días en que ocurran fallas relevantes en el servicio.

Para el caso de estudio no se tiene una estadística de consumo así que se aplicará el coeficiente

según normas RAS-2000 donde el coeficiente de consumo máximo horario con relación al

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consumo máximo diario, k2, es función del nivel de complejidad del sistema y el tipo de red de

distribución, según se establece en la tabla B.2.6.

Tabla 28. Coeficiente de consumo máximo horario, k2, según el Nivel de Complejidad del

Sistema y el tipo de red de distribución.

Nivel de complejidad del sistema Red menor de distribución Red secundaria Red matriz

Bajo 1.6

Medio 1.6 1.45 -

Medio alto 1.5 1.45 1.40

Alto 1.5 1.45 1.40 Fuente: Tabla B.2.6RAS 2000

Según esta información el coeficiente de consumo máximo horario K2 es de 1.6.

4.13 Análisis de la capacidad limitante y necesidad de obras o acciones.

La capacidad de la red se considera suficiente por los siguientes aspectos:

Pese a que se encuentran presiones por debajo de los 10 m.c.a que son consecuencia

directa del alto consumo población, por lo que al implementar un programa de ahorro y

uso eficiente del agua potable se pueden incrementar estas presiones a niveles

recomendados por el RAS -2000.

Aunque las velocidades obtenidas tienen un máximo a 5.39 m/s, son consecuencia del

alto consumo de la población en la actualidad, por lo que al implementar un programa de

ahorro y uso eficiente del agua potable estas se disminuirían a niveles razonables.

El comportamiento hidráulico de la red sugiere la implementación de sistemas de

regulación de presiones con sectorización hidráulica., al igual que algunos refuerzos de la

capacidad de la red de distribución.

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AVAL PROFESIONAL

CONSORCIO AGUAS DE BOYACÁ

PROYECTO

FORMULACIÓN DEL PLAN MAESTRO DE ACUEDUCTO

DEL MUNICIPIO DE SAMACÁ

PRODUCTO 4

Comportamiento Hidráulico Del Sistema De Acueducto Existente

Nombre del Profesional José Carlos Vergara Mendoza

Profesión Ingeniero Civil

Especialización Recursos hidráulicos y Medio Ambiente

Matrícula Profesional 13202 – 096488 BLV

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Versión del documento Fecha presentación Fecha de modificación

No. 1.0 22/06/2012

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4. Anexos

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Anexo 4.1 Simulaciones Líneas de Conducción

(Medio Magnético)

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Anexos 4.2 Volúmenes de Compensación para el

Tanque de Almacenamiento

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Anexo 4.3 Plano Polígonos de Thiessen (año 2012)

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Anexo 4.4 Plano de Topología del Modelo de la

Red de Distribución.

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Anexo 4.5 Plano de resultados del modelo

para el caudal máximo horario a 2012

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4.6 Tablas de Datos y Resultados del Modelo.

(Medio Magnético)

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4.7 Archivos del modelo de simulación para

EPANET y WaterGems v8i. (Medio Magnético)

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4.8 Topología Sistema de Acueducto Municipio

de Samacá

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4.9 Planos de Captaciones Actuales

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4.10 Planos Planta Perfil Línea de Conducción

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