-­

2. Obliczenia zapotrzebowania na wodê w okresie perspektywicznym.

2.1. Dane do obliczeñ.

Liczba mieszkañców w okresie perspektywicznym: 18900

Liczb mieszkañców wg klas wyposa¿enia sanitarnego mieszkañ:

klasa I (38%) LM_I=0,38?18900=7182 mk,

klasa II (22%) LM_II=0,22?18900=4158 mk,

klasa III (28%) LM_III=0,28?18900=5292 mk,

klasa IV (12%) LM_IV=0,12?18900=2268 mk,

Razem : 18900 mk.

2.2. Obliczenia zapotrzebowania na wodê na poszczególne cele.

Do obliczeñ wykorzystano nastêpuj¹ce wzory:

Qœrd=LM?qj1000 , m3d

Qmaxd=Qœrd?Nd , m3d

gdzie:

LM - liczba mieszkañców,

qj - wskaŸnik œredniego dobowego zapotrzebowania wody, dm3mk?d ,

Nd - wspó³czynnik nierównomiernoœci dobowej.

2.2.1. Mieszkalnictwo

Mieszkalnictwo wielorodzinne.

qjI = 160 dm3mk?d

qjII = 100 dm3mk?d

Nd = 1,5

Qœrd=7182?1601000+4158?1001000=1564,92 m3d

Qmaxd=1564,92?1,5=2347,38 m3d

Mieszkalnictwo jednorodzinne.

qjIII = 100 dm3mk?d

qjIV = 80 dm3mk?d

Nd = 2,0

Qœrd=5292?1001000+2268?801000=710,64 m3d

Qmaxd=710,64?2,0=1421,28 m3d

2.2.2. Urzêdy i instytucje us³ugowe.

qj = 15 dm3mk?d

Nd = 1,3

Qœrd=18900?151000=283,5 m3d

Qmaxd=283,5?1,3=368,55 m3d

-­

2.2.3. Utrzymanie w czystoœci komunikacji zbiorowej.

qj = 4 dm3mk?d

Nd = 1,2

Qœrd=18900?41000=75,6 m3d

Qmaxd=75,6?1,2=90,72 m3d

2.2.4. Zmywanie ulic i placów.

qj = 5 dm3mk?d

Nd = 2,4

Qœrd=18900?51000=94,5 m3d

Qmaxd=94,5?2,4=226,8 m3d

2.2.5. Polewanie zieleni miejskiej.

qj = 10 dm3mk?d

Nd = 6,0

Qœrd=18900?101000=189,0 m3d

Qmaxd=189?6,0=1134,0 m3d

2.2.6. Tereny przemys³owo - sk³adowe.

qj = 40 dm3mk?d

Nd = 1,15

Qœrd=18900?401000=756,0 m3d

Qmaxd=283,5?1,15=869,4 m3d.

-­

2.3. Zestawienie œredniego (Q_œrd) i maksymalnego (Q_maxd) dobowego zapotrzebowania na wodê.

Lp.	Cele zapotrzebowania na wodê	Zapotrzebowanie na wodê, m3d
		Qœrd		Qmaxd
1.	Mieszkalnictwo: wielorodzinne jednorodzinne	1564,92		2347,38
		710,64		1421,28
2.	Urzêdy i instytucje us³ugowe	283,5		368,55
3.	Utrzymanie w czystoœci komunikacji zbiorowej	75,6		90,72
4.	Zmywanie ulic i placów	94,5		226,8
5.	Polewanie zieleni miejskiej	189,0		1134,0
6.	Tereny przemys³owo - sk³adowe	756,0		869,4
7.	RAZEM	3674,16		6458,13
8.	Straty wody w sieci wodoci¹gowej oraz zapotrzebowanie na wodê do p³ukania sieci wodoci¹gowej (10% Qœrd)	367,42		367,42
9.	Woda do sieci wodoci¹gowej	4041,58		6825,55
10.	Cele technologiczne ZUW (5% Qœrd)	202,08		202,08
11.	Wydajnoœæ ujêcia wody	4243,66		7027,63

2.4. Godzinowy rozk³ad maksymalnego dobowego zapotrzebowania na wodê.

-­

3. Obliczenia hydrauliczne ujêcia wody podziemnej.

Zaprojektowano ujêcie wody sk³adaj¹ce siê ze studzien wierconych czerpi¹cych wodê z warstwy wodonoœnej o zwierciadle napiêtym.

3.1. Dane do obliczeñ.

Maksymalna dobowa wydajnoœæ ujêcia: Quj=Qmaxd=7027,63 m3d=0,08134 m3s

Wspó³czynnik filtracji: kf=27,8 md=3,22?10-4 md

Œrednica studni: d=2r=0,60 m

Mi¹¿szoœæ warstwy wodonoœnej: m=19,3 m

3.2. Obliczenia wspó³rzêdnych charakterystyki pojedynczej studni.

Q=2,73?kf?m?slogRr , m3s

R=3000?s?kf , m

Za³o¿ono cztery wartoœci depresji s, dla których obliczono wartoœci promienia leja depresyjnego R oraz wydajnoœæ studni Q:

s1=1,0 m

R1=3000?1?3,22?10-4=53,83 m

Q1=2,73?3,22?10-4?19,3?1log53,830,3=0,007527 m3s

s2=2,0 m

R2=3000?2?3,22?10-4=107,66 m

Q2=2,73?3,22?10-4?19,3?2log107,660,3=0,01328 m3s

s3=3,0 m

R3=3000?3?3,22?10-4=161,49 m

Q1=2,73?3,22?10-4?19,3?3log161,490,3=0,01863 m3s

s4=4,0 m

R4=3000?4?3,22?10-4=215,32 m

Q4=2,73?3,22?10-4?19,3?4log215,320,3=0,02376 m3s

si	Ri	Qi
1,0	53,83	0,007527
2,0	107,66	0,01328
3,0	161,49	0,01863
4,0	215,32	0,02376

Na podstawie powy¿szych danych sporz¹dzono wykres charakterystyki studni s=f(Q) .

3.3. Okreœlenie maksymalnej wydajnoœci studni.

Maksymaln¹ teoretyczn¹ wydajnoœæ studni obliczono ze wzoru:

Qmaxth=2?ð?r?m?vdop , m3s

vdop=kf45=3,22?10-445=3,99?10-4 ms

Qmaxth=2?ð?0,3?3,99=0,014515 m3s

3.4. Okreœlenie eksploatacyjnej wydajnoœci studni.

Z wykresu odczytano:

- wydajnoϾ eksploatacyjna Qe=0,01375 m3s

- depresja eksploatacyjna se=2,17 m.

Dla depresji eksploatacyjnej se obliczono zasiêg leja depresyjnego Re:

Re=3000?2,17?kf=116,82 m

3.5. Obliczenie iloœci studni.

Iloœæ studni ujêcia obliczono ze wzoru:

n=Qujá?Qe,

Dla á=0,6 n=0,081340,6?0,01375=9,86

Dla á=0,9 n=0,081340,9?0,01375=6,57

Przyjêto 8 studzien w 1 grupie. Za³o¿ono, ¿e wystêpuje wspó³dzia³anie miêdzy studniami w grupie. Usytuowanie studni w terenie, odleg³oœæ miêdzy nimi oraz sposób pod³¹czenia do przewodu lewarowego przedstawiono na poni¿szym schemacie.

3.6. Obliczenia depresji wody we wspó³dzia³aj¹cych studniach metod¹ Forchheimera.

Wzniesienie obni¿onego zwierciad³a wody ponad pod³o¿em nieprzepuszczalnym w jednej ze wspó³dzia³aj¹cych studni obliczono ze wzoru:

hi=Hw-Qi2,73?kf?mn?logRg-logr?l1?l2?…?ln-1, m

si=Hw-hi, m

Rg=R+a4, m

gdzie:

h_i - wzniesienie obni¿onego zwierciad³a wody ponad pod³o¿em nieprzepuszczalnym w i-tej wspó³dzia³aj¹cej studni, m³/s,

s_i - depresja wody w i-tej studni, m,

k_f - wspó³czynnik filtracji warstwy wodonoœnej, m/s,

H_w - wzniesienie statycznego zwierciad³a wody ponad pod³o¿em nieprzepuszczalnym, m,

Q_i - wydajnoœæ i-tej wspó³dzia³aj¹cej studni, m³/s,

n - liczba wspó³dzia³aj¹cych studzien,

m - mi¹¿szoœæ warstwy wodonoœnej wody naporowej, m,

R_g - promieñ leja depresyjnego wywo³anego przez grupê wspó³dzia³aj¹cych studzien, m,

a - odleg³oœæ miêdzy skrajnymi wspó³dzia³aj¹cymi studniami, m,

R - promieñ zasiêgu leja depresyjnego pojedynczej studni, m,

r - promieñ studni, m,

l₁,l₂ …, l_n-1 - odleg³oœæ studni rozpatrywanej od pozosta³ych studzien wspó³dzia³aj¹cych, m.

Hw=m+b=19,3+9,6=28,9 m

-­

3.8. Obliczenia wspó³pracy studzien z lewarem.

Przewód sk³ada siê z :

przy³¹cze p

odcinek AB

odcinek BC

odcinek CD

odcinek DE

D³ugoœæ pionowej czêœci przy³¹cza p obliczono ze wzoru:

lpion=a-zpl+se+hz

lpion=2,4-1,4+2,17+1=4,17

lpoz=10 m

lp=lpion+lpoz

lp przyjêto 15 m

3.8.1. Dóbr œrednic poszczególnych odcinków lewara.

qœr=Qujn=0,081348=0,01017 m3s

Œrednia prêdkoœæ 0,5-0,9 ms

Dobór œrednicy przy³¹cza p i odcinka AB

Qp,AB=0,01017 m3s z nomogramu: dp,AB=125 mm; v=0,83 ms

Dobór œrednicy odcinka BC

QBC=0,02034 m3s z nomogramu: dBC=200 mm; v=0,65 ms

Dobór œrednicy odcinka CD

QCD=0,03051 m3s z nomogramu: dCD=250 mm; v=0,62 ms

Dobór œrednicy odcinka DE

QDE=0,04068 m3s z nomogramu: dDE=250 mm; v=0,83 ms

-­

Odcinek	Q m3s	d mm	v ms	l m	c s2m6
przy³¹cze p	0,01017	125	0,83	15	78,191
AB	0,01017	125	0,83	80	78,191
BC	0,02034	200	0,65	80	6,4586
CD	0,03051	250	0,62	80	1,9839
EC	0,04068	250	0,83	40	1,9839

3.8.2. Wyznaczenie strat wysokoœci ciœnienia na poszczególnych odcinkach lewara.

?h=?hl+?hm [m]

?hl=c?l?Q2 [m]

?hm=Óî?Sk?Q2 [m]

?h= c?l?Óî?Sk?Q2 [m]

przy³¹cze p:

(za³o¿ono, ¿e wszystkie przy³¹cza bêd¹ mia³y tak¹ sam¹ charakterystykê)

wlot do lewara	î=0,6
zasuwa w pe³ni otwarta	î=0,15
trójnik zbie¿ny prosty Q0/Q=0,5	î0=0,29
kolano ?125mm	î=1,58
	Óî=2,62

przewód AB:

rozszerzenia przekroju przewodu (dyfuzor) ? 125/200; d2/d1=1,6 tgá2=al, gdzie a=d2-d12, l=200mm á2=arc tgal=10°37'	î2=1,07
trójnik zbie¿ny prosty Q0/Q=0,5	îp=0,36
	Óî=1,43

przewód BC:

rozszerzenia przekroju przewodu (dyfuzor) ? 200/250; d2/d1=1,25 tgá2=al, gdzie a=d2-d12, l=150mm á2=arc tgal=9°28'	î2=0,10
trójnik zbie¿ny prosty Q0/Q=0,33	îp=0,26
	Óî=0,36

-­

przewód CD:

trójnik zbie¿ny prosty Q0/Q=0,25	îp=0,21
	Óî=0,21

przewód DE:

wylot z lewara zanurzony w wodzie	î=1,0
trójnik zbie¿ny prosty Q0/Q=1	î0=0,92
	Óî=1,92

Obliczenie równañ do obliczeñ strat ciœnienia dla poszczególnych odcinków lewara.

?h= c?l?Óî?Sk?Q2 [m]

przy³¹cze p:

?hp=c125?l+Óî?Sk125?Q2=78,191?15+2,62?338,61?Q2= 2060,02?Q2

przy³¹cze AB:

?hAB=c125?l+Óî?Sk200?Q2=78,191?80+1,43?51,659?Q2= 6329,15?Q2

przy³¹cze BC:

?hBC=c200?l+Óî?Sk250?Q2=6,4586?80+0,36?21,161?Q2= 524,31?Q2

przy³¹cze CD:

?hCD=c250?l+Óî?Sk250?Q2=1,9839?80+0,21?21,161?Q2= 163,16?Q2

przy³¹cze DE:

?hDE=c250?l+Óî?Sk250?Q2=1,9839?40+1,92?21,161?Q2= 119,99?Q2

W oparciu o powy¿sze wzory obliczono straty ciœnienia dla przy³¹cza oraz wszystkich odcinków lewara. Wyniki tych obliczeñ zestawiono w tabeli.

-­

Zestawienie strat ciœnienia dla przy³¹cza oraz odcinków lewara.

Q m^3/s	Q^2 ?10^-4	przy³¹cze p	Odcinek lewara
			AB	BC		CD	DE
		Ähp=2060,02?Q^2	ÄhAB=6329,15?Q^2	ÄhBC=524,31?Q^2		ÄhCD=163,16?Q^2	ÄhDE=119,99?Q^2
0,003	0,09	0,019	0,057	-		-	-
0,006	0,36	0,074	0,228	-		-	-
0,01017	1,034	0,213	0,654	-		-	-
0,013	1,69	0,348	1,070	0,089		-	-
0,016	2,56	0,527	1,620	0,134		-	-
0,02034	4,137	-	-	0,217		-	-
0,023	5,29	-	-	0,277		0,086	-
0,026	6,76	-	-	0,354		0,110	-
0,03051	9,309	-	-	-		0,152	-
0,033	10,89	-	-	-		0,178	0,131
0,036	12,96	-	-	-		0,211	0,156
0,04068	16,549	-	-	-		-	0,199
0,043	18,49	-	-	-		-	0,222
0,046	21,16	-	-	-		-	0,254

Na podstawie powy¿szych danych wykonano wykres wspó³pracy studzien z lewarem (rys. ). Z wykresu odczytano depresje i wydajnoœci poszczególnych studzien oraz depresjê w studni zbiorczej, które zestawiono poni¿ej.

-­

Studnia 1

depresja: s₁=

wydajnoœæ: Q₁=

Studnia 2

depresja: s₂=

wydajnoœæ: Q₂=

Studnia 3

depresja: s₃=

wydajnoœæ: Q₃=

Studnia 4

depresja: s₄=

wydajnoœæ: Q₄=

Studnia zbiorcza

depresja: s_zb=

wydajnoϾ: Q_zb=

-­

-­

4. Obliczenia hydrauliczne sieci wodoci¹gowej.

Zaprojektowano sieæ wodoci¹gow¹ obwodow¹. Obliczenia hydrauliczne tej sieci przeprowadzono metod¹ Crossa.

4.1. Dane do obliczeñ.

Qœrd=4041,58m3d=46,78dm3s

Qmaxd=6825,55m3d=79,00dm3s

Qmaxh=489,68m3h=136,02dm3s

Qminh=0,01?%min?Qœrd=0,01?1,2?4041,58=48,50m3h=13,47dm3s

Na podstawie procentowych rozbiorów z wêz³ów i odcinków, przedstawionych na schemacie sieci wodoci¹gowej, obliczono rzeczywiste rozbiory wody wyra¿one w dm₃/s. Wyniki tych obliczeñ przedstawiono w tabeli.

Zestawienie rozbiorów wêz³owych i odcinkowych.

Wêze³ lub odcinek	Procent rozbioru %	Rozbiory przy: ,dm3/s
		Qmaxh	Qminh
1	0	0	0
1-2	2	2,72	0,27
1-6	10	13,60	1,35
2	10	13,60	1,35
2-3	8	10,88	1,08
2-4	0	0	0
3	8	10,88	1,08
3-7	9	12,34	1,21
4	15	20,33	2,02
4-5	5	6,73	0,67
5	6	8,19	0,81
5-6	7	9,52	0,94
5-7	7	9,52	0,94
6	7	9,52	0,94
7	6	8,19	0,81
?	100	136,02	13,47

Rozbiory wêz³owe oraz odcinkowe naniesiono na schematy obliczeniowe sieci wodoci¹gowej (rys. )

4.2. Obliczenia wydajnoœci pompowni drugiego stopnia oraz zbiornika sieciowego.

Przyjêto czas pracy pompowni drugiego stopnia T_p=24h/d.

Qpœr=QmaxdTp=6825,5524=284,40m3h=79,00dm3s

Maksymalna wydajnoϾ pompowni w czasie rozbioru maksymalnego godzinowego (Q_maxh):

Qpmax=1,1?Qpœr=1,1?79,00=86,90dm3s

Minimalna wydajnoϾ pompowni w czasie rozbioru minimalnego godzinowego (Q_minh):

Qpmin=0,9?Qpœr=0,9?79,00=71,10dm3s

-­

W czasie rozbioru Q_maxh woda wyp³ywaæ bêdzie ze zbiornika sieciowego w iloœci:

Qz=Qmaxh-Qpmax=136,02-86,90=49,12dm3s

W czasie rozbioru Q_minh woda dop³ywaæ bêdzie do zbiornika sieciowego w iloœci:

Qz=Qpmin-Qminh=71,10-13,47=57,63dm3s

4.3. Dobór œrednic przewodów wodoci¹gowych.

Wyniki obliczeñ przedstawione w 4.1 oraz 4.2 naniesiono na schematy obliczeniowe sieci wodoci¹gowej (rys. ), a nastêpnie obliczono wartoœci natê¿enia przep³ywu wody w poszczególnych odcinkach. W oparciu o te przep³ywy dokonano doboru œrednic przewodów, które przedstawiono w tabeli.

Zestawienie przep³ywów obliczeniowych oraz charakterystycznych danych odcinków sieci wodoci¹gowej.

Odcinek	Przep³ywy przy Qmaxh, dm^3/s					Przep³ywy przy Qminh, dm^3/s					d mm	v m/s	i ‰	l m
	Qpocz	Qkoñc	q	0,55?q	Qobl	Qpocz	Qkoñc	q	0,55?q	Qobl
P-2	86,90	86,90	0,0	0,0	86,90	71,10	71,10	0,0	0,0	71,10	355	1,13	3,14	375
1-2	35,36	32,64	2,72	1,50	31,14	9,75	9,48	0,27	0,15	9,63	250	0,82	2,65	365
1-7	32,64	19,04	13,60	7,48	26,52	9,48	8,13	1,35	0,74	8,87	250	0,70	1,98	665
2-3	10,88	0,0	10,88	5,98	5,98	40,00	38,92	1,08	0,59	39,51	280	0,83	2,36	330
2-4	27,06	27,06	0,0	0,0	27,06	20,00	20,00	0,0	0,0	20,00	250	0,71	2,17	275
3-7	23,22	10,88	12,34	6,79	17,67	37,84	36,63	1,21	0,67	37,30	280	0,78	2,12	555
4-5	6,73	0,0	6,73	3,70	3,70	17,98	17,31	0,67	0,37	17,68	200	0,73	2,80	315
5-6	9,52	0,0	9,52	5,24	5,24	7,19	6,25	0,94	0,52	6,77	125	0,71	4,77	355
5-7	17,71	8,19	9,52	5,24	13,43	22,75	21,81	0,94	0,52	22,33	225	0,72	2,42	270
7-ZB	49,12	49,12	0,0	0,0	49,12	57,63	57,63	0,0	0,0	57,63	315	0,95	2,65	165

Œrednice przewodów zosta³y dobrane dla wiêkszego przep³ywu obliczeniowego (w tabeli wpisane wyt³uszczon¹ czcionk¹) w taki sposób, aby prêdkoœæ przep³ywu wody by³a ekonomiczna i wynosi³a:

- dla ??300mm : v=0,60 - 0,90 m/s

- dla ?>300mm : v=0,90 - 1,50 m/s

4.4. Obliczenia pojemnoœci sieciowego zbiornika wodoci¹gowego.

Pojemnoœæ ca³kowit¹ zbiornika wodoci¹gowego obliczono ze wzoru:

Vc=Vu¿+Vpo¿+Vm , m3

gdzie:

V_u¿ - pojemnoœæ u¿ytkowa, m³,

V_po¿ - zapas wody do celów przeciwpo¿arowych, m³,

V_m - pojemnoœæ martwa, m³,

Pojemnoœæ u¿ytkow¹ zbiornika obliczono metod¹ analityczn¹ dla czasu pracy pompowni drugiego stopnia T_p=24 h/d. Wyniki tych obliczeñ w %Q_maxd przedstawiono w tabeli.

-­

Obliczenia pojemnoœci u¿ytkowej zbiornika wodoci¹gowego.

Godzina od - do	Rozbiór wody %	Dostawa wody %	Przybywa do zbiornika %	Ubywa ze zbiornika %	Pojemnoœæ zbiornika %
0 - 1	1,26	4,17	2,91	-	5,02
1 - 2	1,20	4,17	2,97	-	7,99
2 - 3	1,20	4,16	2,96	-	10,95
3 - 4	1,20	4,17	2,97	-	13,92
4 - 5	3,75	4,17	0,42	-	14,34
5 - 6	4,11	4,16	0,05	-	14,39
6 - 7	6,42	4,17	-	2,25	12,41
7 - 8	6,66	4,17	-	2,49	9,65
8 - 9	4,13	4,16	0,03	-	9,68
9 - 10	4,22	4,17	-	0,05	9,63
10 - 11	4,35	4,17	-	0,18	9,45
11 - 12	4,41	4,16	-	0,25	9,20
12 - 13	4,36	4,17	-	0,19	9,01
13 - 14	4,51	4,17	-	0,34	8,67
14 - 15	3,57	4,16	0,59	-	9,26
15 - 16	3,43	4,17	0,74	-	10,00
16 - 17	3,64	4,17	0,53	-	10,53
17 - 18	5,74	4,16	-	1,58	8,95
18 - 19	6,45	4,17	-	2,28	6,67
19 - 20	7,16	4,17	-	2,99	3,68
20 - 21	7,17	4,16	-	3,01	0,67
21 - 22	4,84	4,17	-	0,67	0,00
22 - 23	3,57	4,17	0,60	-	0,60
23 - 24	2,65	4,16	1,51	-	2,11
Suma	100	100	16,28	16,28	-

Maksymalna pojemnoœæ u¿ytkowa zbiornika wyst¹pi w godzinie 5 - 6 i wynosiæ bêdzie 14,39% Q_maxd.

Vu¿=0,01?%max?Qmaxd=0,01?14,39?6825,55=982,20 m3

Przyjêto zbiornik cylindryczny o wysokoœci u¿ytkowej warstwy wody H_u¿=6,0 m. Œrednica zbiornika wyniesie:

Dzb=4?Vu¿ð?Hu¿=4?982,20ð?6=14,44 m

Przyjêto D_zb=14,5 m.

Rzeczywista pojemnoœæ u¿ytkowa:

Vu¿=ð?Dzb24?Hu¿=ð?14,524?6=990,78 m3

Zapas wody do celów przeciwpo¿arowych przyjêto na podstawie Rozporz¹dzenia Ministra Spraw Wewnêtrznych i Administracji z dnia 16 czerwca 2003 r. w sprawie przeciwpo¿arowego zapotrzebowania w wodê oraz dróg po¿arowych (Dz. U. Nr 121, poz. 1139 - tabela 1).

Wg tej normy zapas wody do celów przeciwpo¿arowych zale¿y od liczby mieszkañców:

od 10001 do 25000 mieszkañców - zapas wody 200 m³.

Dla miasta o liczbie mieszkañców 18900 przyjêto V_po¿=200 m³.

Wysokoœæ warstwy po¿arowej:

Hpo¿=4?Vpo¿ð?Dzb2=4?200ð?14,52=1,21 m

Pojemnoœæ martwa zbiornika zale¿y od jego konstrukcji. Przyjêto wysokoœæ warstwy martwej H_m=0,4 m.

Obliczenie pojemnoœci martwej:

Vm=ð?Dzb24?Hm=ð?14,524?0,4=66,05 m3

-­

Obliczenie wysokoœci u¿ytkowej rzeczywistej:

Hu¿=4?Vu¿ð?Dzb2=4?990,78ð?14,52=6,0 m

Ca³kowita wysokoœæ zbiornika:

Hc=Hu¿+Hpo¿+Hm=6,0+1,21+0,4=7,61 m

Ca³kowita pojemnoœæ zbiornika:

Vc=Vu¿+Vpo¿+Vm=990,78+200+66,05=1256,83 m3

4.5. Obliczenia hydrauliczne sieci wodoci¹gowej dla maksymalnego godzinowego zapotrzebowania na wodê (Q_maxh).

4.6. Obliczenia hydrauliczne sieci wodoci¹gowej dla minimalnego godzinowego zapotrzebowania na wodê (Q_minh).

---