POLITECHNIKA WARSZAWSKA

WYDZIAŁ INŻYNIERII ŚRODOWISKA

Projekt z przedmiotu:

Wodociągi

Prowadząca:

dr inż. Elżbieta Osuch-Pajdzińska

Wykonał:

Marcin Godlewski ISiW1

Rok akademicki: 2013/2014

1. Obliczenie charakterystycznego wskaźnika zużycia wody

Zadanie to polegało na obliczeniu charakterystycznych wielkości zapotrzebowania na wodę dla miasta, które w okresie perspektywicznym będzie liczyło 54300 mieszkańców. Miasto będzie posiadało zabudowę wielorodzinną niską i wysoką oraz zabudowę jednorodzinną. Dla zabudowy wielorodzinnej wysokiej przewiduje się zagospodarować nowe tereny, na których zamieszka 20% mieszkańców. Mieszkania na tym obszarze będą wyposażone w wodociąg, kanalizację, wc i łazienkę z centralnym doprowadzeniem ciepłej wody. Na obszarze zabudowy wielorodzinnej niskiej zamieszka 70% mieszkańców. Na terenie zabudowy jednorodzinnej zamieszka 10% mieszkańców. Mieszkania będą wyposażone w wodociąg, kanalizację, wc i łazienkę z lokalnymi urządzeniami do podgrzewania wody. Przewiduje się, że w okresie perspektywicznym 100% mieszkań zostanie podłączonych do sieci wodociągowej i kanalizacyjnej. Według danych planu przestrzennego zagospodarowania przewiduje się niewielki rozwój usług i przemysłu dostosowany do rozwoju miasta wyrażonego wzrostem liczby mieszkańców.

Obecny stan zaopatrzenia w wodę:

Mieszkania wyposażone są w wodociąg, kanalizację, wc i łazienkę z lokalnymi rządzeniami do podgrzewania wody. Sprzedaż wody w mieście kształtowała się w ostatnich pięciu latach na poziomie przedstawionym w tablicy.

Sprzedaż wody w mieście (dane z Urzędu Gminy)

Rok	Liczba mieszkańców w mieście	Liczba mieszkańców korzystających z wodociągów w mieszkaniu w % ogólnej liczby mieszkańców	Sprzedaż wody w mieście tys. m^3/rok dla
			gospodarstw domowych
2009	38200	75	1813,3
2010	42784	78	2001,0
2011	46207	80	2105,7
2012	48517	82	2175,6
2013	51428	86	2411,9

Kolejnym punktem projektu jest ustalenie jednostkowych wskaźników zużycia wody w okresie perspektywicznym. Do wykonania tego punktu należy przeanalizować wartości tych wskaźników dla lat poprzednich. Do tych obliczeń wykorzystano następujące wzory:

1. wskaźnik zużycia wody w gospodarstwach domowych

gdzie:

M_k – liczba mieszkańców korzystających z wodociągu

1. wskaźnik zużycia wody dla przemysłu

gdzie:

M - całkowita liczba mieszkańców

1. wskaźnik zużycia wody dla innych odbiorców

gdzie:

M - całkowita liczba mieszkańców

Wyniki obliczeń zostały przedstawione w tabeli:

Rok	Liczba mieszkańców w mieście	Liczba mieszkańców korzystających z wodociągów w mieszkaniu w % ogólnej liczby mieszkańców	Jednostkowe zużycie wody m^3/dM
			gospodarstw domowych
2009	38200	75	0,173
2010	42784	78	0,164
2011	46207	80	0,156
2012	48517	82	0,150
2013	51428	86	0,149

Wskaźnik jednostkowego zapotrzebowania na wodę zależny jest od wielu różnych czynników.

Dla gospodarstw domowych tymi czynnikami są to między innymi:

• Sposób przygotowania ciepłej wody. Ilość pobieranej wody jest różna dla centralnego doprowadzenia ciepłej wody, czy też lokalnego urządzenia do podgrzewania wody.

• Zmniejszenie się zużycia wody w wyniku zastosowania szczelnych i wydajnych konstrukcji armatury.

• Obecność wodomierzy, według których będą pobierane opłaty za wodę, spowodują oszczędniejsze korzystanie z jej zasobów.

Natomiast dla przemysłu wskaźnik ten jest zróżnicowany ze względu na gałęzi przemysłu które występują w danym mieście.

Analizując uzyskane wyniki można stwierdzić, iż jednostkowe zużycie wody dla każdej z grup odbiorców spadało, dlatego można się spodziewać, że w kolejnych rocznikach będzie nadal spadać. Wobec tego zaproponowano w okresie perspektywicznym następujące wskaźniki:

1. dla gospodarstw domowych

1. zabudowa wysoka: 120

2. zabudowa niska: 110

3. zabudowa jednorodzinna: 115

1. Usługi i inni odbiorcy wody: 10

2. Przemysł: 5

Kolejnym punktem zadania jest dobranie wartości współczynników zapotrzebowania na wodę. Przyjmuje się także, że straty wody wynoszą tyle samo co 10% średniego dobowego zapotrzebowania na wodę dla całego miasta, zaś na cele techniczne zużywane jest tyle ile wynosi 5% średniego zapotrzebowania miasta na wodę .

Inne wielkościami które należy ustalić to współczynniki nierównomierności dobowej (N_d) i godzinowej( N_h ). W tabeli poniżej zostały zamieszczone wielkości jakie przyjmują te współczynniki.

Wskaźniki zostały dobranej wg tabeli:

Odbiorcy wody	Współczynnik nierównomierności dobowej Nd	Współczynnik nierównomierności godzinowej Nh
Mieszkalnictwo wielorodzinne jednorodzinne	1,3 – 1,5 1,5 – 2,0	1,4 – 1,6 2,5 – 3,0
Usługi i inni odbiorcy	1,3	2,8 – 3,0
Przemysł	1,15 - 1,2	1,25 – 1,50

Zarówno dla strat wody jak i celów technologicznych współczynniki nierównomierności dobowej i godzinowej przyjmują wartość 1,0. Zostaje więc tylko ustalenie pozostałych wskaźników. Dla gospodarstw domowych przy zabudowie wysokiej i niskiej wskaźniki te są zależne od liczby mieszkańców znajdujących się w danej grupie. Tak więc ponieważ planowo w mieście będzie mieszkać 54300 osób, z czego 20% (10860 osób) w zabudowie wielorodzinnej wysokiej (wskaźniki dla tej grupy mieszkańców przyjmować będą następujące wartości: N_d=1,4 i N_h=1,5)

i 70% (38010 osób) w zabudowie wielorodzinnej niskiej (wskaźniki dla tej grupy mieszkańców przyjmować będą następujące wartości: N_d=1,4 i N_h=1,5).

Współczynniki nierównomierności dobowej i godzinowej zostały przyjęte następująco:

Grupa odbiorców	Nd	Nh
zabudowa wysoka	1,4	1,5
zabudowa niska	1,4	1,5
zabudowa jednorodzinna	1,7	2,6
usługi	1,3	2,9
przemysł	1,2	1,5
straty wody	1,0	1,0
cele technologiczne	1,0	1,0

Średnie dobowe zapotrzebowanie na wodę

Q_śr – średnie dobowe zapotrzebowanie na wodę przez daną grupę odbiorców [m³/d]

q – jednostkowy wskaźnik zapotrzebowania na wodę przez daną grupę odbiorców [m³/d*M_K]

M – liczba odbiorców wody

Obliczenie maksymalnego dobowego zapotrzebowania na wodę:

Q_{d max} – maksymalne dobowe zapotrzebowanie na wodę przez daną grupę odbiorców [m³/d]

Q_{d śr} – średnie dobowe zapotrzebowanie na wodę przez daną grupę odbiorców [m³/d]

N_d – współczynnik nierównomierności dobowej dla danej grupy odbiorców

Następnie, według zasad takich jak przy doborze współczynników nierównomierności dobowej, dobrano współczynniki nierównomierności godzinowej N_h, które skorygowano po obliczeniu zapotrzebowania na wodę w godzinie maksymalnego rozbioru wody na mieście Q’_{h, max}. Obliczenia Q’_{h, max} dokonano według tabeli poniżej, w której przedstawiono zapotrzebowanie na wodę w poszczególnych godzinach doby przez różne grupy odbiorców. Q’_{h, max} zostało wybrane dla godziny, w której jest największe zapotrzebowanie na wodę, w moim przypadku jest to między godziną 18 a 19.

Natomiast przy obliczaniu maksymalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę Q_h,max skorzystano ze wzoru:

Q_{h max} – maksymalne godzinne zapotrzebowanie na wodę przez daną grupę odbiorców [m³/h], [l/s]

Q_{d max} – maksymalne dobowe zapotrzebowanie na wodę przez daną grupę odbiorców [m³/d]

N_h – współczynnik nierównomierności godzinnej dla danej grupy odbiorców

Zestawienie wyników obliczeń charakterystycznych wielkości zapotrzebowania na wodę maksymalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę przedstawione zostały poniżej w tabelach (na kolejnych stronach):

Grupa odbiorców	Liczba mieszkańców	Wskaźniki jednostkowego zapotrzebowania na wodę	Średnie dobowe zapotrzebo-wanie na wodę Qd śr [m^3/d]	Współczynnik nierównomiern-ości dobowej Nd	Maksymalne dobowe zapotrzebowa-nie na wodę Qdmax [m^3/d]	Współczynnik nierównomie-rności godzinowej Nh	Maksymalne godzinowe zapotrzebowa-nie na wodę Qh max [m^3/h]	Zapotrzebowanie na wodę w godzinie maksymalnego rozbioru
		jednostka	wartość
1. Mieszkalnictwo		l/(Mk*d)
zabudowa wysoka	10860	l/(Mk*d)	120	1303	1,4	1824	1,5	114,00
zabudowa niska	38010	l/(Mk*d)	110	4181	1,4	5853	1,5	365,81
zabudowa jednorodzinna	5430	l/(Mk*d)	115	624	1,7	1061	2,6	114,94
2. Usługi i inni odbiorcy wody	54300	l/(M*d)	10	543	1,3	706	2,9	85,31
3. Przemysł	54300	l/(M*d)	5	272	1,2	326	1,5	20,38
4. Ogółem			l/(Mk*d)	6923		9770		700,44
5. Straty wody (10% Qd śr)				692	1,0	692	1,0	28,83
6. Razem				7615		10462		729,27
7. Cele technologiczne (5% Qd śr)				381	1,0	381	1,0	35,02
Całkowita ilość wody				7996		10843

Godziny	Zapotrzebowanie na wodę w poszczególnych godzinach doby przez różne grupy odbiorców
	mieszkalnictwo wielorodzainne niskie
	% Qd,max
0-1	1,00
1-2	1,00
2-3	1,00
3-4	1,60
4-5	2,80
5-6	4,00
6-7	5,70
7-8	5,70
8-9	5,70
9-10	5,70
10-11	5,40
11-12	4,80
12-13	4,80
13-14	4,90
14-15	4,90
15-16	5,20
16-17	5,95
17-18	5,90
18-19	6,25
19-20	4,80
20-21	4,60
21-22	3,40
22-23	2,50
23-24	2,40
Razem	100,00

2. Obliczania wymaganej pojemności wyrównawczej i wymiarów zbiornika sieciowego.

Zadanie polega na obliczeniu wymaganej pojemności wyrównawczej i wymiarów zbiornika sieciowego dla wodociągu o maksymalnej dobowej wydajności i rozkładzie godzinowego rozbioru wody w dobie maksymalnego zapotrzebowania wody.

Zbiornik wyrównawczy to urządzenie w kształcie walca, które przeznaczone jest do gromadzenia wody czystej. Jego rolą może być:

• tworzenie zapasu wody czystej w celu zaspokojenia zmiennego w ciągu doby zapotrzebowania n wodę w obszarze objętym zasięgiem wodociągu.

• gromadzenie wody na wypadek pożaru

• wyrównywanie ciśnienia w sieci wodociągowej

• zachowanie rezerwowego zapasu wody na wypadek awarii urządzeń i przerwy w

systemie dystrybucji.

Metoda analityczna

Zakładamy, że pompy doprowadzające wodę do sieci pracują ze stałą wydajnością przez 24h / dobę. Wynika z tego, że w ciągu jednej godziny do sieci jest wpompowywane 4,17% (4,16(6)%) Q_d,max. W godzinach zmniejszonego zapotrzebowania na wodę w mieście woda jest gromadzona w zbiorniku. W godzinach zwiększonego poboru wody przez miasto, woda ze zbiornika jest pobierana, aby zaspokoić zapotrzebowanie miasta na wodę.

Maksymalne dobowe zapotrzebowanie na wodę przez miasto wynosi:

Q_d,max = $10462\frac{m^{3}}{d}$

Dane przedstawia tabela (znajdująca się na kolejnej stronie projektu):

Godziny	Wydajność pomp % Qd max	Zużycie wody przez miasto % Qd max	Przybyło do zbiornika % Qd max	Ubyło ze zbiornika % Qd max	Jest w zbiorniku % Qd max
0-1	4,17	1,273	2,90	-	6,42
1-2	4,17	1,265	2,91	-	9,33
2-3	4,17	1,265	2,91	-	12,23
3-4	4,16	1,582	2,58	-	14,81
4-5	4,17	2,473	1,70	-	16,51
5-6	4,16	3,604	0,56	-	17,06
6-7	4,17	5,266	-	1,10	15,97
7-8	4,17	5,351	-	1,18	14,79
8-9	4,16	5,355	-	1,20	13,59
9-10	4,17	5,562	-	1,39	12,20
10-11	4,17	5,359	-	1,19	11,01
11-12	4,16	5,123	-	0,96	10,05
12-13	4,17	5,132	-	0,96	9,09
13-14	4,17	5,260	-	1,09	8,00
14-15	4,16	5,175	-	1,02	6,98
15-16	4,17	5,161	-	0,99	5,99
16-17	4,17	5,481	-	1,31	4,68
17-18	4,16	5,411	-	1,25	3,43
18-19	4,16	6,220	-	2,06	1,37
19-20	4,17	5,057	-	0,89	0,48
20-21	4,17	4,650	-	0,48	0,00
21-22	4,17	3,725	0,45	-	0,45
22-23	4,17	2,713	1,46	-	1,90
23-24	4,16	2,539	1,62	-	3,52

Największa ilość wody zostanie zmagazynowana o godzinie 5-6 i będzie wynosić:

17,06 % Q_d,max

Pojemność wyrównawczą zbiornika obliczamy:

$$V_{w} = \frac{10462}{100} \bullet 17,06 = 1785\ m^{3}$$

W celu obliczenia wymiarów zbiornika należy skorzystać ze wzoru:

V_w = H • πR²

Zakładamy że:

• H ≤ 10 m

• H ≅ R

• R- liczba całkowita

Przyjmujemy że R = 8m

Wysokość zbiornika wynosi:

$$H_{u} = \frac{V_{w}}{\pi \bullet R^{2}} = \frac{1785}{\pi \bullet 8^{2}} = 8,88\ m$$

V =  π * R² * H_U

V =  π * 8² * 8, 88

V = 1785 m³

Metoda graficzna:

Założenie: zmienna wydajność pomp w ciągu doby. Ustalono, że pompy będą działać przez 16 godzin na dobę, od godziny 5 rano do 21 wieczorem. Będą przepompowywać 6,25% dziennego zapotrzebowania na wodę w ciągu godziny.

Zbiornik w chwili rozpoczęcia pracy pomp, czyli o godzinie 6 rano, jest pusty. Największa ilość wody w zbiorniku, to jest 16,83% maksymalnego dziennego zapotrzebowania na wodę, jest w chwili ustania pracy pomp, czyli o godzinie 21.

Aby policzyć ilość wody w zbiorniku pomnożono 16,83% razy Q_dmax. (policzone dwie strony dalej)

Dane przedstawia tabela (znajduję się na kolejnej stronie):

Godziny	Wydajność pompowni	Zużycie wody	Przybyło do zbiornika	Ubyło ze zbiornika	Jest w zbiorniku		Sumowe
	% Qd max	% Qd max	% Qd max	% Qd max	% Qd max		Godziny
0-1	-	1,273	-	1,3	6,58		0
1-2	-	1,265	-	1,3	5,32		1
2-3	-	1,265	-	1,3	4,05		2
3-4	-	1,582	-	1,6	2,47		3
4-5	-	2,473	-	2,5	0,00		4
5-6	6,25	3,604	2,65	-	2,65		5
6-7	6,25	5,266	0,98	-	3,63		6
7-8	6,25	5,351	0,90	-	4,53		7
8-9	6,25	5,355	0,90	-	5,42		8
9-10	6,25	5,562	0,69	-	6,11		9
10-11	6,25	5,359	0,89	-	7,00		10
11-12	6,25	5,123	1,13	-	8,13		11
12-13	6,25	5,132	1,12	-	9,25		12
13-14	6,25	5,260	0,99	-	10,24		13
14-15	6,25	5,175	1,08	-	11,31		14
15-16	6,25	5,161	1,09	-	12,40		15
16-17	6,25	5,481	0,77	-	13,17		16
17-18	6,25	5,411	0,84	-	14,01		17
18-19	6,25	6,220	0,03	-	14,04		18
19-20	6,25	5,057	1,19	-	15,23		19
20-21	6,25	4,650	1,60	-	16,83		20
21-22	-	3,725	-	3,7	13,11		21
22-23	-	2,713	-	2,7	10,40		22
23-24	-	2,539	-	2,5	7,86		23
Razem	100,00						24

Największą pojemność zbiornika uzyskujemy w godzinach 20 - 21 i wynosi ona 16,83 % Q_dmax, więc korzystamy ze wzoru:

$V_{u} = \frac{16,83}{100} \bullet 10462 = 1761\ m^{3}$

Wykres krzywych sumowych

Na wykresie przedstawione zostały 2 krzywe:

• czarna przedstawia godzinowy rozkład zapotrzebowania na wodę przez mieszkańców w godzinie maksymalnego zapotrzebowania

• szara przedstawia godzinowy rozkład wydajności pompy

Zakładam, że pod koniec ostatniej godziny zwiększonego zapotrzebowania na wodę w zbiorniku znajduje się 0% Q_d,max, czyli zbiornik jest pusty i jest on napełniany przez następujące godziny zmniejszonego zapotrzebowania na wodę do momentu, gdy zaczyna się zwiększony pobór a w zbiorniku znajduje się maksymalna ilość wody.

Objętość zbiornika wyrównawczego oblicza się zgodnie z tą metodą sumując niedobór w zbiorniku w godzinie maksymalnego poboru wody z maksymalnym zapasem jaki występuje w godzinie minimalnego poboru wody.

$$V_{u} = \frac{16,83}{100} \bullet 10462 = 1761\ m^{3}$$

1. Plan zagospodarowania przestrzennego jednostki osadniczej.

Na planie zagospodarowania przestrzennego jednostki osadniczej zaprojektowano i przedstawiono lokalizację elementów systemu wodociągowego: ujęcie wody, stację uzdatniania wody z pompownią, zbiornik wyrównawczy oraz układ sieci wodociągowej magistralnej i rozbiorczej.

Zaprojektowana sieć jest siecią pierścieniową (dwa pierścienie), która charakteryzuje się dużą niezawodnością dostawy wody do odbiorców oraz większą niż w przypadku sieci rozgałęzionych stabilnością ciśnienia.

Wyróżnione zostały trzy rodzaje przewodów: tranzytowe, magistralne oraz rozdzielcze. Przewody magistralne prowadzone są wzdłuż głównych ciągów komunikacyjnych, okalają centrum miasta, służą do zasilania przewodów rozdzielczych. Przewody rozdzielcze natomiast prowadzone są wzdłuż podrzędnych ciągów komunikacyjnych. Do tych przewodów podłączeni są, poprzez połączenia wodociągowe, bezpośredni odbiorcy wody.

W małych jednostkach osadniczych, czyli m.in. w takich jak zaprojektowana, przewodami magistralnymi mogą być przewody o średnicach mniejszych od 300 mm.

W projekcie sieci zbiornik wyrównawczy jest zbiornikiem końcowym.

Jednostka osadnicza położona jest na terenie nizinnym, o różnicy poziomów nie przekraczającej 10 m.

Bilans terenu:

- zabudowa wysoka F_w = 22,57 ha

- zabudowa niska F_n = 83,02 ha

- zabudowa jednorodzinna F_j = 11,28 ha

- usługi F_u = 18,41 ha

- przemysł F_p = 8,09 ha

--------------------------------------

$\sum_{}^{}{F =}$ 143,37 ha

Po zaprojektowaniu układu sieci dokonano, zgodnie z zasadą dwusiecznych kątów, podziału powierzchni miasta na powierzchnie cząstkowe przynależne poszczególnym odcinkom sieci. Następnie obliczono wielkości poszczególnych powierzchni cząstkowych i wpisano na plan.

1. Schematy obliczeniowe.

Obliczenia zaprojektowanej sieci wodociągowej.

W celu przeprowadzenia obliczeń hydraulicznych najpierw obliczono jednostkowe współczynniki rozbioru wody w godzinie maksymalnego zużycia wody przez miasto. Korzystano ze wzorów:

• Dla zabudowy wysokiej

• Dla zabudowy niskiej

• Dla zabudowy jednorodzinnej

• Dla przemysłu

• Dla usług

Następnie wyznaczono rozbiory odcinkowe i węzłowe w godzinie maksymalnego zużycia wody przez miasto, mnożąc wyżej obliczone współczynniki i powierzchnie cząstkowe przynależne każdemu odcinkowi sieci.

Np. odcinek 9 – 13 liczymy za pomocą wzoru

Wyniki tych obliczeń przedstawiono na schemacie. Schemat ten obejmuje układ geometryczny sieci z podanymi na nim:

• Założonymi kierunkami przepływów wody,

• Punktami zasilania sieci w wodę oraz ilością dostarczanej wody,

• Wartościami rozbiorów odcinkowych i węzłowych,

• Wartościami przepływów początkowych i końcowych na każdym odcinku sieci.

Policzono również potrzebne Q_hmax, które posłużą nam do dalszych obliczeń, a ich wyniki zamieszczono w tabeli:

Grupa odbiorców	Zapotrzebowanie na wodę w godzinie minimalnego rozbioru	Zapotrzebowanie na wodę w godzinie maksymalnego rozbioru
	m^3/h	l/s	m^3/h	l/s
1. Mieszkalnictwo
zabudowa wysoka	25,54	7,09	104,88	29,13
zabudowa niska	58,53	16,26	365,81	101,61
zabudowa jednorodzinna	7,43	2,06	114,59	31,83
2. Usługi i inni odbiorcy wody	7,06	1,96	21,18	5,88
3. Przemysł	4,88	1,36	15,49	4,30
4. Ogółem	103,44	28,73	621,95	172,76
5. Straty wody (10% Qd śr)	28,86	8,02	28,78	7,99
6. Razem	132,30	36,75	650,73	180,76

Natomiast schemat obliczeniowy przy minimalnych godzinowych rozbiorach wody przez miasto przygotowano podobnie jak dla maksymalnych godzinowych rozbiorów. Jednakże rozbiory odcinkowe i węzłowe w tym wariancie wyznaczono na podstawie wcześniej obliczonych rozbiorów maksymalnych, zmniejszając je o współczynnik A

W tym przypadku A

$A = \frac{Q_{h,min}}{Qh,max} = \frac{36,75}{180,76} = \ 0,2033$

Należy pamiętać, iż przy minimalnych godzinowych rozbiorach wody przez miasto przepływ wody następuje od stacji uzdatniania wody i pompowni II stopnia do zbiornika końcowego, najwięcej wody płynie najkrótszą drogą, natomiast przy maksymalnych godzinowych rozbiorach, przepływ wody następuje nie tylko ze SUW ale woda również płynie ze zbiornika końcowego.

Wyniki tych obliczeń przedstawiono na schemacie.

Przepływy obliczeniowe są to przepływy miarodajne do zaprojektowania średnic przewodów oraz wyznaczenia strat ciśnienia. Przyjęto, że odcinki przewodów są odcinkami równomiernie wydatkującymi. Przepływ obliczeniowy wyznacza się ze wzoru:

Q=Q_k+0,55Q_o

gdzie

Qk-natężenie przepływu na końcu odcinka [l/s],

Qo-rozbiór wody na długości odcinka [l/s].

Średnicę, prędkość oraz jednostkowy spadek ciśnienia dla danego przepływu obliczeniowego odczytujemy z nomogramu do obliczania strat hydraulicznych i natężenia przepływu w rurach żeliwnych i stalowych dla chropowatości bezwzględnej k=1,50 mg według Colebrooka i White’a.

Żeby odczytać te wartości należy początkowo założyć prędkość v=1m/s. Wówczas dla tej prędkości i przepływu obliczeniowego dobieramy średnicę (najmniejsza możliwa równa jest 100 mm) i dla tej średnicy oraz przepływu odczytujemy spadek oraz prędkość.

Jednakże odczytywanie tych parametrów wykonywano jednocześnie dla maksymalnych i minimalnych rozbiorów godzinowych przez miasto, ponieważ średnice dobierano dla większego przepływu obliczeniowego.

Korygowanie przepływów wykonano metodą Crossa.

Podstawę tej metody stanowią dwa warunki:

• Suma dopływów w węźle powinna być równa sumie odpływów z każdego węzła,

• Algebraiczna suma strat ciśnienia w każdym pierścieniu powinna być równa 0.

Metoda ta polega na kolejnych przybliżeniach. Przepływy są korygowane w sposób, iż w kolejnych przybliżeniach do przepływu poprzedniego dodawana jest poprawka obliczona ze wzoru:

Postępujemy tak do momentu, aż suma strat ciśnienia w każdym pierścieniu (wartość bezwzględna) będzie mniejsza od 0,5 m.

Ponieważ w tym przypadku zbiornik wyrównawczy jest zbiornikiem końcowym nie wykonano sprawdzenia metodą Crossa schematu obliczeniowego w przypadku wystąpienia pożaru w mieście.

Jednakże dokonano obliczeń wartości rozbiorów odcinkowych i węzłowych, zmniejszając te rozbiory o współczynnik B:

$$B = \frac{Q_{h,max} - 40}{Qh,max} = \frac{140,76}{180,76} = \ 0,7787$$

Algorytm obliczeniowy zastosowany przy korekcie przepływów metodą Crossa:

1) Wyznaczono przepływy obliczeniowe dla odcinków według poniższego wzoru:

gdzie:

Q_o - zużycie na odcinku [l/s]

Q_K – przepływ końcowy na odcinku [l/s]

Uwzględniono także kierunki przepływów. Przepływ uznaje się za dodatni, gdy jest zgodny z ruchem wskazówek zegara i ujemny, w przypadku, gdy jest przeciwny.

2) Na podstawie nomogramu do obliczeń strat hydraulicznych i natężeń przepływu w rurach żeliwnych o chropowatości bezwzględnej k = 1,5 określono średnice, prędkości przepływu oraz spadki hydrauliczne. Średnice dobrano dla największych przepływów oraz założonej prędkości wody v≈1m/s.

3) Obliczono wysokości strat ciśnienia według poniższego wzoru

gdzie:

L– długość przewodu [m]

i – jednostkowy spadek ciśnienia [‰]

Jednostkowy spadek ciśnienia pochodzi z równania Darcy-Wiesbacha i wynosi:

Gdzie:

wzór Colebrooka-White’a
(tutaj średnica D wstawiana powinna być w [mm])

v-prędkość [m/s]

D-średnica

g-przyśpieszenie ziemskie [m/s²]

Jak wiadomo współczynnik λ występuje we wzorze uwikłanym dlatego stosujemy metodę kolejnych przybliżeń.

Jednakże do obliczeń stosowano nomogramy Colebrooka-White’a, z których dla dobieranych średnic i zadanego przepływu odczytywano wartość i.

4) Zsumowano algebraicznie wysokości strat ciśnienia, w danym pierścieniu.

Obliczenia wykonane są poprawnie, a kierunki przepływów prawidłowo założone, gdy oba pierścienie spełniają jednocześnie warunek:

±0,5 [m]

5) Wyznaczono nowy przepływ obliczeniowy, w przypadku niespełnienia warunku uwzględniając poprawkę, obliczoną dla pierwszego i drugiego pierścienia. W przypadku odcinka wspólnego dla obu pierścieni poprawkę z drugiego pierścienia uwzględnia się z przeciwnym znakiem

Poprawkę obliczono według wzoru:

6) Wyznaczono drugie przybliżenie według formuły:

Dla wyznaczonego poprawionego przepływu obliczeniowego ponownie określono straty ciśnienia i sprawdzono warunek. Obliczenia kontynuowano, aż do momentu uzyskania poprawnych wyników.

Wyniki obliczeń zestawiono tabelarycznie.

Na odcinkach P-14 oraz 14-7 zastosowano podwójny przewód 2 x 300mm.

Schemat obliczeniowy zamieszczono w kolejnej części projektu.

1. Sporządzenie linii ciśnienia dla zaprojektowanej i zwymiarowanej sieci wodociągowej.

Linię ciśnienia wykreśla się na rysunku profilu podłużnego przewodu. W tym przypadku wybrano najdłuższą drogę od pompowni do zbiornika końcowego

W celu sporządzenia wykresu linii ciśnienia wykorzystano obliczenia wykonane w poprzednim ćwiczeniu. Mianowicie z ostatniego przybliżenia dla odpowiednich odcinków przepisano wartości przepływu obliczeniowego Q_obl., prędkości v, jednostkowego spadku ciśnienia i, strat ciśnienia h_i, średnicę d, długość odcinka L.

Ciśnienie dostateczne obliczono według wzoru:

gdzie

n – liczba kondygnacji,

• Dla zabudowy wysokiej n=5,

• Dla zabudowy jednorodzinnej n=2,

• Dla zabudowy niskiej n=3.

1 – strata ciśnienia na wodomierzu mieszkaniowym,

2,5 – strata ciśnienia na wodomierzu mieszkaniowym,

10 – wymagane ciśnienie na najwyższym, najdalej oddalonym miejscu od zaworu,

(0,8 ÷ 1,5) – straty ciśnienia przy przepływie przez poziome przewody,

(2,8 ÷ 3,0) – wysokość jednej kondygnacji.

Dla zabudowy wysokiej:

Dla zabudowy niskiej:

Dla zabudowy niskiej:

Rzędna ciśnienia dostatecznego jest to suma ciśnienia dostatecznego i rzędna terenu (rzędną terenu odczytano z planu zagospodarowania przestrzennego).

Rz_cd=Rz_t+H_d

Obliczanie rzędnych linii ciśnienia przy maksymalnych rozbiorach godzinowych rozpoczyna się od węzła najniekorzystniejszego – największą wartość rzędnej ciśnienia dostatecznego przepisano do kolumny rzędnej linii ciśnienia i kolejno dodawano bądź odejmowano straty ciśnienia w zależności od kierunku przepływu wody.

Ciśnienie w węźle jest to różnica rzędnej linii ciśnienia i rzędnej terenu.

H_c= Rz_lc - Rz_t

Należy pamiętać, że ciśnienie w węźle nie może być wyższe niż 0,6MPa i niższe niż wymagane ciśnienie gospodarcze.

Linię ciśnienia przy minimalnych rozbiorach godzinowych rozpoczyna się od zbiornika wyrównawczego. Rzędną linii ciśnienia w węźle „zbiornik wyrównawczy” otrzymuje się, dodając do znanej rzędnej linii ciśnienia przy rozbiorach maksymalnych godzinowych wysokość wody w zbiorniku.

Rzędną osi przewodu wyznaczono wiedząc, że głębokość pokrycia przewodu warstwą gruntu waha się w granicach od 1,4 m do 1,8 m w zależności od średnicy przewodu i strefy przemarzania gruntu związaną ze strefą klimatyczną. Przyjęto, że warstwa gruntu równa jest 1,4. Oś przewodu znajduje się pod powierzchnią terenu o 1,4+0,5d, przy czym d – średnica przewodu.

Zasady obliczeń przewodów P-14, 14-7 oraz 2-1, 1-Z

W celu obliczenia rzędnych linii ciśnień przyjęto dane z obliczeń hydraulicznych, takie jak, średnica przewodu, długość, prędkość na odcinku, jednostkowy spadek ciśnienia, oraz straty. Dla odcinków nie uwzględnionych w metodzie Crossa wyznaczono przepływy w sposób następujący:

Dla odcinka P-14

w celu znalezienia odpowiedniej średnicy

Natomiast

w celu wybrania odpowiedniej prędkości przepływu

Dla odcinka 14-7:

Postąpiono analogicznie i dlatego na odcinkach P-14 i 14-7 została przyjęta średnica 2 x 300mm.

Natomiast:

Dla odcinka 2-1 oraz odcinka 1-Z obliczono przepływy tak jak dla korekty przepływów

Do obliczenia rzędnych linii ciśnienia dostatecznego odczytano rzędne terenu z planu zagospodarowania, oraz uwzględniono wymagane ciśnienie dla danego węzła.

1. Zaprojektowanie rozmieszczenia uzbrojenia sieci wodociągowej.

Wzdłuż przewodów magistralnych o średnicach większych niż 250 mm zaprojektowano równoległe przewody rozbiorcze o średnicy 150 mm z odpowiednim dla nich uzbrojeniem.

Zasuwy (uzbrojenie regulujące) umieszczone w węzłach są to zasuwy węzłowe, a na odcinkach zasuwy liniowe. Przewód o średnicy mniejszej został oddzielony od przewodu o średnicy większej.

Przewód rozdzielczy został oddzielony od przewodu głównego.

Zasuwy liniowe umieszczone w odstępach

• Na przewodach rozdzielczych od 200 do 400 m,

• Na przewodach magistralnych od 500 do 700 m.

• Na przewodach przesyłowych brak zasuw ze względu, że umieszczane powinny być w odległościach nie większych niż 5 km

Hydranty (uzbrojenie czerpalne) – ich głównym celem jest dostarczenie wody na wypadek pożaru. Nie powinny być umieszczone w odległościach większych niż 100 m.

Powinny być umieszczone przede wszystkim na przewodach rozdzielczych, w miejscach łatwo dostępnych, wzdłuż dróg i ulic oraz w miejscu ich skrzyżowań.

Odpowietrzniki (uzbrojenie zabezpieczające) instaluje się na przewodach o średnicy większej niż 250 mm.

W każdym punkcie szczytowym profilu podłużnego powinien znajdować się odpowietrznik, przed i za zasuwą jeśli taka zasuwa jest.

Każdy odcinek między zasuwami powinien mieć odpowietrzenie w wyższym punkcie przewodu przed zasuwą.

Odwodnienia (uzbrojenie regulujące) taka samo jak odpowietrzenia umieszcza się na przewodach o średnicy powyżej 250 mm. W każdym najniższym punkcie profilu podłużnego powinno znajdować się odwodnienie, przed i za zasuwą, jeżeli taka zasuwa jest.

Każdy odcinek między zasuwami powinien mieć odwodnienie w niższym punkcie przed zasuwą.

1. Zaprojektowanie pompowego układu ujęcia wody za pomocą studzień wierconych

7.1 Dane hydrogeologiczne terenu:

• Wysokość ciśnienia piezometrycznego nad spągiem warstwy wodonośnej
  H = 33 m

• Miąższość warstwy wodonośnej
  m = 22 m

• Współczynnik filtracji
  k_f = 12 m/d

• Średnica zewnętrzna filtru
  d_z = 508 mm

• r = 254 mm

• Położenie statycznego zwierciadła w studni pod powierzchnią terenu
  15 m

Celem ćwiczenia jest obliczenie ilości studzien i parametrów ich pracy, opracowanie schematu rozmieszczenia studzien i przewodów tłocznych, obliczenia hydrauliczne przewodów tłocznych, sporządzenie wykresu linii ciśnienia, dobór pomp głębinowych.

7.2. Charakterystyka wydajności studni.

Studnie zlokalizowane są w warstwie wodonośnej o napiętym zwierciadle wody. Wydajność studni obliczono wykorzystując następujące wzory:

gdzie:

R – zasięg leja depresji [m]

k_f - współczynnik filtracji [m/s]

s – depresja [m]

gdzie:

Q – wydatek studni [m³/s]

m - miąższość warstwy wodonośnej [m]

k_f - współczynnik filtracji [m/s]

s – depresja [m]

R - zasięg leja depresji [m]

r – promień filtru [m]

Wykres wydajności studni jest linią prostą, dlatego wystarczy wyznaczyć jeden punkt charakterystyki wydajności studni, dla dowolnie przyjętej depresji by wykres ten sporządzić. Zakładamy, że s < H [m], czyli s < 33 m. Przyjmujemy s = 1,7m.

7.3.Charakterystyka wydajności filtru.

Wydajność filtru obliczono przy użyciu następujących wzorów:

gdzie:

Q_f – wydajność filtru [m³/s]

l_f - długość filtru [m]

r – promień studni [m]

v_dop – dopuszczalna prędkość wlotowa wody do filtru [m/s]

Aby sporządzić charakterystykę wydajności filtru trzeba obliczyć dopuszczalną prędkość wlotową wody do filtru zgodnie ze wzorem:

Następnie wyznaczono jeden punkt charakterystyki dla l_f = 21m i dla wyznaczonego punktu obliczono wydajność filtru.

Charakterystyki wydajności studni i filtru

7.4. Eksploatacyjna wydajność studni.

Eksploatacyjna wydajność studni została wyznaczona na podstawie wykresu. Ponieważ studnia jest zlokalizowana w warstwie wodonośnej o napiętym zwierciadle wody, długość filtru jest ograniczona miąższością warstwy wodonośnej i może wynosić: l = m - 1,0 = 22,0 - 1,0 = 21m

Eksploatacyjna wydajność studni jest równa wydajności filtru przy powyższej jej długości i prędkości dopuszczalnej:

Depresje przy tej wydajności można ustalić z charakterystyki studni:

S_eks = 3, 75[m]

$$R_{\text{eks}} = 3000 \bullet 3,75\sqrt{\frac{12}{86400}} = 132\lbrack m\rbrack$$

7.5.Ustalenie niezbędnej liczby studzien.

Z porównania wydajności eksploatacyjnej pojedynczej studni $Q_{\text{eks}} = 0,0132\left\lbrack \frac{m^{3}}{s} \right\rbrack = \ \ \ \ \ \ \ $

$= 47,4\left\lbrack \frac{m^{3}}{h} \right\rbrack$ i maksymalnego dobowego zapotrzebowania na wode Q_{d max}=

$\ = 10843\left\lbrack \frac{m^{3}}{d} \right\rbrack = 452\left\lbrack \frac{m^{3}}{h} \right\rbrack$ wynika, że niezbędne jest zaprojektowanie zespołu studzien korzystamy ze wzoru:

Gdzie:

Q_d,max - maksymalne dobowe zapotrzebowanie na wodę Q_{d, max} [m³/s]

Przyjęto 10 studzien plus dwie studnie rezerwowe, ze względu na konieczność okresowego czyszczenia.

Następnie ustalono wydajność pojedynczej studni, korzystając ze wzoru:

Ponieważ spełniony jest warunek Q_s’ < Q_d,max, z wykresu odczytano wartość s’.

Ponieważ studnie sąsiednie są położone w odległości mniejszej niż zasięg ich leja depresji, ich rzeczywista wydajność będzie mniejsza i powinna być ustalona w oparciu o wzory uwzględniające współdziałanie studzien.

Obliczenia dla studzien współdziałających:

Q_s^′ < Q_s^″ < Q_eks

$$Q_{s}^{''} = 5\% Q_{s}^{'} + Q_{s}^{'} = 0,05 \bullet 45,2 + 45,2 = 47\left\lbrack \frac{m^{3}}{h} \right\rbrack$$

Z wykresu odczytano wartość S^″:

S^″ = 3, 72[m]

$$R^{''} = 3000 \bullet 3,72 \bullet \sqrt{\frac{12}{86400}} = 131\left\lbrack m \right\rbrack$$

Odległości miedzy studniami wynoszą L = 120m. L < R należy zatem uwzglednic współdziałanie studzien.

7.6.Obliczenie wydatku współdziałających studzien.

Następnie postępowano zgodnie z metodą Altowskiego, wyznaczającej wydatek studni z oddziaływaniem studni pobocznych.

Gdzie:

-współczynnik wpływu dla danej studni

-obniżenie zwierciadła zależące od odległości między studniami

- obniżenie zwierciadła wody w studnie odległej o x od studni pracującej, [m]

- wydajność studni przy depresji s bez uwzględnienia współdziałania innych studzien [m³/s]

Dla studni 1

Na studnię 1 oddziałuje studnia 2:

$$\text{\ \ \ \ \ \ \ \ \ \ \ \ \ Q}_{1} = 0,012(5) \bullet 1,000 = 0,01255\left\lbrack \frac{m^{3}}{s} \right\rbrack$$

Dla studni 2

Na studnię 2 oddziałuje studnia 1 i 3. Po uwzględnieniu zasady superpozycji obniżenie zwierciadła w studni 2 wskutek pracy studni 1 będzie równe obniżeniu zwierciadła wody w studni 1 wskutek pracy studni 2:

Na studnię 2 oddziałuje także studnia 3:

Studnie 1, 6, 7, 12 mają takie same charakterystyki i na każdą z nich może oddziaływać jedna studnia zatem:

Studnie 2, 3, 4, 5, 8, 9, 10, 11 mają charakterystyki takie same, jak studnia 2 i na każdą z nich mogą oddziaływać dwie studnie, zatem:

W czasie eksploatacji ujęcia będzie pracowało 10 studzien. Jeżeli założymy studnie nie pracujące 11 i 12 wydajność ujęcia będzie:

Jak można zauważyć otrzymana wydajność ujęcia jest równa wartości Q_{d max} zatem obliczenia zostały wykonane poprawnie nie należy ich powtarza.

7.7. Obliczenia hydrauliczne przewodów tłocznych.

Obliczenia hydrauliczne polegają na wyznaczeniu średnicy - d, jednostkowego spadku linii ciśnienia - i, strat liniowych - h. Obliczenia przeprowadzono przy wykorzystaniu nomogramu do wymiarowania przewodów wodociągowych z rur żeliwnych lub stalowych przy k=1,5. Średnicę przewodu dobierano, zakładając prędkość w przewodzie v =1 m/s.

Ustalając długość odcinka st.1-A uwzględniono pionowy odcinek przewodu tłocznego od pompy głębinowej, położonej ok. 2-3m poniżej zwierciadła dynamicznego. Przyjęto także, z wcześniejszych obliczeń, że odległość zwierciadła dynamicznego od statycznego H=33 m jest równa s = 1,7m.

Obliczenie rzędnych linii ciśnienia:

Rzędne linii ciśnienia ustalono przy uwzględnieniu wymaganego ciśnienia na stacji uzdatniania wody, które wynosi ok. nad poziomem terenu. Jest to ciśnienie wymagane dla prawidłowej pracy urządzeń ciśnieniowych stacji.

Rzędna linii ciśnienia na wlocie do stacji uzdatniania jest zatem równa:

gdzie:

Rz_t – rzędna terenu stacji uzdatniania wody [m.n.p.m]

Rzędne linii ciśnienia w pozostałych węzłach przewodu tłocznego obliczono według wzoru:

gdzie:

Rzlc_i - rzędna linii ciśnienia w punkcie i przewodu tłocznego [m.n.p.m]

Rzlc_st - rzędna linii ciśnienia na wlocie do stacji uzdatniania wody [m.n.p.m]

h_i-st - suma strat ciśnienia na drodze od stacji uzdatniania do punktu i[m]

Wymagana wysokość podnoszenia pompy:

Wymaganą wysokość podnoszenia pompy w studni 1, obliczono ze wzoru:

= 37,79 – (29 – 15 – 1,7) = 25,49 m

gdzie:

H_pw - wymagana wysokość podnoszenia pompy zainstalowanej w studni [m]

Rzlc_s - rzędna linii ciśnienia w przewodzie tłocznym studni [m]

RzZd - rzędna zwierciadła dynamicznego w studni[m]

Obliczenia hydrauliczne przewodów tłocznych zestawiono w tabeli.

29m – rzędna terenu

15m – położenie statycznego zwierciadła studni pod P.T.

1,7m – depresja

Korzystając z katalogu HYDRO-VACUUM dobrano pompę GCA.3.02

Dane pompy z katalogu:

Z charakterystyki pompy przedstawionej poniżej odczytano, że przy wymaganej wydajności Q_p = 45,2 m³/h wysokość podnoszenia pompy jest równa H_p = 26,0 m. Stąd wysokość dławienia dla pompy znajdującej się w studni nr 1 wynosi 0,5m. Natomiast dla pompy znajdującej się w studni nr 12 wysokość dławienia równa jest 0,8m.