Politechnika Wrocławska Wrocław, 02.06.2016r.

Wydział Inżynierii Środowiska

Kierunek Ochrona Środowiska

ĆWICZENIA PROJEKTOWE

Z PRZEDMIOTU WODOCIĄGI I KANALIZACJA

Temat: Projekt koncepcyjny sieci wodociągowej i kanalizacyjnej

Prowadzący:

mgr inż. Katarzyna Wartalska

Wykonała:

Rok akademicki 2015/2016

Semestr letni

Wprowadzenie.

Celem projektu jest opracowanie koncepcji sieci wodociągowej oraz kanalizacyjnej.
Projekt został wykonany w oparciu o załączoną mapką nr 1/KW.

Obliczenia wielkości charakterystycznych rozbiorów wody.

Dane wyjściowe:

• Q_śrd – średnie dobowe zapotrzebowanie na wodę, m³/d

• N_d – współczynnik nierównomierności dobowej zużycia wody,

• N_h – współczynnik nierównomierności godzinowej zużycia wody:
  Nh = 1,25

• T_p – czas pracy pompowni II stopnia:
  Tp = 24 h/d,

• L_k – liczba kondygnacji:
  L_k = 4,

• Δh_p(Qmaxh) – straty ciśnienia w pompowni II stopnia przy maksymalnym godzinowym rozbiorze wody, m:
  Δh_p(Qmaxh) = 2,49 m,

• Plan sytuacyjno-wysokościowy.

  1. Maksymalne dobowe zapotrzebowanie na wodę.

Q_maxd = Q_srd·N_d, m³/d

Q_maxd = 8850 * 1, 25 = 11062, 5 m³/d = 3072, 9 dm³/s

Maksymalne godzinowe zapotrzebowanie na wodę.

Q_maxh = Q_maxd ·N_h /24, m³/h

$$Q_{\text{maxh}} = \frac{11062,5*1,25}{24} = 576,17\ m^{3}/h = 160,0\ dm^{3}/s$$

Minimalne godzinowe zapotrzebowanie na wodę.

Q_minh = α·Q_śrd/100, m³/h

gdzie:

∝ - minimalny procent zużycia wody z godzin pracy pompowni zależny od Nh, %

∝ - dobrano na podstawie T. Gabryszewski "Wodociągi".

$$Q_{minh =}\frac{3,2*8850}{100} = 283,2\ m^{3}/h\ = \ 78,7\ dm^{3}/s$$

Obliczenie maksymalnych i minimalnych rozbiorów wody.

Tab. 1. Rozbiór wody w poszczególnych węzłach oraz na poszczególnych odcinkach.

Węzeł/odcinek	Rozbiór wody
	Udział
	%
1	2
1-2	2
2	7
2-3	9
2-7	8
3	4
3-4	4
4	0
4-5	5
5	4
4-6	6
6	5
6-7	7
7	3
6-8	5
8	6
8-9	9
9	9
9-10	3
10	2
Razem	100

Obliczenie wydajności pompowni drugiego stopnia oraz zbiornika sieciowego.

Q_pśr – średnia wydajność pompowni, dm³/s

$$Q_{psr} = \frac{Q_{\text{maxd}}}{T_{p}} = \frac{11062,5}{24} = 460,9\ m^{3}/h\ = 128,0\ dm^{3}/s$$

Q_pmax – maksymalna wydajność pompowni w czasie rozbioru maksymalnego godzinowego, dm³/s

Q_pmax = 1, 1 * Q_psr = 1, 1 * 128 = 140, 8 dm³/s

Q_pmin – minimalna wydajność pompowni w czasie rozbioru minimalnego godzinowego, dm³/s

Q_pmin = 0, 9 * Q_psr = 0, 9 * 128 = 115, 2 dm³/s

Q_z(maxh) – wydajność zbiornika podczas rozbioru Q_maxh , dm³/s

Q_z(maxh) = Q_maxh − Q_pmax = 160 − 140, 8 = 19, 2 dm³/s

Q_z(minh) – wydajność zbiornika podczas rozbioru Q_minh , dm³/s

Q_z(minh) = Q_pmin − Q_minh = 115, 2 − 78, 7 = 36, 5 dm³/s

Obliczenia pojemności i wymiarów zbiornika sieciowego.

Całkowita pojemność zbiornika wodociągowego:

V_c = V_uz + V_p + V_m

V_uż -pojemność użytkowa, m³

V_p -zapas wody na cele przeciwpożarowe, m³

V_m -pojemność martwa, m³

Obliczenia pojemności użytkowej zbiornika sieciowego.

V_uz = 0, 01 * %max * Q_maxd = 0, 01 * 6, 45 * 11062, 5 = 713, 5 m³

Tab. 2. Obliczenie objętości użytkowej zbiornika górnego dla T_p = 24h/d

Godziny	Rozbiór wody, %	Dostawa wody, %	Zbiornik
			dopływ, %
0-1	3,35	4,17	0,82
1-2	3,25	4,17	0,92
2-3	3,30	4,16	0,86
3-4	3,20	4,17	0,97
4-5	3,25	4,17	0,92
5-6	3,40	4,16	0,76
6-7	3,85	4,17	0,32
7-8	4,45	4,17
8-9	5,20	4,16
9-10	5,05	4,17
10-11	4,85	4,17
11-12	4,60	4,16
12-13	4,60	4,17
13-14	4,55	4,17
14-15	4,75	4,16
15-16	4,70	4,17
16-17	4,65	4,17
17-18	4,35	4,16
18-19	4,40	4,17
19-20	4,30	4,17
20-21	4,30	4,16
21-22	4,20	4,17
22-23	3,75	4,17	0,42
23-24	3,70	4,16	0,46
Razem	100	100	6,45

h_uż – wysokość użytkowa, m

h_uż - przyjęto wartość równą 5m

d – średnica zbiornika, m

$$d = \sqrt{\frac{4*V_{uz}}{\pi*h_{uz}}} = \sqrt{\frac{4*713,5}{3,14*5}} = 13,48\ m$$

Przyjęto d_rz=13,5m

Rzeczywista pojemność użytkowa:

$$V_{uz} = \frac{\pi*{d_{\text{rz}}}^{2}}{4}*h_{uz} = \frac{3,14*13,5^{2}}{4}*5 = 715,3\ m^{3}$$

Objętość i wysokość pożarowa.

Liczba mieszkańców:

$$LM = \frac{Q_{srd}}{q_{j}} = \frac{8850}{0,15} = 59000$$

q_j- średnie zapotrzebowanie na wodę na mieszkańca, przyjęto 0,15 m³/d

Objętość pożarową V_p przyjęto wg tabeli nr 1 z [3] na podstawie liczby mieszkańców jednostki osadniczej. V_p=400m³

Wysokość warstwy pożarowej:

$$h_{poz} = \frac{4*V_{poz}}{\pi*d^{2}} = \frac{4*400}{3,14*13,5^{2}} = 2,8m$$

Objętość i wysokość martwa.

h_m - wysokość martwa, h_m=0,5m

Objętość martwa:

$$V_{m} = \frac{\pi*d^{2}}{4}*h_{m} = \frac{3,14*13,5^{2}}{4} = 143,07m^{3}$$

Objętość i wysokość całkowita.

V_c = V_uz + V_poz + V_m = 715, 3 + 400 + 143, 07 = 1256, 6m³

h_c = h_uz + h_poz + h_m = 5 + 2, 8 + 0, 5 = 8, 3m

Opracowanie schematów obliczeniowych sieci wodociągowej dla Qmaxh
oraz Qminh.

Na podstawie obliczonych wydajności źródeł zasilania (pompowni II stopnia i zbiornika zapasowo – wyrównawczego) oraz wielkości poboru wody z poszczególnych węzłów i odcinków sieci (tabela nr 1) sporządzono schematy obliczeniowe sieci wodociągowej dla rozbiorów maksymalnego godzinowego i minimalnego godzinowego:

• Rys. 1. Schemat obliczeniowy sieci wodociągowej dla rozbioru maksymalnego godzinowego,

• Rys. 2. Schemat obliczeniowy sieci wodociągowej dla rozbioru minimalnego godzinowego

Dobór średnic przewodów sieci wodociągowej.

Obliczeniowe natężenie przepływu wody Q_obl (dm³/s) na danym odcinku obliczono wg wzoru:

Q_obl = Q_k + α · q

Gdzie:

Qk – natężenie przepływu wody na końcu odcinka obliczeniowego, dm³/s

q – rozbiór wody na odcinku, dm3/s

α – współczynnik zależny od rodzaju sieci (α = 0,55).

Odcinek	Przepływy dla Qmaxh	Przepływy dla Qminh	d	Qmaxh	Qminh
	Qp	Qk	q	Qobl	Qp
-	dm^3/s	dm^3/s	mm	m/s	‰
P-5	140,8	140,8	0,0	140,8	115,2
1-2	16,0	12,8	3,2	14,6	39,7
2-3	25,6	11,2	14,4	19,1	12,6
2-7	12,8	0,0	12,8	7,0	46,1
3-4	38,4	32,0	6,4	35,5	18,8
4-5	134,4	126,4	8,0	130,8	112,1
4-6	88,0	78,4	9,6	83,7	89,4
6-7	16,0	4,8	11,2	11,0	54,0
6-8	54,4	46,4	8,0	50,8	26,8
8-9	36,8	22,4	14,4	30,3	18,2
9-10	8,0	3,2	4,8	5,8	4,0
1-Z	19,2	19,2	0,0	19,2	36,5

Tab.3. Dobór średnic przewodów wodociągowych.

Średnice przewodów dobrano dla większego przepływu obliczeniowego (dla rozbioru maksymalnego godzinowego lub dla rozbioru minimalnego godzinowego) na podstawie nomogramu ++-dla rur PE SDR17, kierując się następującymi zaleceniami dotyczącymi prędkości:

• dla Ø ≤ 300mm v = 0,5 ÷ 0,8 (0,9) m/s

• dla Ø > 300mm v = 0,9 ÷ 1,5 m/s W magistralach tranzytowych np. : dla odcinka pompownia – sieć wodociągowa można przyjmować większe prędkości: 1,0 ÷ 3,0 m/s.

• dla obwodu Ø ≥ 110

• poza obwodem Ø ≥ 140

Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej dla Qmaxh oraz Qminh.

W poniższych tabelach zostały zestawione obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej metodą Crossa.

Tab.4. Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej metodą Crossa rozbioru maksymalnego godzinowego - Qmaxh

Dane ogólne	Przepływy	Pierwsze przybliżenie	Wyniki końcowe	Przepływy wyrównane	Rzędne, m npm	Węzeł
Obwód	Węzeł	d	l	Qpocz	Qkon	q
		mm	m	dm^3/s	dm^3/s	dm^3/s
I	4
		280	320	38,4	32	6,4
	3
		250	375	25,6	11,2	14,4
	2
		280	275	12,8	0,0	12,8
	7
		315	260	16,0	4,8	11,2
	6
		355	340	88,0	78,4	9,6
	4
	Suma	-0,1	0,10	0,00
	4
		500	325	134,4	126,4	8,0
	5
		450	225	140,8	140,8	0,0
	P
	6
		315	375	54,4	46,4	8,0
	8
		280	420	36,8	22,4	14,4
	9
		140	200	8,0	3,2	4,8
	10
	2
		315	230	16,0	12,8	3,2
	1
		280	130	19,2	19,2	0,0
	Zb

Tab.5. Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej metodą Crossa rozbioru minimalnego godzinowego - Qminh

Dane ogólne	Przepływy	Pierwsze przybliżenie	Drugie przybliżenie	Wyniki końcowe	Przepływy wyrównane	Rzędne, m npm	Węzeł
Obwód	Węzeł	d	l	Qpocz	Qkon	q	0,55*q
		mm	m	dm^3/s	dm^3/s	dm^3/s	dm^3/s
I	4
		280	320	18,8	15,7	3,1	1,705
	3
		250	375	12,6	5,5	7,1	3,905
	2
		280	275	46,1	39,7	6,4	3,52
	7
		315	260	54,0	48,5	5,5	3,025
	6
		355	340	89,4	84,7	4,7	2,585
	4
	Suma	2,14	0,0607			Suma	-0,06
	$$Q = - \frac{\sum_{}^{}{h_{i}}}{2*\sum_{}^{}\frac{h_{i}}{Q_{i}}} = - \frac{2,14}{2*0,0607} = - 17,6$$
	4
		500	325	112,1	108,2	3,9	2,145
	5
		500	225	115,2	115,2	0,0	0
	P
	6
		315	375	26,8	22,9	3,9	2,145
	8
		280	420	18,2	11,1	7,1	3,905
	9
		140	200	4,0	1,6	2,4	1,32
	10
	2
		315	230	39,7	38,1	1,6	0,88
	1
		280	130	36,5	36,5	0,0	0
	Zb

1. Opracowanie wykresu linii ciśnień po trasie pompownia - zbiornik wodociągowy.

2. Dobór pomp w pompowni II^o.

Na podstawie wyników hydraulicznych obliczeń sieci wodociągowej dokonano doboru pomp w pompowni II˚, których zadaniem będzie tłoczenie wody do odbiorców.

Dane:

• wydajność pompowni przy rozbiorze Q_maxh:

$$Q_{\text{pmax}} = 140,8\frac{dm^{3}}{s} = 506,88\frac{m^{3}}{h}$$

• wydajność pompowni przy rozbiorze Q_minh:

$$Q_{\text{pmin}} = 115,2\frac{dm^{3}}{s} = 414,72\frac{m^{3}}{h}$$

• rzędna linii ciśnienia w pompowni przy rozbiorze Q_maxh:

Rz_Qmaxh = 335,72 m npm

• rzędna linii ciśnienia w pompowni przy rozbiorze Q_minh:

Rz_Qminh =341,34 m npm

• rzędna dolnego zwierciadła wody w zbiorniku dolnym:

Rz_wd =R_t - 1,50 = 300,4 - 1,5 = 298,9 m npm

• rzędna górnego zwierciadła wody w zbiorniku dolnym:

Rz_wg =R_t + 1,50 = 300,4 + 1,5 = 301,9 m npm

• strata ciśnienia w pompowni przy rozbiorze Q_maxh:

h_pmax=2,49 m

Strata ciśnienia w pompowni zależy od jej wydajności:

h_pmax =  k_p * Q_pmax²

k_p - współczynnik oporności przewodów i armatury w pompowni

$$K_{p} = \frac{h_{p(Qmaxh)}}{Q_{\text{pma}x^{2}}} = \frac{2,49}{{0,1408}^{2}} = 125,6\frac{s^{2}}{m^{5}}$$

h_p(Qminh) = K_p * Q_pmin² = 125, 6 * 0, 1152² = 1, 67m

W celu doboru pomp należy obliczyć ich wysokości podnoszenia przy rozbiorze Qmaxh oraz Qminh.

Przy rozbiorze Qmaxh występuje minimalna wysokość podnoszenia pomp Hpmin, natomiast przy rozbiorze Qminh - maksymalna wysokość podnoszenia pomp Hpmax.

Obliczenia wysokości podnoszenia pomp przy rozbiorze Q_maxh:

H_pmin=R_z(Qmaxh)+∆h_p(Qmaxh)- R_zwg

H_pmin= 335,72 + 2,49 - 301,9 = 36,31m

Obliczenia wysokości podnoszenia pomp przy rozbiorze Q_minh:

H_pmax=R_z(Qminh)+∆h_p(Qminh)- R_zwd

H_pmax = 341,34 + 1,67 - 298,9 = 44,11 m

Obliczone wysokości podnoszenia pomp przedstawiono na poniższym schemacie. Wartości podane na tym schemacie są takie same jak na wykresie linii ciśnień (rys. 4).

W niniejszym opracowaniu założono, że w pompowni będą pracować trzy pompy połączone równolegle. Nie było możliwe dobranie dwóch pomp. Poniżej obliczono wydajności jednej pompy.

• Wydajność jednej pompy przy rozbiorze Q_maxh:

$$Q_{1pmax} = \frac{Q_{\text{pmax}}}{3} = \frac{140,8}{3} = 46,9\frac{\text{dm}^{3}}{s} = 169,0\frac{m^{3}}{h}$$

• Wydajność jednej pompy przy rozbiorze Q_minh:

$$Q_{1pmin} = \frac{Q_{\text{pmi}n}}{3} = \frac{115,2}{3} = 38,4\frac{\text{dm}^{3}}{s} = 138,2\frac{m^{3}}{h}$$

Obliczenie średniej wydajności Q_1psr oraz średniej wysokości podnoszenia H_pśr jednej pompy:

$$Q_{1psr} = \frac{Q_{1pmax} + Q_{1pmin}}{2} = \frac{169,0 + 138,2}{2} = 153,6\frac{m^{3}}{h} = 42,7\frac{dm^{3}}{s}$$

$$H_{psr} = \frac{H_{\text{pmax}} + H_{\text{pmin}}}{2} = \frac{44,11 + 36,31}{2} = 40,22\ m$$

Z katalogu pomp przemysłowych przyjęto 3 pompy typu 125PJM190 firmy LFP, których celem będzie tłoczenie wody do odbiorców.

Na wykresie doboru pomp (rys. 3) przedstawiono pole pracy pompy 125PJM190 oraz naniesiono punkty P1 oraz P2, których współrzędne odpowiadają wydajności oraz wysokości podnoszenia jednej pompy przy rozbiorze Q_maxh (P1) i rozbiorze Qminh (P2). Współrzędne charakterystyki tej pompy zestawiono w tabeli 6.

Tab. 6. Zestawienie współrzędnych charakterystyki pompy 125PJM190.

Nr punktu na wykresie	1	2	3	4	5	Uwagi
Qp,  m^3/h	80	120	160	200	240	Do sporządzenia charakterystyki jednej pompy
3*Qp m^3/h	240	360	480	600	720	Do sporządzenia charakterystyki trzech pomp
Hp, m	41,3	40,2	37,9	32,6	25,1	Do sporządzenia charakterystyki jednej pompy

1. Opis techniczny sieci wodociągowej.

   1. Sieć wodociągowa.

Uwzględniona w projekcie sieć wodociągowa jest rodzaju rozgałęzieniowego.

Przy średnicach powyżej ⌀ 300 mm zastosowano przewody rozdzielcze. Łączna ilość przewodów rozdzielczych wyniosła 6.

Dobrane przewody w sieci wodociągowej zostały wykonane z polietylenu (PE). Polietylen ma bardzo dobre własności dielektryczne, jest odporny mechanicznie, wykazuje także odporność na działanie czynników chemicznych i niskich temperatur. Są to rury typu PE SDR17 o chropowatości k=0,01 mm.

W poniżej tabeli przedstawiono zestawienie długości przewodów dla poszczególnych średnic.

Tab. 7. Zestawienie długości przewodów dla poszczególnych średnic.

D	∑ l
mm	m
140	200
250	375
280	1145
315	865
355	340
500	550
Całkowita długość sieci	3475

Uzbrojenie sieci wodociągowej.

W niniejszym projekcie zastosowano 14 zasów oraz 6 przewodów rozdzielczych, które zostały rozmieszczone wg następujących zasad:

- przewód rozdzielczy (⌀ 300 mm) od magistralnego (⌀>300 mm) odcięto zasuwą,

przewód o średnicy większej od mniejszej przedzielono zasuwą (przy zmianie średnicy) sytuując ją na średnicy mniejszej,

- do zamknięcia jednego odcinka sieci zastosowano nie więcej niż 5 zasuw.

Do odpowietrzenia i odwodnienia na przewodach magistralnych zastosowano łącznie:

- 6 odpowietrzeń umieszczonych w najniższym punkcie odcinka,

- 6 odwodnień umieszczonych w najniższym punkcie odcinka.

W celach przeciwpożarowych rozmieszczono 26 hydrantów przeciwpożarowych wg następujących kryteriów:

- hydranty przeciwpożarowe rozmieszczono na sieci rozdzielczej w równych odległościach nie większych niż 150 m,

- na zamkniętym odcinku suma hydrantów przeciwpożarowych nie przekracza 4,

- hydranty przeciwpożarowe zlokalizowano przy skrzyżowaniach i jeżeli było to możliwe to w taki sposób aby pełniły funkcję odpowietrzenia,

- W przypadku magistral przebiegających przez teren zabudowy wzdłuż ich osi doprojektowano przewód rozdzielczy na którym rozmieszczono hydranty przeciwpożarowe.

Kształtki, takie jak łuki i kolana służą do zmiany kierunku przepływu. Odgałęzienia zostały wykonane za pomocą trójników. Zastosowano 3 trójniki oraz 6 kolanek.

Pompownia II^o.

Na podstawie obliczeń hydraulicznych zaprojektowano pompownię II^o o następujących parametrach:

• Rzędna terenu wokół pompowni - 300,4 m npm

• Liczba, typ dobranych pomp - z katalogu pomp przemysłowych przyjęto 3 pompy typu 125PJM190 firmy LFP. Kartę katalogową pomp załączono do projektu

• Maksymalna wydajność pompowni - $Q_{\text{pmax}} = 140,8\frac{dm^{3}}{s}$

• Minimalna wydajność pompowni - $Q_{\text{pmin}} = 115,2\frac{dm^{3}}{s}$

• Maksymalna wysokość podnoszenia pomp - H_pmax = 44,11 m

• Minimalna wysokość podnoszenia pomp - H_pmin= 36,31m

• Rzędna linii ciśnienia przy Q_maxh = 335,72 m npm

• Rzędna linii ciśnienia przy Q_minh = 341,34 m npm

Zbiornik sieciowy.

Zaprojektowano zbiornik sieciowy o następujących parametrach:

• Rzędna terenu wokół zbiornika - 307,2 m npm

• Rzeczywista pojemność użytkowa - V_uz = 715, 3 m³

• Rzeczywista średnica zbiornika - d_rz=13,5m

• Objętość pożarowa - V_p = 400m³

• Wysokość warstwy pożarowej - h_poz = 2, 8m

• Wysokość martwa - h_m=0,5m

• Objętość martwa - V_m = 143, 07m³

• Objętość całkowita - V_c = 1256, 6m³

• Wysokość całkowita - h_c = 8, 3m

• Wypływ ze zbiornika przy maksymalnym zapotrzebowaniu godzinowym - 19,2 dm³/s

• dopływ do zbiornika przy minimalnym zapotrzebowaniu godzinowym - 36,5 dm³/s

  • Rzędna linii ciśnienia przy Q_maxh = 333,72 m npm

  • Rzędna linii ciśnienia przy Q_minh = 338,72 m npm

Dane wyjściowe do obliczeń kanalizacji ściekowej.

Dane z tematu

α –odpływ ścieków w stosunku do zapotrzebowania na wodę, 90%

H_min – minimalne zagłębienie dna kanału, 2,80 m

Dane z części A: Wodociągi

Plan sytuacyjno – wysokościowy, skala 1:5000

Maksymalne godzinowe zapotrzebowanie na wodę, Q_maxh = 160,0 dm³/s

Obliczenia maksymalnego godzinowego odpływu ścieków bytowo-gospodarczych.

Q_maxhśc = Q_maxh· α, dm³/s

gdzie:

-Q_maxhśc – maksymalny godzinowy odpływ ścieków bytowo – gospodarczych, dm³/s

-Q_maxh – maksymalne godzinowe zapotrzebowanie na wodę, dm³/s

-α – udział wielkości odpływu ścieków w stosunku do zapotrzebowania na wodę, %

Q_maxhsc = 160, 0 * 0, 9 = 144, 0 dm³/s

• Strumień objętości wód przypadkowych:

Q_przyp = q_przyp· F, dm³/s

gdzie:

Wg aktualnych wytycznych DWA-A 118:2006 (z uwzględnieniem wód deszczowych)

•q_inf [0,05; 0,15] dm3/s∙ha - dla wód infiltracyjnych,

•q_dwd [0,2; 0,7] dm3/s∙ha - dla dopływu wód

•q_przyp [0,25; 0,85] dm3/s∙ha - sumarycznie dla wód przypadkowych

W projekcie przyjmujemy q_przyp = 0,85 dm³/s∙ha.

Q_przyp ⁼ 0,85 * 64 = 54,4 dm³/s

• Miarodajny do wymiarowania kanałów grawitacyjnych strumień objętości ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz wód/ścieków przypadkowych:

Q = Q_maxhśc + Q_przyp = 144,0 + 54,4 = 198,4 dm³/s

Obliczenia ilości ścieków dopływających do odcinków i węzłów obliczeniowych.

Tab.8. Dopływ ścieków do odcinków i węzłów obliczeniowych.

Węzeł/odcinek	Dopływ ścieków
	%
1	2
1-2	2
2	7
2-3	9
2'-7	8
3	4
3-4	4
4	0
4-5	5
5	4
4-6	6
6	5
6-7	7
7	3
6-8	5
8	6
8-9	9
9	9
9-10	3
10	2
Razem	100

12. Obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej.

    1. Opis metody projektowania sieci kanalizacyjnej.

       1. Obliczenie przepływów miarodajnych do wymiarowania kanałów.

Przepływ ścieków bytowo-gospodarczych, miarodajnych do wymiarowania kanałów, określono na podstawie obliczonych przepływów ścieków na końcu każdego odcinka.

Założono, że zwierciadło ścieków w kanale jest równoległe do dna kanału, czyli spadek zwierciadła ścieków jest równy spadkowi dna kanału.

Określenie spadków i zagłębień dna kanałów.

Minimalny spadek dna kanału obliczono ze wzoru:

$$i_{\text{kmin}} = \frac{1}{D},\ \%$$

gdzie:

i_kmin – minimalny spadek dna kanału, ‰

D – średnica kanału, m

Kanalizacja ściekowa powinna być zaprojektowana tak, aby wszystkie ścieki z obiektów mogły być do niej odprowadzone grawitacyjnie, czyli bez pompowania.

Minimalne zagłębienie kanałów, spełniające ten warunek przyjęto równe 2,80 m.

Minimalne przykrycie kanałów, chroniące ścieki przed zamarznięciem przyjęto równe 1,40 m.

Minimalne zagłębienie kanału Hmin = 2,80 m

Kanalizację sanitarną zaprojektowano z rur betonowych o następujących średnicach:

• 0,20 m

• 0,25 m

• 0,30 m

• 0,40 m

• 0,50 m

• 0,60 m

• 0,80 m

Spadek terenu

i_t = 1000 ∙ (𝑅𝑡𝑝 − 𝑅𝑡𝑘)/L, ‰

gdzie:

R_tp -rzędna terenu w węźle początkowym, m n.p.m.

R_tk -rzędna terenu w węźle końcowym, m n.p.m.

L -długość odcinka, m

Spadki dna pierwszych od góry kanałów obliczono wg zasad:

• i_kmin ≤ i_t ≤ i_kmax, kanał zaprojektowano ze spadkiem równym spadkowi terenu:

i_k = i_t

• jeżeli i_t < i_kmin, kanał zaprojektowano ze spadkiem minimalnym:

i_k = i_kmin

Dla pierwszych od góry kanałów założono, że w górnym węźle odcinka zagłębienie kanalizacji będzie minimalne (H_min). Dotyczy to wszystkich kanałów niezależnie od przyjętego dla nich spadku dna.

Maksymalne wypełnienie kanałów ściekami wynosi h ≤ 60%∙D

Odcinki następne -spadki kanałów dobiera się tak, aby kanalizacja była jak najpłytsza, z zachowaniem minimalnych zagłębień i przykryć kanałów:

i_kobl = 1000·(R_dp – R_dk)/L, ‰

R_dp – rzędna dna kanału w węźle początkowym, m npm

R_dk – rzędna dna kanału w węźle końcowym, m npm

L – długość odcinka, m

Rzędną dna kanału w węźle końcowym obliczono, zakładając zagłębienie minimalne (H_min), czyli

R_dk = R_tk – H_min, m npm

R_tk – rzędna terenu w węźle końcowym, m npm

• jeżeli spadek obliczeniowy wzdłuż odcinka był równy lub większy od minimalnego spadku kanału (i_kobl ≥ i_kmin), kanał projektuje się ze spadkiem obliczeniowym:

i_k = i_kobl

• jeżeli spadek obliczeniowy wzdłuż odcinka był mniejszy od minimalnego spadku kanału (i_kobl < i_kmin), kanał projektuje się ze spadkiem minimalnym:

i_k = i_kmin

Łączenie kanałów

Kanały łączy się dnami, z wyjątkiem przypadków, kiedy wypełnienie ściekami w kanale odpływowym było większe o więcej niż 5 cm od wypełnienia w kanale dopływowym. Wówczas, aby nie dopuścić do powstania cofki w kanale dopływowym, kanały łączy się zwierciadłami ścieków.

Wówczas, aby nie dopuścić do powstania cofki w kanale dopływowym, kanały łączono zwierciadłami ścieków.

i_kobl’ = 1000·(R_dp’ – R_dk)/L, ‰

gdzie:

R_dp’ – rzędna dna kanału w węźle początkowym pomniejszona o różnicę (ε) zwierciadeł ścieków między kanałem odpływowym a dopływowym, m npm

R_dk – rzędna dna kanału w węźle końcowym, m npm

L – długość odcinka, m

R_dp’ = R_dp – ε, m npm

• jeżeli spadek obliczeniowy i_kobl’ wzdłuż odcinka był równy lub większy od minimalnego spadku kanału (i_kobl’ ≥ i_kmin), kanał zaprojektowano ze spadkiem:

i_k = i_kobl’

• jeżeli spadek obliczeniowy i_kobl’ wzdłuż odcinka był mniejszy od minimalnego spadku kanału (i_kobl’ < i_kmin), kanał zaprojektowano ze spadkiem minimalnym:

i_k = i_kmin

Obliczenia parametrów sieci kanalizacyjnej.

Przekrój kanałów dobrano tak, by wypełnienie ściekami wynosiło maksymalnie 60% średnicy.

Dobrano kanały kamionkowe. Z nomogramu dla kanałów kołowych do wzoru Manninga.

$$v = \frac{1}{n}R_{h}^{2/3}*\sqrt{i},\ \ n = 0,013$$

n – współczynnik szorstkości

R_h – promień hydrauliczny (stosunek powierzchni czynnego przekroju do obwodu zwilżonego)

i – spadek zwierciadła ścieków

Wyniki przedstawiono w tabeli nr 9.

Identyfikacja kanału	Obliczenia odpływu	Spadek terenu	Ikobl	Dobór kanału	Rzędne	Zagłębienie	Przykrycie	Rzędne zw. Ścieków
Lp.	Kolektor	Kanał boczny	Odcinek	Długość	Dopływ ścieków na odcinku	Przepływ ścieków na końcu odcinka (od początku)
			od	do	Odcinka	Od początku
					li	∑ li	Qs	∑ Qs
			nr	nr	m	m	dm3/s	dm3/s
1	KŚ 1		10	9	200	200	10,0	10,0
2	KŚ 1		9	8	420	620	35,8	45,8
3	KŚ 1		8	6	375	995	21,8	67,6
4		Kś 1.1	2'	7	275	275	15,9	15,9
5		Kś 1.1	7	6	260	535	19,8	35,7
6	KŚ 1		6	4	340	1870	21,8	125,1
7		KŚ 1.2	1	2	230	230	8,0	8,0
8		KŚ 1.2	2	3	375	605	31,7	39,7
9		KŚ 1.2	3	4	320	925	15,8	55,5
10	KŚ 1		4	5	325	3120	9,9	190,5
11	KŚ 1		5	OŚ	190	3310	7,9	198,4

Tab.9. Obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej.

Opracowanie schematu obliczeniowego sieci kanalizacyjnej

Na podstawie danych z tabeli nr 8 wykonano rysunek nr 6 - Schemat obliczeniowy sieci kanalizacyjnej w skali 1:5000

Opracowanie planu spadków i zagłębień sieci kanalizacyjnej

Na podstawie wyników obliczeń hydraulicznych zawartych w tabeli 9 sporządzono Rys.7.
w skali 1:5000 - Plan spadków i zagłębień sieci kanalizacyjnej.

Opracowanie planu sytuacyjnego sieci kanalizacyjnej

Rys. 8. Plan sytuacyjny sieci kanalizacyjnej sporządzono w skali 1:5000

Na rysunku zamieszczono:

• studzienki na kanałach nieprzełazowych o średnicy DN<1,00 m w odległościach nieprzekraczających 60 m oraz przy każdej zmianie kierunku, spadku i przekroju kanału,

• studzienki na kanałach przełazowych:
  dla DN 1,00÷1,40 m co 60÷80 m
  dla DN ≥1,40 m co 80÷120 m

• studzienki kaskadowe w miejscach połączeń kanałów, których różnica rzędnych den jest większa od 0,5 m.

Profil podłużny głównego kolektora kanalizacyjnego.

Rys. 9. Profil podłużny głównego kolektora sanitarnego sporządzono w skali 1:100/5000
na podstawie obliczeń hydraulicznych i planu sytuacyjnego.

Opis techniczny sieci kanalizacyjnej.

Sieć kanalizacyjna składa się z 11 odcinków. Kolektor główny - KŚ1 -tworzy 6 odcinków na których znajduje się łącznie 20 studzienek. 4 z nich to studzienki połączeniowe, natomiast w węźle
nr 4 występuje studzienka kaskadowa.

Pozostałe odcinki składają się na 2 kolektory boczne:

• kolektor KŚ1.1 - którego tworzą 2 odcinki z łączną ilością studzienek równą 10, jedna z nich jest studzienką połączeniową,

• kolektor KŚ1.2 - którego tworzą 3 odcinki z łączną ilością studzienek równą 17, dwie z nich są studzienkami połączeniowymi.

Teren zabudowy, z którego dopływają ścieki do oczyszczalni zajmuje 64 ha. Miarodajny do wymiarowania kanałów grawitacyjnych strumień objętości ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz wód/ścieków przypadkowych, na podstawie którego zostały wykonane obliczenia sieci kanalizacyjnej wyniósł Q = 198,4 dm³/s.

W poniższej tabeli przedstawiono średnice dobranych kanałów oraz ich łączną długość.

Tab. 10. Średnice dobranych kanałów oraz ich łączna długość.

D	∑ l
mm	m
200	430
250	275
300	260
400	1490
600	340
800	515
Całkowita długość sieci	3310

W poniższej tabeli przedstawiono zagłębienie oraz przykrycie sieci kanalizacyjnej.

Tab.11. Zagłębienie oraz przykrycie sieci kanalizacyjnej.

Identyfikacja kanału	Zagłębienie	Przykrycie
Kolektor	Kanał boczny	Odcinek
		od
		nr
KŚ 1		10
KŚ 1		9
KŚ 1		8
	Kś 1.1	2'
	Kś 1.1	7
KŚ 1		6
	KŚ 1.2	1
	KŚ 1.2	2
	KŚ 1.2	3
KŚ 1		4
KŚ 1		5

Spis tabel.

• Tab. 1. Rozbiór wody w poszczególnych węzłach oraz na poszczególnych odcinkach.

• Tab. 2. Obliczenie objętości użytkowej zbiornika górnego dla T_p = 24h/d

• Tab.3. Dobór średnic przewodów wodociągowych.

• Tab.4. Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej metodą Crossa rozbioru maksymalnego godzinowego - Q_maxh

• Tab.5. Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej metodą Crossa rozbioru minimalnego godzinowego - Q_minh

• Tab. 6. Zestawienie współrzędnych charakterystyki pompy 125PJM190.

• Tab. 7. Zestawienie długości przewodów dla poszczególnych średnic.

• Tab.8. Dopływ ścieków do odcinków i węzłów obliczeniowych.

• Tab.9. Obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej.

• Tab. 10. Średnice dobranych kanałów oraz ich łączna długość.

• Tab.11. Zagłębienie oraz przykrycie sieci kanalizacyjnej.

Spis rysunków.

• Rys. 1. Schemat obliczeniowy sieci wodociągowej dla maksymalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_maxh)

• Rys. 2. Schemat obliczeniowy sieci wodociągowej dla minimalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Qminh) – dla przepływów założonych i wyrównanych,

• Rys. 3. Wykres doboru pomp w pompowni drugiego stopnia,

• Rys. 4. Wykres linii ciśnienia w sieci wodociągowej dla maksymalnego (Q_maxh) i minimalnego (Qminh) godzinowego zapotrzebowania na wodę po trasie pompownia – zbiornik. Skala 1:200/5000,

• Rys. 5. Plan sytuacyjny sieci wodociągowej. Skala 1:5000.

• Rys. 6. Schemat obliczeniowy sieci kanalizacyjnej

• Rys. 7. Plan spadków i zagłębień sieci kanalizacyjnej. Skala 1:5000

• Rys. 8. Plan sytuacyjny sieci kanalizacyjnej. Skala 1:5000

• Rys. 9. Profil podłużny głównego kolektora kanalizacyjnego. Skala 1:100/5000

Spis załączników.

• Załącznik nr 1. Karta katalogowa pomp.