Wrocław, dnia 18 VI 2009 r.

Politechnika Wrocławska

Instytut Inżynierii

Ochrony Środowiska

Zespół Dydaktyczny

Zaopatrzenia w Wodę

i Usuwania Ścieków

Ćwiczenie projektowe

z

Wodociągów

Prowadzący:

dr inż. Jan Cieżak

Wykonał:

Wiktor Skraba

Rok: II

Studia: STS I-go st.

Kierunek: IŚ

Zajęcia: Czwartek/13⁰⁰

Rok akademicki: 2008/2009

Spis treści.

1. Wstęp

1.1 Przedmiot opracowania.

1.2 Podstawa opracowania.

1.3 Zakres opracowania.

1.4 Wykorzystane materiały.

1.5 Opis obszaru objętego opracowaniem.

2. Obliczania zapotrzebowania na wodę w okresie perspektywicznym.

2.1 Dane do obliczeń.

2.2 Obliczenia zapotrzebowania na wodę na poszczególne cele.

2.2.1 Mieszkalnictwo.

2.2.2 Instytucje, zakłady i urządzenia usługowe.

2.2.3 Mycie pojazdów komunikacji zbiorowej i indywidualnej.

2.2.4 Utrzymanie czystości ulic i placów.

2.2.5 Polewanie zieleni miejskiej.

2.2.6 Przemysł, składy i zaplecze budowlane.

2.3 Zestawienie średniego (Q_śrd) i maksymalnego (Q_maxd) dobowego zapotrzebowania na wodę.

2.4 Godzinowy rozkład maksymalnego dobowego zapotrzebowania na wodę.

3. Obliczenia hydrauliczne ujęcia wody podziemnej.

3.1 Dane do obliczeń.

3.2 Obliczenia współrzędnych charakterystyki pojedynczej studni.

3.3 Określenie maksymalnej wydajności studni.

3.4 Określenie eksploatacyjnej wydajności studni.

3.5 Obliczenia ilości studzien.

3.6 Obliczenia wydajności współdziałających studzien metodą Forchheimera.

3.7 Określenie depresji wody wewnątrz poszczególnych studniach.

3.8 Obliczenia współpracy studzien z lewarem metodą analityczno – graficzną.

3.8.1 Dobór średnic poszczególnych odcinków lewara.

3.8.2 Wyznaczenia strat wysokości ciśnienia na poszczególnych odcinkach lewara.

3.9 Dobór parametrów oraz wymiarów filtra studziennego.

4. Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej.

4.1 Obliczenia rozbiorów z węzłów i odcinków.

4.2 Obliczenia wydajności pompowni drugiego stopnia oraz zbiornika sieciowego.

4.3 Dobór średnic przewodów wodociągowych.

4.4 Obliczenia pojemności sieciowego zbiornika wodociągowego.

4.5 Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej dla maksymalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_maxh).

4.6 Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej dla minimalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_minh).

5. Dobór pomp w pompowni drugiego stopnia.

6. Opis techniczny.

6.1 Ujęcie wody.

6.2 Sieć wodociągowa.

6.3 Pompownia drugiego stopnia.

6.4 Zbiornik sieciowy

Spis tabel.

1. Zestawienie średniego (Qśrd) maksymalnego (Qmax) dobowego zapotrzebowania na wodę.

2. Godzinowy rozkład maksymalnego dobowego zapotrzebowania na wodę

3. Zestawienie wydajności pojedynczej studni.

4. Zestawienie wyników obliczeń współdziałania grupy studzien.

5. Wykaz średnic przewodów lewara.

6. Zestawienie strat wysokości ciśnienia dla przyłącza oraz poszczególnych odcinków lewara.

7. Zestawienie rozbiorów węzłowych i odcinkowych.

8. Zestawienie przepływów obliczeniowych, dobranych średnic oraz spadków hydraulicznych na odcinkach sieci wodociągowej.

9. Obliczenie pojemności użytkowej zbiornika wodociągowego.

10. Obliczenia sieci wodociągowej metodą Crossa dla maksymalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_maxh).

11. Obliczenia sieci wodociągowej metodą Crossa dla minimalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_minh).

12. Zestawienie współrzędnych charakterystyki pompy.

Spis rysunków.

1. Wykres dla obliczenia wydajności eksploatacyjnej studni.

2. Wykres współpracy studzien z lewarem.

3. Projekt koncepcyjny obudowy studni wraz z zarurowaniem,

4. Schemat obliczeniowy sieci wodociągowej dla maksymalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_maxh).

5. Schemat obliczeniowy sieci wodociągowej dla minimalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_minh).

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

7. Wykres doboru pomp w pompowni drugiego stopnia.

8. Plan sytuacyjny sieci wodociągowej. Skala 1:5000.

1. Wstęp.

1.1 Przedmiot opracowania.

Przedmiotem opracowania jest projekt koncepcyjny systemu zaopatrzenia w wodę miasta nr 2.

1.2. Podstawa opracowania.

Podstawą niniejszego opracowania jest temat ćwiczenia projektowego wydany przez prowadzącego zajęcia w dniu lutego 2009 roku.

1.3. Zakres opracowania.

Opracowanie obejmuje

• obliczenia zapotrzebowania na wodę dla okresu perspektywicznego,

• obliczenia hydrauliczne ujęcia wody podziemnej,

• obliczenia pojemności oraz wymiarów sieciowego zbiornika wodociągowego,

• kompleksowe obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej,

• dobór pomp w pompowni drugiego stopnia.

1.4. Wykorzystane materiały.

W czasie wykonywania niniejszego opracowania wykorzystano następujące materiały:

[1] Gabryszewski Tadeusz. Wodociągi. Arkady. Warszawa 1983.

[2] Kwietniewski Marian, Olszewski Witold, Osuch – Pajdzińska. Projektowanie elementów systemu zaopatrzenia w wodę. Oficyna Wydawnicza Politechniki Warszawskiej, Warszawa 1998.

[3] Rury i kształtki ciśnieniowe. Katalog SWW o616, 0615, 1363. Wydawnictwa Przemysłowe WEMA. Warszawa 1990.

[4] Wytyczne do programowania zapotrzebowania wody i ilości ścieków w miejskich jednostkach osadniczych. Ministerstwo Administracji, Gospodarki Terenowej i Ochrony Środowiska. Instytut Kształtowania Środowiska. Warszawa 1978.

[5] Mielcarzewicz Edward. Obliczanie systemów zaopatrzenia w wodę. Arkady. Warszawa 1977.

[6] Pompy przemysłowe. Katalog SWW 0871. Tom 1 i 2. Wydawnictwa Przemysłowe WEMA. Warszawa 1988.

[7] Petrozolin Wiktor. Projektowanie sieci wodociągowych. Arkady. Warszawa 1974.

1.5. Opis obszaru objętego opracowaniem.

Miasto nr 2 w okresie perspektywicznym liczyć będzie 18,9 tys. mieszkańców. Jego zabudowę stanowić będą budynki jednorodzinne oraz wielorodzinne o maksymalnej wysokości pięciu kondygnacji. Położone ono jest na terenie o rzędnych od 143,00 m npm. do 150 m npm. Teren ten łagodnie obniża się w kierunku południowo – wschodnim. Jego sieć hydrograficzna jest bardzo uboga – występują w nim jedynie drobne cieki wodne nie naniesione na mapie. Przez miasto nie przebiegają główne drogi kołowe oraz kolejowe.

2. Obliczenia zapotrzebowania na wodę w okresie perspektywicznym.

Obliczenia zapotrzebowania na wodę przeprowadzono w oparciu o wytyczne [4], które zamieszczone są w książce [1].

Uwzględniono następujące cele:

• Mieszkalnictwo wielorodzinne oraz jednorodzinne.

• Urzędy i instytucje usługowe.

• Utrzymanie w czystości komunikacji zbiorowej.

• Zmywanie ulic i placów

• Polewanie zieleni miejskiej.

• Tereny przemysłowo – składowe.

2.1. Dane do obliczeń.

Liczba mieszkańców w okresie perspektywicznym: 18900

Liczb mieszkańców wg klas wyposażenia sanitarnego mieszkań:

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 wodę na poszczególne cele.

Do obliczeń wykorzystano następujące wzory:

$Q_{s\text{rd}} = \frac{\text{LM} \bullet q_{j}}{1000}$ , $\frac{m^{3}}{d}$

Q_maxd = Q_srd • N_d , $\frac{m^{3}}{d}$

gdzie:

LM - liczba mieszkańców,

q_j - wskaźnik średniego dobowego zapotrzebowania wody, $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$ ,

N_d – współczynnik nierównomierności dobowej.

2.2.1. Mieszkalnictwo

Mieszkalnictwo wielorodzinne.

q_jI = 160 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

q_jII = 100 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

N_d = 1,5

$Q_{s\text{rd}} = \frac{7182 \bullet 160}{1000} + \frac{4158 \bullet 100}{1000} = 1564,92$ $\frac{m^{3}}{d}$

Q_maxd = 1564, 92 • 1, 5 = 2347, 38 $\frac{m^{3}}{d}$

Mieszkalnictwo jednorodzinne.

q_jIII = 100 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

q_jIV = 80 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

N_d = 2,0

$Q_{s\text{rd}} = \frac{5292 \bullet 100}{1000} + \frac{2268 \bullet 80}{1000} = 710,64$ $\frac{m^{3}}{d}$

Q_maxd = 710, 64 • 2, 0 = 1421, 28 $\frac{m^{3}}{d}$

2.2.2. Urzędy i instytucje usługowe.

q_j = 15 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

N_d = 1,3

$Q_{s\text{rd}} = \frac{18900 \bullet 15}{1000} = 283,5$ $\frac{m^{3}}{d}$

Q_maxd = 283, 5 • 1, 3 = 368, 55 $\frac{m^{3}}{d}$

2.2.3. Utrzymanie w czystości komunikacji zbiorowej.

q_j = 4 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

N_d = 1,2

$Q_{s\text{rd}} = \frac{18900 \bullet 4}{1000} = 75,6$ $\frac{m^{3}}{d}$

Q_maxd = 75, 6 • 1, 2 = 90, 72 $\frac{m^{3}}{d}$

2.2.4. Zmywanie ulic i placów.

q_j = 5 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

N_d = 2,4

$Q_{s\text{rd}} = \frac{18900 \bullet 5}{1000} = 94,5$ $\frac{m^{3}}{d}$

Q_maxd = 94, 5 • 2, 4 = 226, 8 $\frac{m^{3}}{d}$

2.2.5. Polewanie zieleni miejskiej.

q_j = 10 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

N_d = 6,0

$Q_{s\text{rd}} = \frac{18900 \bullet 10}{1000} = 189,0$ $\frac{m^{3}}{d}$

Q_maxd = 189 • 6, 0 = 1134, 0 $\frac{m^{3}}{d}$

2.2.6. Tereny przemysłowo - składowe.

q_j = 40 $\frac{\text{dm}^{3}}{mk \bullet d}$

N_d = 1,15

$Q_{s\text{rd}} = \frac{18900 \bullet 40}{1000} = 756,0$ $\frac{m^{3}}{d}$

Q_maxd = 283, 5 • 1, 15 = 869, 4 $\frac{m^{3}}{d}$.

2.3. Zestawienie średniego (Q_śrd) i maksymalnego (Q_maxd) dobowego zapotrzebowania na wodę.

Wyniki obliczeń zapotrzebowania na wodę zestawiono w tabeli 1.

Tabela 1.

Zestawienie średniego dobowego (Q_śrd) oraz maksymalnego dobowego (Q_maxd) zapotrzebowania na wodę.

Lp.	Cele zapotrzebowania na wodę	Zapotrzebowanie na wodę, $\frac{m^{3}}{d}$
		Qsrd
1.	Mieszkalnictwo: wielorodzinne jednorodzinne	1564, 92
		710, 64
2.	Urzędy i instytucje usługowe	283, 5
3.	Utrzymanie w czystości komunikacji zbiorowej	75, 6
4.	Zmywanie ulic i placów	94, 5
5.	Polewanie zieleni miejskiej	189,0
6.	Tereny przemysłowo - składowe	756,0
7.	RAZEM	3674,16
8.	Straty wody w sieci wodociągowej oraz zapotrzebowanie na wodę do płukania sieci wodociągowej (10% Qsrd)	367,42
9.	Woda do sieci wodociągowej	4041,58
10.	Cele technologiczne ZUW (5% Qsrd)	202,08
11.	Wydajność ujęcia wody	4243,66

2.4. Godzinowy rozkład maksymalnego dobowego zapotrzebowania na wodę.

Na podstawie danych zawartych w książce [1] obliczono godzinowy rozkład maksymalnego dobowego zapotrzebowania na wodę dla miasta. Wyniki zestawiono w tabeli 2.
3. Obliczenia hydrauliczne ujęcia wody podziemnej.

Zaprojektowano ujęcie wody składające się ze studzien wierconych czerpiących wodę z warstwy wodonośnej o zwierciadle napiętym.

3.1. Dane do obliczeń.

Maksymalna dobowa wydajność ujęcia: Q_uj = Q_maxd = 7027, 63 $\frac{m^{3}}{d} = 0,08134\ \frac{m^{3}}{s}$

Współczynnik filtracji: $k_{f} = 27,8\ \frac{m}{d} = 3,22 \bullet 10^{- 4}\ \frac{m}{d}\ $

Średnica studni: d = 2r = 0, 60 m

Miąższość warstwy wodonośnej: m = 19, 3 m

3.2. Obliczenia współrzędnych charakterystyki pojedynczej studni.

Korzystano ze wzoru na wydajność studni wierconej zagłębionej w zbiorniku wody podziemnej o zwierciadle napiętym.

$Q = \frac{2,73 \bullet k_{f} \bullet m \bullet s}{\log\frac{R}{r}}\ ,\ \frac{m^{3}}{s}$

Promień zasięgu leja depresyjnego obliczono ze wzoru Kusakina:

$R = 3000 \bullet s \bullet \sqrt{k_{f}}\ ,\ m$

Założono cztery wartości depresji s, dla których obliczono wartości promienia leja depresyjnego R oraz wydajność studni Q:

s₁ = 1, 0 m

$R_{1} = 3000 \bullet 1 \bullet \sqrt{3,22 \bullet 10^{- 4}} = 53,83\ m$

$Q_{1} = \frac{2,73 \bullet 3,22 \bullet 10^{- 4} \bullet 19,3 \bullet 1}{\log\frac{53,83}{0,3}} = 0,007527\ \frac{m^{3}}{s}$

s₂ = 2, 0 m

$R_{2} = 3000 \bullet 2 \bullet \sqrt{3,22 \bullet 10^{- 4}} = 107,66\ m$

$Q_{2} = \frac{2,73 \bullet 3,22 \bullet 10^{- 4} \bullet 19,3 \bullet 2}{\log\frac{107,66}{0,3}} = 0,01328\ \frac{m^{3}}{s}$

s₃ = 3, 0 m

$R_{3} = 3000 \bullet 3 \bullet \sqrt{3,22 \bullet 10^{- 4}} = 161,49\ m$

$Q_{1} = \frac{2,73 \bullet 3,22 \bullet 10^{- 4} \bullet 19,3 \bullet 3}{\log\frac{161,49}{0,3}} = 0,01863\ \frac{m^{3}}{s}$

s₄ = 4, 0 m

$R_{4} = 3000 \bullet 4 \bullet \sqrt{3,22 \bullet 10^{- 4}} = 215,32\ m$

$Q_{4} = \frac{2,73 \bullet 3,22 \bullet 10^{- 4} \bullet 19,3 \bullet 4}{\log\frac{215,32}{0,3}} = 0,02376\ \frac{m^{3}}{s}$

Tabela 3.

Zestawienie wydajności pojedynczej studni.

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 powyższych danych sporządzono wykres charakterystyki studni s = f(Q) (rys. 1).

3.3. Określenie maksymalnej wydajności studni.

Maksymalną teoretyczną wydajność studni obliczono ze wzoru:

$Q_{\text{maxth}} = 2 \bullet \pi \bullet r \bullet m \bullet v_{\text{dop}}\ ,\ \frac{m^{3}}{s}$

$v_{\text{dop}} = \frac{\sqrt{k_{f}}}{45} = \frac{\sqrt{3,22 \bullet 10^{- 4}}}{45} = 3,99 \bullet 10^{- 4}\ \frac{m}{s}$

$Q_{\text{maxth}} = 2 \bullet \pi \bullet 0,3 \bullet 3,99 = 0,014515\ \frac{m^{3}}{s}$

3.4. Określenie eksploatacyjnej wydajności studni.

Na podstawie danych obliczonych w p. 3.2. oraz 3.3. oraz przyjmując sumaryczną długość rury nadfiltrowej i podfiltrowej równą 1,0 m sporządzono wykres przedstawiony na rys. 1.

Z wykresu odczytano:

- wydajność eksploatacyjna $Q_{e} = 0,01375\ \frac{m^{3}}{s}$

- depresja eksploatacyjna s_e = 2, 17 m.

Dla depresji eksploatacyjnej s_e obliczono zasięg leja depresyjnego R_e:

$R_{e} = 3000 \bullet 2,17 \bullet \sqrt{k_{f}} = 116,82\ m$

3.5. Obliczenie ilości studni.

Ilość studni ujęcia obliczono ze wzoru:

$n = \frac{Q_{\text{uj}}}{\alpha \bullet Q_{e}},$

Dla α = 0, 6 $n = \frac{0,08134}{0,6 \bullet 0,01375} = 9,86$

Dla α = 0, 9 $n = \frac{0,08134}{0,9 \bullet 0,01375} = 6,57$

Przyjęto 8 studzien w 1 grupie. Założono, że występuje współdziałanie między studniami w grupie. Usytuowanie studni w terenie, odległość między nimi oraz sposób podłączenia do przewodu lewarowego przedstawiono na poniższym schemacie.

3.6. Obliczenia depresji wody we współdziałających studniach metodą Forchheimera.

Wzniesienie obniżonego zwierciadła wody ponad podłożem nieprzepuszczalnym w jednej ze współdziałających studni obliczono ze wzoru:

$h_{i} = H_{w} - \frac{Q_{i}}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack n \bullet \log{R_{g} - \log\left( r \bullet l_{1}{\bullet l}_{2} \bullet \ldots \bullet l_{n - 1} \right)} \right\rbrack,\ m$

s_i = H_w − h_i,  m

$R_{g} = R + \frac{a}{4},\ m$

gdzie:

h_i – wzniesienie obniżonego zwierciadła wody ponad podłożem nieprzepuszczalnym w i-tej współdziałającej studni, m³/s,

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

k_f – współczynnik filtracji warstwy wodonośnej, m/s,

H_w – wzniesienie statycznego zwierciadła wody ponad podłożem nieprzepuszczalnym, m,

Q_i – wydajność i-tej współdziałającej studni, m³/s,

n – liczba współdziałających studzien,

m – miąższość warstwy wodonośnej wody naporowej, m,

R_g – promień leja depresyjnego wywołanego przez grupę współdziałających studzien, m,

a – odległość między skrajnymi współdziałającymi studniami, m,

R – promień zasięgu leja depresyjnego pojedynczej studni, m,

r – promień studni, m,

l₁,l₂ …, l_n-1 – odległość studni rozpatrywanej od pozostałych studzien współdziałających, m.

H_w = m + b = 19, 3 + 9, 6 = 28, 9 m

W celu sporządzenia charakterystyki współdziałających studzien określono wydajności Q_i każdej studni przy założonej depresji s_i. Do obliczeń wykorzystano wyniki wcześniejszych obliczeń, które przedstawiono w tabeli 3.

Obliczenia współdziałania studzien.

s₁=1,0 m, R₁=53,83 m, Q₁=0,007527 m³/h

studnie 1 i 8

R₁ jest mniejsze od odległości między studniami, wiec nie występuje współdziałanie studzien.

h_1÷8=H_w-s₁=28,9-1,0=27,9 m

s_1÷8= s₁=1,0 m

s₂=2,0 m, R₂=107,66 m, Q₂=0,013281 m³/h

współpracują 2 studnia: n=2

$R_{g} = 107,66 + \frac{80}{4} = 127,66\ m$

$h_{1,8} = 28,9 - \frac{0,013281}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack 2\log{127,66} - \log{(0,3 \bullet 80)} \right\rbrack = 26,68\ m$

s_1,8=28,9-26,68=2,22 m

studnie 2÷7

współpracują 2 studnie: n=2

$R_{g} = 107,66 + \frac{160}{4} = 147,66\ m$

$h_{2 \div 7} = 28,9 - \frac{0,013281}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack 3\log{147,66} - \log{(80 \bullet 0,3 \bullet 80)} \right\rbrack = 26,38\ m$

s_2÷7=28,9-26,38=2,52 m

s₃=3,0 m, R3=161,49 m, Q₃=0,018637 m³/h

studnie 1 i 8

współpracują 3 studnie: n=3

$R_{g} = 161,49 + \frac{160}{4} = 201,49\ m$

$h_{1,8} = 28,9 - \frac{0,018637}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack 3\log{201,49} - \log{(80 \bullet 0,3 \bullet 160)} \right\rbrack = 25,24\ m$

s_1,8=28,9-25,24=3,66 m

studnie 2 i 7

współpracują 4 studnie: n=4

$R_{g} = 161,49 + \frac{240}{4} = 221,49\ m$

$h_{2,7} = 28,9 - \frac{0,018637}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack 4\log{221,49} - \log{(80 \bullet 0,3 \bullet 80 \bullet 160)} \right\rbrack = 24,62\ m$

s_2,7=28,9-24,62=4,28 m

studnie 3÷6

współpracuje 5 studnie: n=5

$R_{g} = 161,49 + \frac{320}{4} = 241,49\ m$

$h_{3 \div 6} = 28,9 - \frac{0,018637}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack 5\log{241,49} - \log{(160 \bullet 80 \bullet 0,3 \bullet 80 \bullet 160)} \right\rbrack = 24,26\ m$

s_3÷6=28,9-24,26=4,64 m

s₄=4,0 m, R₄=215,33 m, Q4=0,023762 m³/h

studnie 1 i 8

współpracują 3 studnie: n=3

$R_{g} = 215,33 + \frac{160}{4} = 255,33\ m$

$h_{1,8} = 28,9 - \frac{0,023762}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack 3\log{255,33} - \log{(0,3 \bullet 80 \bullet 160)} \right\rbrack = 23,81\ m$

s_1,8=28,9-23,81=5,09 m

studnie 2 i 7

współpracują 4 studnie: n=4

$R_{g} = 215,33 + \frac{240}{4} = 275,33\ m$

$h_{2,7} = 28,9 - \frac{0,023762}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack 4\log{275,33} - \log{(80 \bullet 0,3 \bullet 80 \bullet 160)} \right\rbrack = 22,92\ m$

s_2,7=28,9-22,92=5,98 m

studnie 3÷6

współpracuje 5 studni: n=5

$R_{g} = 215,33 + \frac{320}{4} = 295,33\ m$

$h_{3 \div 6} = 28,9 - \frac{0,023762}{2,73 \bullet k_{f} \bullet m}\left\lbrack 5\log{295,33} - \log{(160 \bullet 80 \bullet 0,3 \bullet 80 \bullet 160)} \right\rbrack = 22,37\ m$

s_3÷6=28,9-22,37=6,53 m

3.7. Określenie depresji wody wewnątrz poszczególnych studniach.

Poziom wody w studni jest obniżony w stosunku do poziomu wody na zewnątrz jej ścianek o wartość Δs (tzw. uskok hydrauliczny czyli wysokość strat na filtrze oraz wysokość swobodnego dopływu). Przed wykreśleniem charakterystyki współdziałających studzien obliczono wartość depresji rzeczywistej Δs.

Obliczenia obniżenia zwierciadła wody w studni Δs przeprowadzone zostały metodą kolejnych przybliżeń przy wykorzystaniu wzoru Abramsa.

$s = 0,01 \bullet a \bullet \sqrt{\frac{Q \bullet s_{p}}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}},\ m}$

przyjęto a=20

s_p=s+Δs, m (depresja rzeczywista)

l_f=m-(l_n+l_p)=18,3 m

d=0,6 m

Obliczenia Δs przeprowadzono metodą kolejnych przybliżeń. W pierwszych przybliżeniach zakładano Δs równe 15 % wartości s. Odchyłkę od założonego obniżenia zwierciadła obliczano ze wzoru:

$\delta = \left| \frac{s_{\text{zal}} - s_{\text{obl}}}{s_{\text{obl}}} \right| \bullet 100\% \leq 5,0\%$

dla s₁=1,0 m, Q₁=0,007527 m³/h

studnie 1÷8

h_1÷8=27,9 m

s_1÷8=1,0 m

Δs_zal=0,15∙1=0,15 m

s_p=1+0,15=1,15 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,007527 \bullet 1,15}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,18\ m$

$\delta = \left| \frac{0,15 - 0,18}{0,18} \right| \bullet 100\% = 17\%$

Δs=0,18 m

II przybliżenie

s_p=1+0,18=1,18 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,007527 \bullet 1,18}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,18\ m$

$\delta = \left| \frac{0,18 - 0,18}{0,18} \right| \bullet 100\% = 0\%$

przyjęto Δs=0,18 m.

dla s₂=2,0 m, q₂=0,013281 m³/h

h_1,8=26,68 m

s_1,8=2,22 m

Δs_zal=0,15∙2,22=0,33 m

s_p=2,22+0,33=2,55 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,013281 \bullet 2,55}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,35\ m$

$\delta = \left| \frac{0,33 - 0,35}{0,35} \right| \bullet 100\% = 6\%$

II przybliżenie

s_p=2,22+0,35=2,57 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,013281 \bullet 2,57}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,35\ m$

$\delta = \left| \frac{0,35 - 0,35}{0,35} \right| \bullet 100\% = 0\%$

przyjęto Δs=0,35 m.

h_2÷7=26,38 m

s_2÷7=2,52 m

Δs_zal=0,15∙2,52=0,38 m

s_p=2,52+0,38=2,90 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,013281 \bullet 2,90}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,37\ m$

$\delta = \left| \frac{0,38 - 0,37}{0,37} \right| \bullet 100\% = 3\%$

przyjęto Δs=0,37 m.

dla s₃=3,0 m, q₃=0,018637 m³/h

h_1,8=25,24 m

s_1,8=3,66 m

Δs_zal=0,15∙3,66=0,55 m

s_p=3,66+0,55=4,21 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,018637 \bullet 4,21}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,53\ m$

$\delta = \left| \frac{0,55 - 0,53}{0,53} \right| \bullet 100\% = 4\%$

przyjęto Δs=0,53 m.

h_2,7=24,64 m

s_2,7=4,28 m

Δs_zal=0,15∙4,28=0,64 m

s_p=4,28+0,64=4,92 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,018637 \bullet 4,92}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,57\ m$

$\delta = \left| \frac{0,64 - 0,57}{0,57} \right| \bullet 100\% = 12\%$

II przybliżenie

s_p=4,28+0,57=4,85 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,018637 \bullet 4,85}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,57\ m$

$\delta = \left| \frac{0,57 - 0,57}{0,57} \right| \bullet 100\% = 0\%$

przyjęto Δs=0,57 m.

h_3÷6=24,26 m

s_3÷6=4,64 m

Δs_zal=0,15∙4,64=0,70 m

s_p=4,64+0,70=5,34 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,018637 \bullet 5,34}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,60\ m$

$\delta = \left| \frac{0,70 - 0,60}{0,60} \right| \bullet 100\% = 14\%$

II przybliżenie

s_p=4,64+0,60=5,24 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,018637 \bullet 5,24}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,59\ m$

$\delta = \left| \frac{0,60 - 0,59}{0,59} \right| \bullet 100\% = 2\%$

przyjęto Δs=0,59 m.

dla s₄=4,0 m, q₄=0,023762 m³/h

h_1,8=23,81 m

s_1,8=5,09 m

Δs_zal=0,15∙5,09=0,76 m

s_p=5,09+0,76=5,85 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,023762 \bullet 5,85}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,71\ m$

$\delta = \left| \frac{0,76 - 0,71}{0,71} \right| \bullet 100\% = 7\%$

II przybliżenie

s_p=5,09+0,71=5,80 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,023762 \bullet 5,80}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,70\ m$

$\delta = \left| \frac{0,71 - 0,70}{0,70} \right| \bullet 100\% = 2\%$

przyjęto Δs=0,70 m.

h_2,7=22,92 m

s_2,7=5,98 m

Δs_zal=0,15∙5,98=0,90 m

s_p=5,98+0,90=6,88 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,023762 \bullet 6,88}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,77\ m$

$\delta = \left| \frac{0,90 - 0,77}{0,77} \right| \bullet 100\% = 17\%$

II przybliżenie

s_p=5,98+0,77=6,75 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,023762 \bullet 6,75}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,76\ m$

$\delta = \left| \frac{0,77 - 0,76}{0,76} \right| \bullet 100\% = 2\%$

przyjęto Δs=0,76 m.

h_3÷6=22,37 m

s_3÷6=6,53 m

Δs_zal=0,15∙6,53=0,98 m

s_p=6,53+0,98=7,51 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,023762 \bullet 7,51}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,80\ m$

$\delta = \left| \frac{0,98 - 0,80}{0,80} \right| \bullet 100\% = 23\%$

II przybliżenie

s_p=6,53+0,80=7,33 m

$s_{\text{obl}} = 0,01 \bullet 20 \bullet \sqrt{\frac{0,023762 \bullet 7,33}{\pi \bullet d \bullet l_{f} \bullet k_{f}}} = 0,79\ m$

$\delta = \left| \frac{0,80 - 0,79}{0,79} \right| \bullet 100\% = 2\%$

przyjęto Δs=0,79 m.

Wyniki obliczeń współdziałania studzien przedstawiono w tabeli 4.

Tabela 4.

Zestawienie wyników obliczeń współdziałania grupy studzien.

Depresja założona si	Depresjawg obliczeń metodą Forchheimera sobl	Uskok hydrauliczny Δs	Depresja rzeczywista sp=sobl+Δs	Wydajność studni Qi
m	m	m	m	m^3/h
Studnia 1 i 8
1	1,00	0,18	1,18	0,007527
2	2,22	0,35	2,57	0,013281
3	3,66	0,53	4,19	0,018637
4	5,09	0,70	5,79	0,023762
Studnia 2 i 7
1	1,00	0,18	1,18	0,007527
2	2,52	0,37	2,89	0,013281
3	4,28	0,57	4,85	0,018637
4	5,98	0,76	6,74	0,023762
Studnia 3 i 6; 4 i 5
1	1,00	0,18	1,18	0,007527
2	2,52	0,37	2,89	0,013281
3	4,64	0,59	5,23	0,018637
4	6,53	0,79	7,32	0,023762

3.8. Obliczenia współpracy studzien z lewarem.

Grupa studzien posiada oddzielny przewód lewarowy oraz studnię zbiorczą, do której doprowadzona jest ujmowana woda. Obliczenia przeprowadzono dla jednego przewodu lewarowego.

Układ połączeń przewodu lewarowego ze studniami przedstawiono na poniższym schemacie:

Przewód lewarowy składa się z następujących odcinków:

1. przyłącze p

2. odcinek AB

3. odcinek BC

4. odcinek CD

5. odcinek DE

Długość pionowej części przyłącza p obliczono ze wzoru:

l_pion = a − z_pl + s_e + h_z

gdzie:

a – zagłębienie zwierciadła statycznego wody gruntowej pod powierzchnią terenu, m,

z_pl – zagłębienie przewodu lewarowego pod powierzchnią terenu, m,

s_e – depresja eksploatacyjna wody w studni, m,

h_z – głębokość zanurzenia wlotu do przewodu lewarowego pod zwierciadłem dynamicznym wody gruntowej, m

l_pion = 2, 4 − 1, 4 + 2, 17 + 1 = 4, 17 m

l_poz = 10 m

l_p = l_pion + l_poz

l_p przyjeto 15 m

3.8.1. Dóbr średnic poszczególnych odcinków lewara.

W celu doboru średnic przewodów obliczono wartości przepływów, które występowałyby w nich w przypadku jednakowej wydajności wszystkich studzien. Średnią wydajność studni obliczono ze wzoru:

$q_{sr} = \frac{Q_{\text{uj}}}{n} = \frac{0,08134}{8} = 0,01017\ \frac{m^{3}}{s}$

Zaprojektowano lewar z rur żeliwnych (wg PN – 68/H – 74101).

Średnicę rurociągów określono na podstawie nomogramu. Założono, że prędkość przepływu wody w przewodach lewara wynosić będzie $0,5 - 0,9\ \frac{m}{s}$

Dobór średnicy przyłącza p i odcinka AB

$Q_{p,AB} = 0,01017\ \frac{m^{3}}{s}$ z nomogramu: d_p, AB = 125 mm; $v = 0,83\ \frac{m}{s}$

Dobór średnicy odcinka BC

$Q_{\text{BC}} = 0,02034\ \frac{m^{3}}{s}$ z nomogramu: d_BC = 200 mm; $v = 0,65\ \frac{m}{s}$

Dobór średnicy odcinka CD

$Q_{\text{CD}} = 0,03051\ \frac{m^{3}}{s}$ z nomogramu: d_CD = 250 mm; $v = 0,62\ \frac{m}{s}$

Dobór średnicy odcinka DE

$Q_{\text{DE}} = 0,04068\ \frac{m^{3}}{s}$ z nomogramu: d_DE = 250 mm; $v = 0,83\ \frac{m}{s}$

Dla dobranych dobranych średnic rur przyjęto wartości współczynników oporności właściwej c oraz współczynniki do obliczania miejscowych oporów hydraulicznych Sk dla chropowatości k=0,4 mm.

Dobrane średnice i odpowiadające im współczynniki zestawiono w tabeli 5.

Tabela 5.

Wykaz średnic przewodów lewara.

Odcinek	Q $$\frac{m^{3}}{s}$$	d mm	v $$\frac{m}{s}$$	l m	c $$\frac{s^{2}}{m^{6}}$$
przyłącze 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 wysokości ciśnienia na poszczególnych odcinkach lewara.

Schemat lewara z opisanymi średnicami przedstawiono poniżej:

Wysokość start ciśnienia na danym odcinku lewara obliczono wykorzystując następujące wzory:

h = h_l + h_m [m]

h_l = c • l • Q² [m]

h_m = Σξ • S_k • Q² [m]

h = ( c•l•Σξ•S_k) • Q² [m]

gdzie:

h – strata ciśnienia na odcinku, m,

h_l – strata ciśnienia na długości odcinka, m,

h_m – strata ciśnienia na oporach miejscowych, m,

c – współczynnik oporności właściwej, s²/m⁶,

l – długość odcinka przewodu, m,

ξ – współczynnik oporu miejscowego, zależny od rodzaju kształtki,

Q – przepływ przez dany odcinek, m³/s

S_k – współczynnik pomocniczy zależny od średnicy, s²/m⁵.

Przy obliczaniu start ciśnienia na oporach miejscowych uwzględniono (wymiary kształtek przyjęto wg katalogu „Rury i kształtki ciśnieniowe” WEMA 1990r.):

przyłącze p:

(założono, że wszystkie przyłącza będą miały taką samą charakterystykę)

wlot do lewara	ξ = 0, 6
zasuwa w pełni otwarta	ξ = 0, 15
trójnik zbieżny prosty Q0/Q=0, 5	ξ0 = 0, 29
kolano ⌀125mm	ξ = 1, 58
	Σξ = 2, 62

przewód AB:

rozszerzenia przekroju przewodu (dyfuzor) ⌀ 125/200; d2/d1=1,6 $\text{tg}\frac{\alpha}{2} = \frac{a}{l}$, gdzie $a = \frac{d_{2} - d_{1}}{2}$, l = 200mm $\frac{\alpha}{2} = arc\ tg\frac{a}{l} = 1037'$	ξ2 = 1, 07
trójnik zbieżny prosty Q0/Q=0, 5	ξp = 0, 36
	Σξ = 1, 43

przewód BC:

rozszerzenia przekroju przewodu (dyfuzor) ⌀ 200/250; d2/d1=1,25 $\text{tg}\frac{\alpha}{2} = \frac{a}{l}$, gdzie $a = \frac{d_{2} - d_{1}}{2}$, l = 150mm $\frac{\alpha}{2} = arc\ tg\frac{a}{l} = 928'$	ξ2 = 0, 10
trójnik zbieżny prosty Q0/Q=0, 33	ξp = 0, 26
	Σξ = 0, 36

przewód CD:

trójnik zbieżny prosty Q0/Q=0, 25	ξp = 0, 21
	Σξ = 0, 21

przewód DE:

wylot z lewara zanurzony w wodzie	ξ = 1, 0
trójnik zbieżny prosty Q0/Q=1	ξ0 = 0, 92
	Σξ = 1, 92

Obliczenie równań do obliczeń strat ciśnienia dla poszczególnych odcinków lewara.

h = ( c•l•Σξ•S_k) • Q² [m]

przyłącze p:

h_p = (c₁₂₅•l+Σξ•S_k125) • Q² = (78,191•15+2,62•338,61) • Q²= 2060,02•Q²

przyłącze AB:

h_AB = (c₁₂₅•l+Σξ•S_k200) • Q² = (78,191•80+1,43•51,659) • Q²= 6329, 15 • Q²

przyłącze BC:

h_BC = (c₂₀₀•l+Σξ•S_k250) • Q² = (6,4586•80+0,36•21,161) • Q²= 524,31•Q²

przyłącze CD:

h_CD = (c₂₅₀•l+Σξ•S_k250) • Q² = (1,9839•80+0,21•21,161) • Q²= 163, 16 • Q²

przyłącze DE:

h_DE = (c₂₅₀•l+Σξ•S_k250) • Q² = (1,9839•40+1,92•21,161) • Q²= 119, 99 • Q²

W oparciu o powyższe wzory obliczono straty ciśnienia dla przyłącza oraz wszystkich odcinków lewara. Wyniki tych obliczeń zestawiono w tabeli 6.

Tabela 6.

Zestawienie strat ciśnienia dla przyłącza oraz odcinków lewara.

Q m^3/s	Q^2 ∙10^-4	przyłącze p	Odcinek lewara
			AB
		Δhp=2060,02∙Q^2	ΔhAB=6329,15∙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
0,016	2,56	0,527	1,620
0,02034	4,137	–	–
0,023	5,29	–	–
0,026	6,76	–	–
0,03051	9,309	–	–
0,033	10,89	–	–
0,036	12,96	–	–
0,04068	16,549	–	–
0,043	18,49	–	–
0,046	21,16	–	–

Na podstawie powyższych danych wykonano wykres współpracy studzien z lewarem (rys. 2). Z wykresu odczytano depresje i wydajności poszczególnych studzien oraz depresję w studni zbiorczej, które zestawiono poniżej.

Studnia 1

depresja: s₁= 1,06 m

wydajność: Q₁= 6,89 dm³/s

Studnia 2

depresja: s₂= 1,31 m

wydajność: Q₂= 8,16 dm³/s

Studnia 3

depresja: s₃= 1,42 m

wydajność: Q₃= 8,85 dm³/s

Studnia 4

depresja: s₄= 1,53 m

wydajność: Q₄= 9,11 dm³/s

Studnia zbiorcza

depresja: s_zb= 1,91 m

wydajność: Q_zb= 33,01 dm³/s

3.9. Dobór parametrów oraz wymiarów filtra studziennego.

Dane:

d₅₀=0,28 mm

2r=0,60 m

Dla średnicy równej 0,6 m przyjęto rurę okładzinową ⌀610, 0x11, 0 mm.

Rura okładzinowa: D_z=610,0 mm, D_w=610,0-2∙11,0=588,0 mm.

Dla d₅₀ przyjęto obsypkę dwuwarstwową.

Przyjęto rurę filtrową o średnicy: d_z=305,0 mm, d_w=290,0 mm.

Grubość jednej warstwy obsypki: $\frac{610 - 305}{4} = 76,25\ mm$.

Uziarnienie obsypki.

$\frac{D_{50}}{d_{50}} = 5$ dla osypek wykonanych wewnątrz otworu.

Stąd:

D₅₀^I=5∙0,28=1,40 mm,

D₅₀^II=5∙1,4=7,00 mm.

Przyjęto:

dla D₅₀^I = 1,40 mm przyjęto piasek o uziarnieniu 1,0 ÷ 1,5 mm,

dla D₅₀^I = 7,00 mm przyjęto żwir o uziarnieniu 6,0 ÷ 8,0 mm.

Perforacja rury rdzeniowej.

Założono perforację okrągłą w szachownicę o symetrycznym rozstawie otworów.

Średnica otworów na rurze filtrowej.

d₀ = (2, 5 ÷ 3, 0)•D₅₀^II - dla piasków jednorodnych,

d_0 max ≤ 0, 1 • d_z,

d₀ = (2,5÷3,0) • (6,0÷8,0) = (15÷24) mm. Przyjęto d₀=20 mm.

Powierzchnia przekrojowa jednego otworu.

$f_{0} = \frac{\pi \bullet d_{0}^{2}}{4} = \frac{\pi \bullet 0{,02}^{2}}{4} = 3,14 \bullet 10^{- 4}\ m^{2}$.

Rozstaw otworów.

l = (2,3÷2,8) • d₀ = (2,3÷2,8) • 20, 0 = (46÷56) mm,

Ilość otworów na obwodzie rury filtrowej.

$n = \frac{\pi \bullet d_{z}}{l} = \frac{\pi \bullet 305,0}{46 \div 56} = 17,1 \div 20,8$ przyjęto n=18

Rzeczywisty rozstaw otworów.

$l_{\text{rz}} = \frac{\pi \bullet d_{z}}{n} = \frac{\pi \bullet 305}{18} = 53,2\ mm$

Ilość rzędów na 1mb rury filtrowej.

$m = \frac{1000}{0,5 \bullet l_{\text{rz}}} = \frac{1000}{0,5 \bullet 53,2} = 37$.

Ilość otworów na 1mb rury filtrowej.

N = n • m = 18 • 37 = 666.

Współczynnik przepuszczalności filtru φ.

Dla filtra perforowanego winien on wynosić od 20 do 30 %.

$\varphi = \frac{\Sigma f_{0}}{F} = \frac{666 \bullet 3,14 \bullet 10^{- 4}}{\pi \bullet 0,305 \bullet 1,0} = 0,218$

φ = 21, 8 %.
4. Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej.

Zaprojektowano sieć wodociągową obwodową. Obliczenia hydrauliczne tej sieci przeprowadzono metodą Crossa.

4.1. Dane do obliczeń.

$Q_{srd} = 4041,58\frac{m^{3}}{d} = 46,78\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

$Q_{\text{maxd}} = 6825,55\frac{m^{3}}{d} = 79,00\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

$Q_{\text{maxh}} = 489,68\frac{m^{3}}{h} = 136,02\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

$Q_{\text{minh}} = 0,01 \bullet \% min \bullet Q_{srd} = 0,01 \bullet 1,2 \bullet 4041,58 = 48,50\frac{m^{3}}{h} = 13,47\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

Na podstawie procentowych rozbiorów z węzłów i odcinków, przedstawionych na schemacie sieci wodociągowej, obliczono rzeczywiste rozbiory wody wyrażone w dm₃/s. Wyniki tych obliczeń przedstawiono w tabeli 7.

Tabela 7.

Zestawienie rozbiorów węzłowych i odcinkowych.

Węzeł lub odcinek	Procent rozbioru %	Rozbiory przy: ,dm3/s
		Qmaxh
1	0	0
1-2	2	2,72
1-6	10	13,60
2	10	13,60
2-3	8	10,88
2-4	0	0
3	8	10,88
3-7	9	12,34
4	15	20,33
4-5	5	6,73
5	6	8,19
5-6	7	9,52
5-7	7	9,52
6	7	9,52
7	6	8,19
∑	100	136,02

Rozbiory węzłowe oraz odcinkowe naniesiono na schematy obliczeniowe sieci wodociągowej (rys. 3 i 4)

4.2. Obliczenia wydajności pompowni drugiego stopnia oraz zbiornika sieciowego.

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

$Q_{psr} = \frac{Q_{\text{maxd}}}{T_{p}} = \frac{6825,55}{24} = 284,40\frac{m^{3}}{h} = 79,00\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

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

$Q_{\text{pmax}} = 1,1 \bullet Q_{psr} = 1,1 \bullet 79,00 = 86,90\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

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

$Q_{\text{pm}\text{in}} = 0,9 \bullet Q_{psr} = 0,9 \bullet 79,00 = 71,10\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

W czasie rozbioru Q_maxh woda wypływać będzie ze zbiornika sieciowego w ilości:

$Q_{z} = Q_{\text{maxh}} - Q_{\text{pmax}} = 136,02 - 86,90 = 49,12\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

W czasie rozbioru Q_minh woda dopływać będzie do zbiornika sieciowego w ilości:

$Q_{z} = Q_{\text{pmin}} - Q_{\text{minh}} = 71,10 - 13,47 = 57,63\frac{\text{dm}^{3}}{s}$

4.3. Dobór średnic przewodów wodociągowych.

Wyniki obliczeń przedstawione w 4.1 oraz 4.2 naniesiono na schematy obliczeniowe sieci wodociągowej (rys. 3 i 4), a następnie obliczono wartości natężenia przepływu wody w poszczególnych odcinkach. W oparciu o te przepływy dokonano doboru średnic przewodów, które przedstawiono w tabeli 8.

Tabela 8.

Zestawienie przepływów obliczeniowych oraz charakterystycznych danych odcinków sieci wodociągowej.

Odcinek	Przepływy przy Qmaxh, dm^3/s	Przepływy przy Qminh, dm^3/s	d mm	v m/s	i ‰	l m
	Qpocz	Qkońc	q	0,55∙q	Qobl	Qpocz
P-2	86,90	86,90	0,0	0,0	86,90	71,10
1-2	35,36	32,64	2,72	1,50	34,14	9,75
1-6	32,64	19,04	13,60	7,48	26,52	9,48
2-3	10,88	0,0	10,88	5,98	5,98	40,00
2-4	27,06	27,06	0,0	0,0	27,06	20,00
3-7	23,22	10,88	12,34	6,79	17,85	37,84
4-5	6,73	0,0	6,73	3,70	3,70	17,98
5-6	9,52	0,0	9,52	5,24	5,24	7,19
5-7	17,71	8,19	9,52	5,24	13,43	22,75
7-ZB	49,12	49,12	0,0	0,0	49,12	57,63

Średnice przewodów zostały dobrane dla większego przepływu obliczeniowego (w tabeli wpisane wytłuszczoną czcionką) w taki sposób, aby prędkość przepływu wody była ekonomiczna i wynosiła:

- dla ⌀ ≤ 300mm : v=0,60 – 0,90 m/s

- dla ⌀ > 300mm : v=0,90 – 1,50 m/s

4.4. Obliczenia pojemności sieciowego zbiornika wodociągowego.

Pojemność całkowitą zbiornika wodociągowego obliczono ze wzoru:

V_c = V_uz + V_poz + V_m ,  m³

gdzie:

V_uż – pojemność użytkowa, m³,

V_poż – zapas wody do celów przeciwpożarowych, m³,

V_m – pojemność martwa, m³,

Pojemność użytkową zbiornika obliczono metodą analityczną dla czasu pracy pompowni drugiego stopnia T_p=24 h/d. Wyniki tych obliczeń w %Q_maxd przedstawiono w tabeli 9.

Tabela 9.

Obliczenia pojemności użytkowej zbiornika wodociągowego.

Godzina od – do	Rozbiór wody %	Dostawa wody %	Przybywa do zbiornika %	Ubywa ze zbiornika %	Pojemność 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 pojemność użytkowa zbiornika wystąpi w godzinie 5 – 6 i wynosić będzie 14,39% Q_maxd.

V_uz = 0, 01 • %max • Q_maxd = 0, 01 • 14, 39 • 6825, 55 = 982, 20 m³

Przyjęto zbiornik cylindryczny o wysokości użytkowej warstwy wody H_uż=6,0 m. Średnica zbiornika wyniesie:

$D_{\text{zb}} = \sqrt{\frac{4 \bullet V_{uz}}{\pi \bullet H_{uz}}} = \sqrt{\frac{4 \bullet 982,20}{\pi \bullet 6}} = 14,44\ m$

Przyjęto D_zb=14,5 m.

Rzeczywista pojemność użytkowa:

$V_{uz} = \frac{\pi \bullet D_{\text{zb}}^{2}}{4} \bullet H_{uz} = \frac{\pi \bullet {14,5}^{2}}{4} \bullet 6 = 990,78\ m^{3}$

Zapas wody do celów przeciwpożarowych przyjęto na podstawie Rozporządzenia Ministra Spraw Wewnętrznych i Administracji z dnia 16 czerwca 2003 r. w sprawie przeciwpożarowego zapotrzebowania w wodę oraz dróg pożarowych (Dz. U. Nr 121, poz. 1139 – tabela 1).

Wg tej normy zapas wody do celów przeciwpożarowych zależy od liczby mieszkańców:

od 10001 do 25000 mieszkańców – zapas wody 200 m³.

Dla miasta o liczbie mieszkańców 18900 przyjęto V_poż=200 m³.

Wysokość warstwy pożarowej:

$H_{poz} = \frac{4 \bullet V_{poz}}{\pi \bullet D_{\text{zb}}^{2}} = \frac{4 \bullet 200}{\pi \bullet {14,5}^{2}} = 1,21\ m$

Pojemność martwa zbiornika zależy od jego konstrukcji. Przyjęto wysokość warstwy martwej H_m=0,4 m.

Obliczenie pojemności martwej:

$V_{m} = \frac{\pi \bullet D_{\text{zb}}^{2}}{4} \bullet H_{m} = \frac{\pi \bullet {14,5}^{2}}{4} \bullet 0,4 = 66,05\ m^{3}$

Obliczenie wysokości użytkowej rzeczywistej:

$H_{uz} = \frac{4 \bullet V_{uz}}{\pi \bullet D_{\text{zb}}^{2}} = \frac{4 \bullet 990,78}{\pi \bullet {14,5}^{2}} = 6,0\ m$

Całkowita wysokość zbiornika:

H_c = H_uz + H_poz + H_m = 6, 0 + 1, 21 + 0, 4 = 7, 61 m

Całkowita pojemność zbiornika:

V_c = V_uz + V_poz + V_m = 990, 78 + 200 + 66, 05 = 1256, 83 m³

4.5. Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej dla maksymalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_maxh).

Schemat obliczeniowy sieci wodociągowej dla rozbioru Q_maxh przedstawiono na rys. 3, zaś obliczenia w tabeli 10. Wysokość ciśnienia gospodarczego w sieci wodociągowej zależy od liczby kondygnacji zaopatrywanych w wodę budynków. Liczba kondygnacji została podana w temacie niniejszej pracy i wynosi 5. Ze wzoru H_gosp=4n+10 wyliczono H_gosp=30 m. Ciśnienie gospodarcze wynosi suma rzędnej terenu i H_gosp. Rzędne linii ciśnienia w tabeli 10 obliczono rozpoczynając od węzła nr 5, jako najniekorzystniej usytuowanego.

4.6. Obliczenia hydrauliczne sieci wodociągowej dla minimalnego godzinowego zapotrzebowania na wodę (Q_minh).

Schemat obliczeniowy sieci wodociągowej dla rozbioru Q_minh przedstawiono na rys. 4, zaś obliczenia w tabeli 11. Rzędną zwierciadła wody w zbiorniku w tabeli 11 obliczono dodając do rzędnej zwierciadła wody w zbiorniku w tabeli 10 wysokość użytkowej warstwy wody h_uż = 6,0 m. Rzędne linii ciśnienia zamieszczone w tabeli 11 obliczono rozpoczynając od rzędnej zwierciadła wody w zbiorniku.

Na podstawie wyników obliczeń sieci wodociągowej (tabela 10 oraz 11) sporządzono wykres linii ciśnienia wody (rys. 6, skala 1:200/5000). Plan sytuacyjny zaprojektowanej sieci wodociągowej w skali 1:5000 przedstawiono na rys. 8.
5. Dobór pomp w pompowni II stopnia.

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

Dane:

- wydajność pompowni przy rozbiorze Q_maxh: Q_pmax = $86,90\frac{\text{dm}^{3}}{s}$ ,

- wydajność pompowni przy rozbiorze Q_minh: Q_pmin = $71,10\frac{\text{dm}^{3}}{s}$ ,

- rzędna linii ciśnienia w pompowni przy rozbiorze Q_maxh: Rz_Qmaxh = 181,96 m npm,

- rzędna linii ciśnienia w pompowni przy rozbiorze Q_minh: Rz_Qminh = 190,23 m npm,

- rzędna dolnego zwierciadła wody w zbiorniku dolnym: Rz_wd = 141,22 m npm,

- rzędna górnego zwierciadła wody w zbiorniku dolnym: Rz_wg = 143,93 m npm,

- strata ciśnienia w pompowni przy rozbiorze Q_maxh: h_pmax = 2,52 m.

Należy obliczyć stratę ciśnienia w pompowni przy rozbiorze Q_min.

Strata ciśnienia w pompowni zależy od jej wydajności:

Δh_pmax=k_p∙Q_pmax² , m

gdzie:

kp – współczynnik oporności przewodów i armatury w pompowni.

Stąd

$k_{p} = \frac{h_{\text{pmax}}}{Q_{\text{pmax}}^{2}} = \frac{2,52}{{0,0869}^{2}} = 333,7\frac{s^{2}}{m^{5}}$

oraz

Δh_pmin = k_p • Q_pmin² = 333, 7 • 0, 0711² = 1, 69 m

W celu doboru pomp należy obliczyć ich wysokości podnoszenia przy rozbiorze Q_maxh oraz Q_minh.

Przy rozbiorze Q_maxh występuje minimalna wysokość podnoszenia pomp H_pmin, natomiast przy rozbiorze Q_minh – maksymalna wysokość podnoszenia pomp H_pmax.

Obliczenie wysokości podnoszenia pomp przy rozbiorze Q_maxh :

H_pmin = Rz_Qmaxh + h_pmax − Rz_wg = 181, 96 + 2, 52 − 143, 93 = 40, 55 m.

Obliczenie wysokości podnoszenia pomp przy rozbiorze Q_minh :

H_pmax = Rz_Qminh + h_pmin − Rz_wd = 190, 23 + 1, 69 − 141, 22 = 50, 70 m.

Obliczone wysokości podnoszenia pomp oraz wykres linii ciśnień przedstawiono na rys. 6.

Założono ze w pompowni II stopnia pracować będą dwie pompy połączone równolegle. Poniżej obliczono wydajność jednej pompy.

Wydajność jednej pompy przy rozbiorze Q_maxh:

$Q_{p_{1}\max} = \frac{Q_{\text{pmax}}}{2} = \frac{86,90}{2} = 43,45\ \frac{\text{dm}^{3}}{s} = 156,42\ \frac{m^{3}}{h}$

Wydajność jednej pompy przy rozbiorze Q_minh:

$Q_{p_{1}\min} = \frac{Q_{\text{pmin}}}{2} = \frac{71,10}{2} = 35,55\ \frac{\text{dm}^{3}}{s} = 127,98\ \frac{m^{3}}{h}$

Obliczenie średniej wydajności Q_p1ps oraz wysokości podnoszenia H_psr jednej pompy.

$Q_{psr} = \frac{Q_{p_{1}\max} + Q_{p_{1}\min}}{2} = \frac{43,45 + 35,55}{2} = 39,50\ \frac{\text{dm}^{3}}{s} = 142,20\ \frac{m^{3}}{h}$

$H_{psr} = \frac{H_{\text{pmax}} + H_{\text{pmin}}}{2} = \frac{40,55 + 50,70}{2} = 45,63\ m$.

Z katalogu pomp Leszczyńskiej Fabryki Pomp dobrano pompę typu 100PJM215. Na rysunku nr 6 przedstawiono charakterystykę wyżej wymienionej pompy oraz naniesiono punkty P₁ i P₂, których współrzędne odpowiadają wydajności oraz wysokości podnoszenia jednej pompy przy rozbiorze Q_maxh (P₁) i rozbiorze Q_minh (P₂). Współrzędne charakterystyki tej pompy zestawiono w tabeli 12.

Tabela 12.

Zestawienie współrzędnych charakterystyki pomp

Nr punktu na wykresie	1	2	3	4	5
Qp, m^3/h	90	127	162	191	215
d2∙Qp, m^3/h	180	254	324	382	430
Hp, m	53,0	48,0	39,0	26,0	8,0

Na rysunku 7 narysowano również charakterystykę dwóch pomp typu 100PJM215 połączonych równolegle oraz naniesiono punkty P₃ i P₄, których współrzędne odpowiadają wydajności oraz wysokości podnoszenia dwóch pomp przy rozbiorze Q_maxh (P₃) i rozbiorze Q_minh (P₄).

6. Opis techniczny.

Praca zawiera projekt koncepcyjny ujęcia wody gruntowej oraz sieci wodociągowej dla miasta nr 2, które w kresie perspektywicznym liczyć będzie 18900 mieszkańców. Sieć wodociągowa zasilana będzie w wodę przez pompownię drugiego stopnia oraz zbiornik sieciowy centralny.

6.1. Ujęcie wody.

Maksymalna dobowa wydajność ujęcia wody wynosi 7027,63 m³/d. Składa się ono z 8 studzien wierconych, które pobierać będą wodę z warstwy wodonośnej o zwierciadle swobodnym. Miąższość warstwy wodonośnej wynosi 19,3 m. Studnie zlokalizowane zostały w jednej grupie. Odległość między studniami wynosi 80 m. Połączone one będą przewodem lewarowym o średnicy od 125 mm do 250 mm ze studnią zbiorczą, z której woda dostarczana będzie do Zakładu Uzdatniania. Przewód lewarowy ułożony będzie równolegle do linii studzien.

6.2. Pompownia drugiego stopnia.

Zaprojektowano sieć wodociągową jednostrefową, składającą się z dwóch zamkniętych obwodów. Trasy przewodów magistralnych usytuowano wzdłuż ciągów komunikacyjnych. Obliczenia sieci przeprowadzono metodą Crossa dla rozbioru Qmaxh = 136,02 dm³/s, oraz dla rozbioru Qminh = 13,47 dm³/s.

Przewody wodociągowe tworzące sieć wodociągową, składać się będą z następujących elementów:

• rur prostych żeliwnych,

• kształtek, stosowanych do: zmiany kierunku przewodów (łuki, kolana), wykonania odgałęzień (trójniki, czwórniki), zmiany średnicy (zwężki),

• uzbrojenia: zasuw, hydrantów pożarowych, odwadniaków oraz odpowietrzników.

Zasuwy na przewodach rozmieszczono tak, aby spełnione były warunki:

• przewód rozdzielczy oddzielony był zasuwą od przewodu magistralnego,

• przewód o mniejszej średnicy oddzielony był zasuwą od przewodu o średnicy większej,

• w razie awarii danego odcinka zasilanie wodą sąsiednich przewodów rozdzielczych powinno być zapewnione przez właściwe umieszczenie zasuw.

Ze względów pożarowych zasuwy rozmieszczono tak, aby dla wyłączenia odcinka nie trzeba było zamykać więcej niż 5 zasuw, a na wyłączonym odcinku nie było więcej niż 4 hydranty.

Do budowy sieci należy użyć rur żeliwnych kielichowych o następujących średnicach i długościach:

125 mm l = 355 m,

200mm l = 315 m,

225 mm l = 270 m,

250 mm l = 1305 m,

280 mm l = 885 m,

315 mm l = 165 m

355 mm l = 375 m.

Plan sytuacyjny sieci wodociągowej przedstawiono na rys. 8.

6.3. Pompownia drugiego stopnia.

Pompownię drugiego stopnia zlokalizowano na terenie Zakładu Uzdatniania Wody podziemnej. Ma ona za zadanie tłoczenie wody do sieci wodociągowej. W pompowni zaprojektowano dwie pompy typu 100PJM215 połączone równolegle.

6.4. Zbiornik sieciowy.

Zbiornik sieciowy zlokalizowany został na północ od granicy zabudowy w terenie o rzędnej 150,10 m npm. Jego zadaniem będzie wyrównanie nierównomierności między poborem a dostawą wody, zapewnienie odpowiedniego ciśnienia wody w sieci oraz utrzymanie zapasu wody na wypadek pożaru. Zaprojektowano zbiornik jednokomorowy, cylindryczny o pojemności użytkowej V_uż = 990,78 m³, średnicy d = 14,5 m oraz wysokości użytkowej warstwy wody h_uż = 6,0 m. Zapas wody na cele pożarowe V_poż = 200,0 m³, a wysokość warstwy pożarowej h_poż = 1,21 m.