WODOCIĄGI

Podstawy zaopatrzenia w wodę:

1. Warunki pracy wodociągu jako systemu zaopatrzenia w wodę

Wodociąg - zespół skoordynowanych i współpracujących inżynierskich urządzeń i obiektów, służących do zaopatrzenia ludności i przemysłu w wodę.

System zaopatrzenia w wodę - („rozbudowany” wodociąg) jest to system techniczny, mający za zadanie dostarczenie potrzebnych, uzgodnionych ilości wody o odpowiedniej (normatywnej) i wymaganej jakości i pod mieszczącym się w odpowiednim zakresie ciśnieniem (ILOŚĆ, JAKOŚĆ, CISNIENIE).

System zaopatrzenia w wodę powinien spełniać:

• kryteria ekonomiczne ( min. koszty eksploatacji),

• kryteria niezawodnościowe:

- niezawodność mechaniczna (prawdopodobieństwo niewystąpienia uszkodzeń rurociągu),

- niezawodność hydrauliczna.

Skład systemu wodociągowego:

1. Źródła wody naturalnej:

- podziemne,

- powierzchniowe płynące ( rzeki, potoki),

- powierzchniowe stojące ( zbiorniki naturalne i sztuczne),

- infiltrowane ( pośrednie pomiędzy wodami powierzchniowymi a podziemnymi), są to wody powierzchniowe wprowadzone do warstwy podziemnej.

2. Ujęcia wód (są to urządzenia za pomocą których czerpiemy wodę).

3. Stacje uzdatniania wody.

4. Zbiorniki dolne i górne zw. sieciowymi.

5. Pompownie.

6. Zbiorniki ciśnieniowe.

7. Sieci wodociągowe magistralne (główne przewody wodociągowe i rozdzielcze).

2. Zapotrzebowanie na wodę

Cele używania wody:

komunalne (do zaopatrzenia ludności miast),

przemysłowe,

rolnicze.

Czynniki kształtujące ilość zapotrzebowanej wody:

• odbiorcy (liczba ludności, nawyki ludności, standard sanitarnego wyposażenia mieszkań, sprzęt gospodarstwa domowego),

- przemysł ( wielkość, rodzaj i technologia ),

- rolnictwo ( powierzchnia, rodzaj i liczba zwierząt hodowlanych ).

Czynniki meteorologiczne:

ciśnienie w sieci wodociągowej - potrzeba racjonalizacji ciśnienia wody,

opady,

cena wody i stopień wodomierzowania,

czas,

rodzaj i wielkość obszaru danego systemu wodociągowego.

Horyzont prognozy - okres wyprzedzenia:

Prognozy bieżące ( Krótkoterminowe wykonane z wyprzedzeniem od 1h do 5 lat, wykorzystywane w bieżącej eksploatacji systemu wodociągowego w optymalnym sterowaniu dystrybucją wody i rozdziałem dyspozycyjnym zasobów wody. Sterowanie wydajnościami pompowni. Minimum kosztów eksploatacji (energii).

Prognozy średnioterminowe wykonywane z wyprzedzeniem średnio do 25 lat. Wykorzystywane w prognozowaniu i projektowaniu rozbudowy systemów już eksploatowanych i nowych. O k r e s 25 l a t - o k r e s p e r s p e k t y w i c z n y, dla którego przewiduje się pełne wykorzystanie rozbudowanego projektu. Generalnie dotyczy okresu, dla którego znane są koncepcje, plany rozbudowy i zagospodarowania przestrzennego. Plany te są podstawą do projektowania.

Prognozy długoterminowe - strategiczne, dla okresu dłuższego niż 25 lat. Nie są znane szczegółowe plany rozwoju. Są wykorzystywane nie dla miast a dla regionów wodno-gospodarczych.

Metody prognozowania w zależności od rodzaju prognoz:

• wykonuje się we wsparciu o modele statystyczne, w szczególności o metody opisu i prognozowania statystycznych szeregów czasowych ( czas dzielimy na jednostkowe przedziały) :

• wykres schodkowy poboru wody uśredniony w jednakowych przedziałach czasu ( z reguły 1 godzinowe w krótkoterminowych, a w średnioterminowych - 1 dobowe i 1 miesięczne ).

{q_t} t = 1, 2, ..., N gdzie N- liczba elementów. Zbiór tych wartości w jednakowych przedziałach czasowych nosi nazwę STATYSTYCZNEGO SZEREGU CZASOWEGO.

Czynniki o charakterze cyklicznym, proces niestacjonarny:

q_t = D_t + a_t t = 1, 2,..., N gdzie: D_t - składowa deterministyczna opisana np. za pomocą odpowiednich zależności (teoretycznych i empirycznych),

a_t - składowa bazowa opisana w kategoriach prawdopodobieństwa.

D_t = TR_t + w_t gdzie: TR_t - trend wartości oczekiwanych szeregu, opisując jak zmienia się jego wartość średnia w dłuższym okresie czasu,

w_t - komponenta losowa ujmująca cykliczne zużycia

wody w dłuższym przedziale czasu.

a_t = Ak_t + KR_t + ε_t gdzie: Ak_t - komponenta autokorelacyjna uwzględnia fakt, iż wartości procesu bliskie sobie w czasie są nawzajem od siebie zależne,

KR_t - komponenta korelacyjna: uwzględnia wpływ wartości na przebieg czynników o charakterze czysto losowym ( np. temperatura powietrza i opady - wzrost temp. ponad górną wartość podwyższa zużycie, natomiast opadów obniża zużycie ).

Prognozy - zbiór czynników pomiarów z przeszłości wystarczy do precyzyjnego zaprogramowania zmian szeregu czasowego, pod warunkiem, że horyzont prognozy nie będzie zbyt odległy.

Prognozy na 24 kroki naprzód

Koszty powinny być minimalizowane (najmniejsze zużycie energii - prognozy bieżące

potrzeb wody, wydajność pompowni).

Im dłuższy okres wyprzedzenia, tym mniejszą ilość komponent uwzględnia się:

1. do 25 lat ( pomijamy komponentę losową )

2. dłuższe ( bazują na trendzie wartości )

3. średnioterminowe - od 5 do 25 lat ( programowanie i projektowanie modernizacji), są dwie metody:

• metoda statystyczna - danymi wyjściowymi są obserwacje - wyniki pomiarów (globalna produkcja),

• metoda wskaźnikowa - wskaźniki jednostkowego zapotrzebowania na wodę na różne cele. Zapotrzebowanie na wodę w mieście traktowane jest jako suma zużyć cząstkowych na określone cele. Najczęściej są ujmowane w tych prognozach następujące grupy zużycia wody:

• na zaspokojenie potrzeb bytowych i higieniczno -sanitarnych mieszkańców miasta, oddzielnie w domach wielorodzinnych i oddzielnie w jednorodzinnych. Uwzględnia się przy tym standardy sanitarnego wyposażenia mieszkań. Wyróżnia się sanitariaty wg 5 klas i przyjmuje się odpowiednie wartości wskaźnika zapotrzebowania na wodę w dm³/1 mieszkańca/dobę,

• potrzeby instytucji publicznych, handlu oraz usług,

• pobór wody przez zakłady przemysłowe i przez innych odbiorców nie uwzględnionych w pozostałych grupach,

• potrzeby transportu,

• utrzymanie (zraszanie) zieleni w lecie,

• utrzymanie czystości ulic i lasów,

• potrzeby własne wodociągów,

• straty - czyli przecieki w przewodach zewnętrznych oraz zużycie wody do płukania sieci wodociągowych,

• inne potrzeby - niezidentyfikowane i niezmierzone.

W praktyce w systemach już eksploatowanych szczegółowa specyfikacja zużycia wody jest związana z dostępnością rzeczywistych danych o zużyciu na poszczególne potrzeby.

Szczególnie istotne i ważne jest to, aby przy sporządzaniu prognoz dla systemu wodociągowego już istniejącego były uwzględnione informacje o rzeczywistych wartościach wskaźników zużycia - obecnie i obserwowanych w przeszłości.

W praktyce obecnie przy sporządzaniu prognoz średnioterminowych wykorzystuje się dwie metody podane wcześniej.

W Polsce od 1990 roku praktycznie we wszystkich systemach wodociągowych obserwowany jest trend spadkowy globalnej produkcji i zużycia wody. Ten trend spadkowy występuje we wszystkich miastach - wielkości spadku są zróżnicowane. Dla zilustrowania skali spadku podajemy wartości tego spadku w systemach wodociągowych:

Wrocław 1989 270 000 m³/dobę

1994 200 000 m³/dobę

• 180 000 m³/dobę

• 150 000 m³/dobę

Łódź 1989 350 000 m³/dobę

• 333 000 m³/dobę

• 300 000 m³/dobę

• 273 000 m³/dobę

• 235 000 m³/dobę

Gdańsk 1992 161 000 m³/dobę

• 125 000 m³/dobę

• 96 000 m³/dobę

Są miasta, w których wielkość tego spadku jest mniejsza np. Piotrków Trybunalski.

Przyczyny spadku, który występuje od 1990 roku:

1. Prowadzenie gospodarki wolnorynkowej oraz urealnienie opłat za pobór wody i odprowadzanie ścieków.

2. Masowe instalowanie wodomierzy domowych i ograniczenie marnotrawstwa wody (średnio w skali kraju 80% straty przekraczają potrzeby).

3. Racjonalizacja ciśnienia w sieci wodociągowej - ciśnienie ma decydujący wpływ na stopień awaryjności przyborów sanitarnych w budynkach i na straty w instalacji zewnętrznej i przewodach wewnętrznych. Wprowadza się odpowiednie struktury - nie mogą występować znaczne nadwyżki ponad ciśnienie panujące i wystarczające dla dobrej pracy sieci. Im wyższe ciśnienie tym gwałtowniej rośnie stopień awaryjności spłuczek ustępowych.

4. Zmniejszenie zużycia wody przez przemysł - od 10 % do 75% ( np. Łódź, Brzeg: 1990 - 24 000 m³/dobę, obecnie - 11 000 m³/dobę ).

Spadek zużycia wody spowodował zmianę struktury zużycia wody ( w latach 80 - tych 55% zużycie wynosiło w skali roku a teraz ok. 73% wynosi zużycie ).

Podstawowe zużycie: strefa mieszkalnictwa, a reszta to 25%.

(W Niemczech w latach 1980 - 83 występował stały wzrost wskaźnika 117 itrów/mieszkańca/dobę, w latach 1983 - 173 itrów/mieszk./dobę. Obecnie wskaźnik ten wynosi średnio 117 l/mieszk./dobę a w niektórych miejscach 123l/mieszk./dobę.

5. Wprowadzenie ulepszeń urządzeń, pralek i zmywarek do naczyń. Spłukiwanie toalet z 9 litrów na 6 litrów (nowa norma w Niemczech).

Spadek nie może spadać zbyt daleko, nie może spaść poniżej 80 m³/mieszk./dobę.

Globalne zużycie w Polsce: 150 litrów /mieszk./dobę.

Kształtując potrzeby wody trzeba brać pod uwagę doświadczenie krajów zachodnich o ustabilizowanej gospodarce rynkowej (w Niemczech wskaźniki nie przekraczają 120 - 125 litrów/mieszk./dobę w sferze mieszkalnictwa).

Trzeba brać pod uwagę:

1. Tendencje ujawniające się i przyczyniające do spadku poboru wody w gospodarstwach domowych (w sferze mieszkalnictwa).

2. Wymianę starych urządzeń gospodarstwa domowego na nowe i ulepszone.

3. Ograniczenie zużycia wody pitnej.

Ujawniają się też tendencje do większej częstotliwości używania natrysków, pralek i zmywarek, co może prowadzić do większego zużycia wody - prognozy powinny być opracowywane i weryfikowane w sposób ciągły w oparciu o systematyczne pomiary rzeczywistego zużycia wody.

Podstawy obliczeniowe zapotrzebowania na wodę:

Aktualny, ogólny plan perspektywiczny zagospodarowania przestrzennego miasta - plany są sporządzane przez pracownie urbanistyczne miasta i powinny w nich być wszystkie niezbędne informacje dla sporządzenia prognoz (o rozwoju demograficznym miasta, o standardzie sanitarnego wyposażenia mieszkań, o rozwoju przemysłu, usług). Obszar miasta podzielony jest na jednostki strukturalne - ich liczba wynosi od kilku do kilkunastu (zależy od wielkości miasta) - przewidziane są tereny pod mieszkania. Sporządzając projekty opieramy się o plany aktualne urbanistycznie (aktualizowane co 5 lat).W ostatnich latach sposób sporządzania planów się zmienił - podawane są tzw. chłonności a nie liczby mieszkańców.

Projektując - podstawowe elementy systemu muszą być wykorzystywane w okresie perspektywicznym (znane kierunki przyszłego rozwoju).

Studium kierunkowe - w pracowniach urbanistycznych podane są możliwe kierunki przyszłego rozwoju miasta w oparciu o chłonności (kłonności) regionów miasta.

Systemy już istniejące - informacje o przeszłych i aktualnych wskaźnikach rzeczywistych poboru wody na poszczególne cele. Specyfikacja potrzeb wodnych jest wykrywana w oparciu o obserwacje.

Dane dotyczące przewidywanych w przyszłości wskaźników wody na poszczególne cele oraz wartości tzw. nierównomierności poboru wody:

• Współczynnik nierównomierności dobowej poboru wody k_d:

k_d =Q_{maks d}/Q_{śr d} gdzie: Q_{maks d} - maksymalne dobowe zużycie wody w skali roku,

Q_{śr d} - średnie dobowe zużycie wody w skali roku.

• Współczynnik nierównomierności godzinowej poboru wody k_g

(dwa szczyty: rano i wieczór)

k_g = Q_{maks h}/Q_{śr h}

Aby określić miarodajne zużycie wody musimy dysponować:

• Wskaźnikami jednostkowymi zapotrzebowania na wodę na poszczególne cele.

• Wartościami wskaźników nierównomierności dobowej i godzinowej poboru wody na poszczególne cele

• Wartości poboru wody dla całego miasta, w szczególnych przypadkach musimy wykreślić histogramy godzinowego poboru wody na poszczególne cele (szczyty mogą się pojawić w różnych godzinach - histogramy różnią się od siebie: sumowanie szczytów da wartość wyższą niż rzeczywisty szczyt poboru wody).

Straty wody w sieci wodociągowej i zużycie wody do płukania sieci:

Straty stanowią ważny element w specyfikacji potrzeb zużycia wody. Ich minimalizacja jest ważnym zadaniem w modernizacji eksploatowanego systemu wodociągowego.

Różnica między ilością wody wtłaczanej do sieci a ilością wody sprzedanej do odbiorcy to strata.

Straty dzielimy na:

• rzeczywiste - przeciekowe sieci zewn. i wew.,

• pozorne - spowodowane błędami obliczeniowymi, nie uwzględnione prognozowanie rozruchu wodomierzy (małe ilości wody - wodomierz nie działa), W praktyce produkowane są wodomierze klasy A, B i C (dokładne); kradzieże - nielegalne przyłącza wodociągowe.

Nie wiemy jaki jest udział strat pozornych w rzeczywistych (w Niemczech straty rzeczywiste to 50 - 70% strat całkowitych).

Straty wody w sieciach wew. powinny być odnoszone do jednostki długości w m³/dobę/km sieci (od 8 do100m³/dobę na Śląsku - ruchy górotworu, góry 80 m³/dobę/km sieci).

Przepisy zachodnie - (od 1,4 do 4 m³/dobę/km sieci zależy od rodzaju gruntu), woda wypływa i można awarie szybko zlikwidować a w gruntach skalistych strat nie widać (np. Polanica Zdrój - wykrycie przez korelator w którym specjalne czujniki wysyłają impulsy).

Zapotrzebowanie wody na cele gaśnicze: woda czerpana z hydrantów pod odpowiednim ciśnieniem; należy uwzględnić dodatkowe rozbiory wody w danym mieście.

Do gaszenia pożarów wykorzystywana jest woda z hydrantów. Ilość wody potrzebnej zależna

jest od ilości ludności danego miasta.

Liczba mieszkańców	qpoż [dm^3/h].	Zapas wody w zbiorniku*
do 2 000 2 001 - 5 000 5 001 - 10 000 10 001 - 25 000 25 001 - 100 000 ponad 100 000	5 10 15 20 40 60	50 100 150 200 400 600

* może być zczerpany tylko podczas gaszenia pożaru

Zasada obliczania strat hydraulicznych w przewodach wodociągowych:

• Straty spowodowane oporami liniowymi (tarcie cieczy o ścianki rury, tarcie wew.)

Straty wysokości ciśnienia w prosto osiowym przewodzie o niezmiennej średnicy, pracującym pod ciśnieniem obliczmy:

Δh = λ ⋅ L/D_w ⋅ v²/2g - wzór Darcye'go - Weisbacha

gdzie: λ - wspł. oporów liniowych, którego wartości oraz rodzaj i liczba parametrów są zależne od rodzaju ruchu wewnątrz przewodu; kłopot z wy znaczeniem,

L - długość odcinka przewodu,

D_w - średnica wew.,

v - średnia w przekroju prędkość przepływu strumienia wody.

Kryterium określające rodzaj ruchu - liczba Reynoldsa: Re = v⋅d/ν (kryterium podobieństwa dla zjawisk w których decydującą rolę odgrywają siły tarcia).

Graniczna wartość dolna: 2320 poniżej w przewodzie wyst. przepływ laminarny (=uwarstwiony) - cząsteczki poruszają się wyłącznie w kierunku równoległym do osi rurociągu. W obszarze ruchu laminarnego λ_o.

λ_o = 64/Re Re є 2320 - 50000 - ruch laminarny lub przejściowy ( drgania rury, chropowatość), dlatego nie jest stała tylko jest z pewnego zakresu.

Ruch turbulentny (= burzliwy) - niektóre cząstki strumienia H₂O poruszają się nie tylko równolegle ale także pojawiają się drgania poprzeczne.

Wyróżnia się 3 strefy:

1. Strefa rur hydraulicznie gładkich

λ = f(Re)

II. Strefa przejściowa ruchu burzliwego

Gdy Re rośnie grubość podwarstwy laminarnej zmniejsza się λ = f(Re, ε₁,...,ε_n). Parametry ε₁,...,ε_n opisują geometryczne podobieństwo powierzchni wewnętrznej rurociągu.

III. Strefa kwadratowej zależności oporów od prędkości przepływu. Grubość podwarstwy laminarnej nadal się zmniejsza aż w ogóle znika (= strefa oporów kwadratowych).

λ = f(ε₁, ε₂, ε_n)

Δh są zależne tylko od v²

λ nie jest tu zależne od Re

Te 3 strefy można zilustrować graficznie (ujęcie graficzne zależności dla rur technicznych):

1. Strefa przepływów laminarnych.

2. Strefa przepływów przejściowych.

3., 4., 5. Obszar przepływów burzliwych.

3. Obszar rur hydraulicznie gładkich.

4. Obszar przejściowy ruchu burzliwego.

5. Strefa oporów kwadratowych.

k/d_w - względna chropowatość ścianki rury (gdzie: k - chropowatość bezwzględna rozumiana jako średnia wysokość nierówności na ściance rury, d_w - średnica wew.).Nie opisuje ona w pełni geometrycznego podobieństwa rur. Jest różna dla różnych rur (wykonanych z różnych materiałów).

Dzięki wynikom badań Nikuradzego (wnętrze rur wyklejał piaskiem o ściśle określonej średnicy ziaren - sztuczna chropowatość piaskowa). Opracował wykres (różni się w strefie przejściowej od poprzedniego. Średnica ziaren piasku, którym zostało wyklejone wnętrze rury stanowi punkt odniesienia do którego będziemy porównywali wyniki badań rur technicznych.

Do obliczania strat spowodowanych oporami liniowymi stosujemy wzór Darcy'ego - Weisbacha jak również Kolebruka - Wheita dla wszystkich 3 stref ruchu burzliwego (wzór uniwersalny, aproksymacyjny (= przybliżający rzeczywiste wartości)).

1/λ = - 2 log [ 2,51/Re λ + k₂/D_w/3,71 ]

• Gdy Re jest mała 2,51/Re λ - przyjmuje relatywnie duże wartości w stosunku do wartości członu drugiego, wobec czego człon drugi w nawiasie może być pominięty i wzór K - W przechodzi we wzór Plata - Karmana dla strefy rur hydraulicznie gładkich

• Gdy Re jest duża wartość liczbowa pierwszego członu jest niewielka w stosunku do wartości członu drugiego i może być pominięta mamy wtedy do czynienia ze wzorem Prandtla dla strefy oporów kwadratowych.

k₂ - zastępcza chropowatość piaskowa wg Nikuradzego.

Średnica ziaren piasku, która wpływa analogicznie na wartość wspł. λ w strefie oporów kwadratowych jak rzeczywiste nierówności na ściance rury; nie może być utożsamiana z rzeczywistą chropowatością ścianki rury; jest to wartość umowna, obliczeniowa, odniesiona do wyników badań Nikuradzego.

Dzięki wprowadzeniu k₂ możemy się w praktyce posługiwać jednym wzorem na określenie λ w rurach technicznych.

Podział rur przesyłowych:

• Gładkie - wykonane z tworzyw sztucznych: PE, PCV - utwardzony polichlorek winylu. Strefa rur hydraulicznie gładkich; wartości zastępczych chropowatości ich ścianek praktycznie nie zmieniają się w czasie wieloletniej eksploatacji; chropowatości wynoszą: 0,01 - 0,05 mm.

• Rury, które w czasie eksploatacji podlegają procesowi hydraulicznego starzenia się. Proces ten polega na tym, iż na ściankach przewodów tworzą się inkrustracje z osadów wytrąconych z wody, co sprawia, że w miarę upływu czasu zmniejsza się przekrój czynny strumienia wody i zwiększa się chropowatość wew. rury (rury żeliwne i stalowe).

W Polsce rury zbudowane są w 70 - 90% z rur żeliwnych i stalowych (zmniejszają swoją przepustowość podczas eksploatacji).

k₂ w rurach żeliwnych i stalowych wynosi kilkadziesiąt mm

Opory hydrauliczne w rurach stalowych, żeliwnych są większe lub równe oporom hydraulicznym rurom z PE i PCV.

• Rury betonowe, azbestowo - cementowe - podlegają procesowi hydraulicznego starzenia się, jednak kilkakrotnie razy wolniej.

k₂ rur żelbetowych i azbestowo - cementowych zwiększa się o ok. 20%.

Δh = λ ⋅ L/D_w ⋅v²/2g

i = Δh/l = λ ⋅ 1/D_w ⋅ v²/2g

F = πD_w²/4, v = Q/F

i = C ⋅ Q²

Δh = C ⋅ L ⋅Q²

C - współczynnik oporności właściwej [s²/m⁶]

C = 8/g ⋅ π² ⋅ 1/D_w⁵ ⋅λ = 0,0827 ⋅ D_w^-5 ⋅λ

Wartości liczbowe są zależne od Re w strefie rur gładkich, natomiast w strefie oporów kwadratowych będą zależne wyłącznie od względnej chropowatości.

Jeśli przepływy znajdują się w strefie oporów kwadratowych to można przyjmować stałe wartości parametru C dla rur o określonej chropowatości k₂.

W przewodach eksploatowanych dłużej niż 6-7 lat mamy w praktyce do czynienia ze strefą oporów kwadratowych, przyjmujemy wtedy stałe wartości C;

dla rur wykonywanych z innych materiałów C będzie zależne od prędkości przepływu.

Liczbowe wartości C znajdują się w literaturze dla rur o określonym k₂ i D_w.

C ⋅ L = K [s²/m²] - oporność hydrauliczna odcinka przewodu o długości L

Δh = K ⋅ Q² - wysokość strat

Przepływność - pojecie przeciwstawne do oporności

M = 1/ C [m³/s] - natężenie przepływu przy jednostkowym spadku hydraulicznym; określa przepustowość rurociągu; umożliwia porównanie pod względem hydraulicznym przewodów wykonanych z różnych materiałów albo przewodów eksploatowanych przez różny okres czasu.

W sieciach wodociągowych mamy również do czynienia z oporami miejscowymi (obecność kształtek i armatury - łączenie i rozdział strumieni wody itd.).

Wysokość strat hydraulicznych spowodowane oporami miejscowymi:

Δh_m = ζ ⋅ v²/2g ζ - wspł. oporów miejscowych, zależy od Re i od pewnej liczby parametrów opisujących geometryczne podobieństwo organu deprymogenicznego - powodującego opór miejscowy.

v = Q/F, F = πD_w²/4

Δh_m =ζ ⋅ 0,0827 ⋅ D_w^-4 ⋅ Q² = k_m ⋅ Q²

k_m = 0,0827 ⋅ ζ ⋅ D_w^-4 - analogia do oporności k odcinka przewodu o długości L.

Opór miejscowy możemy zastąpić oporem liniowym w odcinku przewodu L_z (długość zastępcza przewodu zastępująca opór miejscowy charakteryzowany za pomocą ζ).

L_z można przedstawić:

L_z = 0,0827/C⋅D_w ⋅ζ

Łączne straty hydrauliczne LINIOWE + MIEJSCOWE:

Δh = Δh_l + Δh_m = (k + k_m) ⋅ Q² = (c ⋅ L + 0,0827 ⋅ D^-4 ⋅ Σζ ) ⋅ Q²

Układy przewodów

Woda czerpana z ujęć jest dostarczana po uzdatnieniu grawitacyjnie lub za pomocą pomp do przewodów wodociągowych tranzytowych, którymi dopływa do obszaru zapotrzebowania i jest rozprowadzana za pośrednictwem sieci rozdzielczej do poszczególnych odbiorców. Przewody wodociągowe i sieć rozdzielcza współpracują więc z ujęciami wody, stacjami uzdatniania, z pompowniami i zbiornikami wyrównawczymi lub urządzeniami hydroforowymi, tworząc razem całość do zaopatrzenia w wodę.

W sieciach wodociągowych mamy do czynienia z układami połączonymi szeregowo lub równolegle.

Układ przewodów połączonych szeregowo:

W połączeniu szeregowym:

Δh = Δh₁ + Δh₂ + Δh₃ +...+ Δh_n

Suma wysokości strat ciśnienia wzdłuż poszczególnych odcinków jeśli:

Δh₁ = c₁ ⋅ L₁ ⋅ Q²

Δh₂ = c₂ ⋅ L₂ ⋅ Q²

Δh₃ = c₃ ⋅ L₃ ⋅ Q²

wynosi: Δh = Q² ⋅Σ c_i⋅l_i = Q²⋅ Σ k_i

Układ rurociągów połączonych równolegle:

Zakładamy, że długości rurociągów są takie same L₁ = L₂ = L₃ = L_. Z warunku ciągłości dla węzła A i B Q₁ + Q₂ + Q₃ = Q, a więc straty hydrauliczne muszą być takie same Δh₁ = Δh₂ = Δh₃

Δh = c_r ⋅ L ⋅ Q² c_r - zastępcza oporność właściwa układu w równoległym połczeniu przewodów

Wyznaczenie wartości współczynnika c_r:

Przyjmując jednostkową wys. strat hydraulicznych Δh = 1 i L = 1 otrzymamy:

Δh₁ = c₁ ⋅ 1 ⋅ Q² = 1 Q₁ = 1/c₁

Δh₂ = c₂ ⋅ 1 ⋅ Q² = 1 Q₂ = 1/c₂

Δh₃ = c₃ ⋅ 1 ⋅ Q² = 1 Q₃ = 1/c₃

Δh = c_r ⋅ 1 ⋅ Q² = 1 Q = 1/c₁ + 1/c₂ + 1/c₃

c_r = 1/Q² = 1/(1/c₁ + 1/c₂ + 1/c₃)² = 1/(Σ 1/c_i)² = 1/(Σ M_i)²

Przewód wodociągowy - przewód z którego dokonywany jest rozbiór wody.

Specyfiką przewodów rozdzielczych jest to, że na ich długości dokonywane są przyłącza wodociągowe.

Na początku odcinka Q jest inne niż na końcu, przy czym istnieje zależność, że Q na końcu = Q na pocz. - q (rozbiór odcinkowy).

Do obliczeń stosuje się wzór: Δh = c ⋅ L ⋅ Q², musimy wyznaczyć wartość Q - obliczeniowego. Stosowana jest do tego zależność:

Q_obl. = Q_koń. + α + q

α - parametr zależny od gęstości poboru wody na rozpatrywanym odcinku

W praktyce wartości tego parametru przyjmuje się następująco:

jeśli średnica przewodu jest większa od 250 mm to α = 0,5 ( co jest równoznaczne z założeniem, że odcinkowy rozbiór wody q jest rozłożony w połowie do węzła A i w połowie do węzła B). Do przewodów o takich średnicach nie wykonuje się bezpośrednio połączeń domowych tylko buduje się oddzielny przewód rozdzielczy o mniejszej średnicy i do tego przewodu dokonywane są połączenia domowe.

jeśli średnica przewodu jest mniejsza lub równa od 250 mm to α= 0,55 mm przy założeniu, że pobory wody są rozłożone równomiernie wzdłuż odcinka A i B.

Charakterystyki wydajności źródeł zasilania systemu dystrybucji wody

System dystrybucji wody - jeden z elementów systemu wodociągowego obejmujący: sieć wodociągów (magistralnych, rozdzielczych) oraz tzw. źródła zasilania sieci czyli te obiekty z których dostarczana jest do sieci woda wodociągowa.

Skład:

źródła zasilania, z których do systemu doprowadzana jest woda,

układy przewodów przesyłowych i tranzytowych,

sieci wodociągowe: magistralne i rozdzielcze.

Wyróżnia się źródła zasilania:

zewnętrznego (ujęcia, pompownie, zbiorniki otwarte, zbiorniki ciśnieniowe)

wewnętrznego (pompownie strefowe, zbiorniki sieciowe i końcowe oraz centralne)

Każde źródło zasilania posiada swoją charakterystykę hydrauliczną, czyli zależność między wysokością rozporządzalną źródła a jego wydajnością.

Wysokość rozporządzalna może dotyczyć:

• wysokości położenia zwierciadła wody w zbiorniku otwartym ponad przyjęty poziom porównawczy,

• wysokości ciśnienia wytworzonego przez pompę lub pompownię, również liczona od przyjętego poziomu porównawczego,

• wysokości zwierciadła wody w studni wierconej.

Wysokości rozporządzania wszystkich źródeł zasilania konkretnego systemu dystrybucji wody powinny być liczone od jednego przyjętego poziomu porównawczego, tym poziomem jest zazwyczaj rzędna zwierciadła wody w najniżej położonym zbiorniku czerpalnym pompowni.

Charakterystyka w wypadku pompowni to charakterystyka sumaryczna wszystkich pomp.

W przypadku charakterystyki studni jest to charakterystyka tej studni a w przypadku studni położonej w zbiorniku albo w strumieniu wód podziemnych naporowych jest charakterystyka studni o zwierciadle napiętym.

Charakterystyka studni o zwierciadle napiętym

Charakterystyka studni o zwierciadle swobodnym

W praktyce częstokroć posługujemy się tzw. sprowadzonymi charakterystykami wydajności.

Przykład 1. Sprowadzić charakterystykę wydajności pompowni.

Jeśli interesuje nas jak zmienia się ciśnienie wytwarzane przez pompę w punkcie A położonym na jej rurociągu tłocznym wraz ze zmianą wydajności pompy, wówczas musimy skonstruować charakterystykę pompy sprowadzoną do punktu A. W tym celu od rzędnych charakterystyki pompy należy odjąć rzędne charakterystyk przepływu w rurociągu tłocznym pompy oraz w jej rurociągu ssawnym - między zbiornikiem czerpalnym a punktem A.

1 - charakterystyka pompy

2 - charakterystyka pompy obniżona o charakterystykę przepływu w rurociągu tłocznym między pompą a punktem A

3 - charakterystyka pompy sprowadzona do punktu A położonym na jej rurociągu tłocznym

Charakterystyka 3 opisuje zależność między wysokością rozporządzalną ciśnienia wytworzonego przez pompę w punkcie A, a wydajnością pompy.

Jeśli pompa czerpie wodę nie ze zbiornika lecz ze studni wierconej, wówczas depresja wytwarzana w studni jest funkcją ilości czerpanej z niej wody czyli wydajności wody. Z tego względu wysokość rozporządzalna zwierciadła wody w studni maleje wraz ze wzrostem poboru wody . Wpływa to na zmniejszenie wysokości rozporządzalnej ciśnienia wytwarzanego przez pompę ponieważ wysokość podnoszenia pompy jest liczona od rzeczywistego (dynamicznego) poziomu wody. Dlatego charakterystykę pompy czerpiącej wodę ze studni należy skorygować odejmując od jej rzędnych rzędne charakterystyki studni. Musimy sprowadzić charakterystykę pompy do statycznego poziomu wody w gruncie.

Charakterystyka P” jest charakterystyką pompy głębinowej sprowadzoną do punktu A na jej rurociągu tłocznym.

Sprowadzona charakterystyka zbiornika sieciowego

Zbiorniki sieciowe są:

opróżniane

napełniane

Przebieg charakterystyki zbiornika sieciowego (końcowego); składa się z dwóch gałęzi:

1 - dotyczy sytuacji gdy zbiornik jest napełniany

2 - dotyczy sytuacji gdy zbiornik jest opróżniany

Zbiorniki sieciowe mają pełną charakterystykę.

Charakterystyka zbiornika sprowadzona jest do punktu A, w którym zbiornik włączony jest do sieci wodociągowej.

Zbiorniki centralne charakteryzują się tym, że pomiędzy zbiornikiem a siecią przepływ może się odbywać w dwóch kierunkach, zależnie od chwilowej, algebraicznej różnicy między sumą wydajności pozostałych źródeł a aktualnym, chwilowym rozbiorem globalnym.

• Jeśli Q_R < Q_P (P - wydajność pompowni, R - rozbiór), to zbiornik jest napełniany i na odcinku między A, a zbiornikiem występuje przepływ ku zbiornikowi.

• Jeśli Q_R > Q_P to ta różnica jest pokrywana ze zbiornika (opróżnianie), w tych warunkach ciśnienie rozporządzalne w węźle A jest o Δh mniejsze w stosunku do rozporządzalnego.

- przy napełnianiu - góry poziom (poziom wylewki z rurociągu doprowadzającego)

- przy opróżnianiu - dolny poziom

Przy obliczeniach hydraulicznych interesuje nas najniższe ciśnienie, które może się pojawić w sieci wodociągowej ( pojawia się wtedy gdy pojemność użytkowa zbiornika zostanie zczerpana ).

Dolna część jest nienaruszalna i może być zczerpywana tylko w sytuacjach awaryjnych (tj. gaszenie pożarów).

Charakterystyki sprowadzone są charakterystykami pełnymi (dwie gałęzie: opróżnianie i napełnianie).

Urządzenia służące do transportu wody ujmowanej za pomocą zespołu studzien

Rodzaje urządzeń:

rurociągi grawitacyjne,

układy lewarowe,

układy pomp - w szczególności pomp głębinowych umieszczanych w studni (w rurze nad- i podfiltrowej.

Sposób transportu wody ze studni jest zależny od dwóch czynników:

• położenie statycznego zwierciadła wody pod terenem,

• wymaganej depresji eksploatacyjnej w studniach.

Jeśli zwierciadło wód podziemnych położone jest płytko pod terenem i depresja eksploatacyjna jest relatywnie mała, wówczas możemy zastosować grawitacyjne odprowadzenie ujmowanych wód za pomocą kanałów albo lewarów. W sytuacji odmiennej musimy wodę pompować, najczęściej poprzez umieszczenie w rurze nadfiltrowej albo podfiltrowej pompy głębinowej z silnikiem zatapialnym. Najtańszym sposobem transportu jest wykorzystanie kanałów ciśnieniowych, grawitacyjnych.

S - depresja

S3 - depresja największa

S1 - depresja najmniejsza

Δh - zużyte będzie na pokonanie oporów i strat hydraulicznych

Aby spowodować przepływ wody ze studni do studni zbiorczej musimy obniżyć zwierciadło wody w studni zbiorczej, a tym samym wytworzyć dyspozycyjną różnicę Δh = s_zb. Dzięki wytworzeniu tej różnicy pojawi się przepływ wody z ujęć do studni zbiorczej.

Różnica dyspozycyjna s_zb zostanie zużyta na pokonanie oporów przesączania wody do filtrów studziennych oraz oporów hydraulicznych związanych z przepływem wody wewnątrz rurociągu.

Maksymalna depresja w poszczególnych studniach, a tym samym maksymalne wydajności są zależne od głębokości zanurzenia kanału (=rurociągu), ułożenia kanału grawitacyjnego.

Przypadek *max opisuje przypadek, gdy wydajności i depresje w studniach są maksymalne (ponieważ maksymalne depresje w studniach są wyznaczone różnicą rzędnych statycznego zwierciadła wody w gruncie oraz rzędnych zwierciadła wody w rurociągu grawitacyjnym). Wynika stąd wniosek, że ten sposób transportu wody możemy zastosować jedynie wówczas gdy zwierciadło statyczne położone jest płytko pod terenem oraz depresje eksploatacyjne nie są zbyt duże.

W praktyce kanały grawitacyjne ze względów technicznych i ekonomicznych układa się na głębokości nie przekraczającej 6 m, ponieważ przy większej koszty budowy byłyby zbyt wysokie.

Jeśli zwierciadło wody jest położone głębiej lub wymagane są głębsze depresje możemy zastosować lewar działający również grawitacyjnie.

Lewary wodociągowe:

lewary tradycyjne - układane ze wzniosem w kierunku studni zbiorczej

lewary nowoczesne - wyposażone w tzw. głowicę samo odpowietrzającą, układane z dowolnym spadkiem

Schemat lewara tradycyjnego. W najwyższym punkcie umieszczona jest głowica lewara, do której podłączona jest pompa.

Zwierciadło położone jest poniżej osi lewara, tzn. w odróżnieniu od sytuacji poprzedniej studnia zbiorcza pozostanie pusta. Aby ją napełnić musimy wewnątrz lewara wytworzyć podciśnienie do ciśnienia atmosferycznego. Musimy zatem:

• włączyć do głowicy lewara pompę próżniową

• w końcówce lewara, wewnątrz studni zastosować zawór skokowy uniemożliwiający zapowietrzenie

Po wytworzeniu wewnątrz lewara podciśnienia nastąpi przepływ wody ze studni do studni zbiorczej i sukcesywne napełnienie studni zbiorczej aż do chwili gdy poziom zwierciadła wody w tej studni zrówna się z poziomem statycznego zwierciadła wody w gruncie.

Dalszy transport wody ze studni poborowej do studni zbiorczej będzie możliwy po wytworzeniu depresji, czyli poprzez odpompowanie wody ze studni zbiorczej i wytworzenie dyspozycyjnej różnicy rzędnych zwierciadła wody w studni i gruncie ( wytworzenie depresji w studni zbiorczej).

Maksymalne podciśnienie jakie możemy wytworzyć wynosi w praktyce do 8 m. Maksymalne podciśnienie jest wyznaczone różnicą rzędnych osi lewara w głowicy studni zbiorczej oraz rzędnej zwierciadła wody w studni zbiorczej.

W praktyce najczęściej eksploatacyjna wartość H_maks. nie przekracza 7 m.

Wody podziemne zawierają powietrze nierozpuszczone i inne gazy, które w czasie eksploatacji lewara powinny być usuwane. Najczęściej do tego celu są wykorzystywane pompy próżniowe, ich wydajność określa się w zależności od wydajności ujęcia. Zwykle przyjmuje się, że ilość wydzielających się z wody podziemnej gazów wynosi 0,8 - 1,0 dm³/s na każde 1000 m³/dobę transportowanej wody przy wysokości ssania (H) od 6-7 m. Aby móc te gazy odprowadzić, w lewarach tradycyjnych układanych ze wzniosem w kierunku studni zbiorczej, montuje się głowice, czyli zbiorniki zbiorczo - powietrzne do których podłączane są pompy próżniowe. Uruchamianie tych pomp następuje przy dolnym poziomie zwierciadła wody w zbiorniku próżniowym, a wyłączanie przy górnym.

Lewary wodociągowe tradycyjne układane są ze wzniosem zależnym od długości.

Lewary krótkie (do kilkuset metrów długości) mają nachylenie osi 1:200 do 1:500

Lewary średnie - 1:500 do 1:1000

Lewary długie - 1:1000 do co najmniej 1:5000

Średnice lewarów projektuje się tak, aby w czasie normalnej eksploatacji prędkości przepływu wody wynosiły 0,6 - 0,8 m/s, w czasie normalnych warunków eksploatacyjnych.

Częstokroć jako urządzenia wspomagające odpowietrzanie lewara (czasem jako podstawowe) stosuje się różne sposoby odpowietrzania samoczynnego, np. wykonanie głowicy w kształcie łabędziej szyjki.

Odpowietrzanie za pomocą łabędziej szyjki stosowane jest dla długich ciągów lewarowych. Ponieważ oś lewara tradycyjnego musi się wznosić w kierunku studni zbiorczej to przy długich lewarach na ich początku konieczne będzie stosunkowo głębokie ułożenie lewara. Dla uniknięcia tego można lewar podzielić na odcinki i dodatkowo zastosować urządzenia umożliwiające transport pęcherzyków powietrza i gazów z odcinka górnego do odcinka dolnego. Polega to na zmianie prędkości, co powoduje porywanie z górnego odcinka do dolnego. Dzięki temu całkowite odpowietrzenie lewara może odbywać się w studni zbiorczej.

Innym sposobem odpowietrzania jest zastosowanie zwężki Venturiego. Wytworzone obniżone ciśnienie w zwężce, powoduje zassanie powietrza z głowicy i kierowanie go do dolnego przewodu lewara

W każdym układzie grawitacyjnym występuje studnia zbiorcza (jako element końcowy).

Zasady projektowania studni zbiorczej w układach grawitacyjnych, w tym lewarowych:

Zadanie jakie spełnia studnia zbiorcza:

• stworzenie pojemności pozwalającej na łagodne uruchomienie lewara po rozpoczęciu odpompowywania wody ze studni zbiorczej (zbyt szybkie mogłoby wywołać uderzenia hydrauliczne oraz zniszczenie filtrów studni wierconych).

Zasady projektowania studni zbiorczej:

Schemat studni zbiorczej stanowiącej zakończenie układu lewarowego.

Pojemność zawarta między statycznym zwierciadłem wody w gruncie a dynamicznym zwierciadłem wody w studni zbiorczej jest pojemnością użytkową V_u, którą się oblicza.

Wlot do rurociągu ssawnego pompy powinien być położony co najmniej 0,5m poniżej najniższego poziomu zwierciadła wody w studni. Wylot z przewodu lewarowego musi być z kolei położony co najmniej 0,5m poniżej wlotu do przewodu ssawnego pompy, co zabezpiecza przed zapowietrzeniem lewara przez jego końcówkę w studni zbiorczej.

Dolna część studni zbiorczej jest przeznaczona na gromadzenie piasku i osadów transportowanych wraz z wodą ze studni.

Pojemność użytkową studni zbiorczej wyznacza się biorąc pod uwagę:

aby w przekroju poprzecznym studni zmieściły się wszystkie rurociągi lewarowe oraz ssawne

po drugie, aby czas odpompowywania pojemności V_u wynosił 5 - 10min, przy czym 5min dotyczy dużych układów pomiarowych, a 10min układów najczęściej stosowanych.

W oparciu o te dwa kryteria można obliczyć wymaganą średnicę studni zbiorczej (wewnętrzną):

D_w = 1,127 ⋅ t_m⋅Q_p/s_zb + F_r

gdzie: t_m - czas odpompowywania studni zbiorczej w min. (zazwyczaj 10min.)

Q_p - wydajność pomp I stopnia w m³/h

s_zb - depresja maks. w studni zbiorczej, obliczona w wyniku obliczeń hydraulicznych ujęcia grupowego

F_r - suma powierzchni poprzecznych przekrojów wszystkich rurociągów lewarowych i ssawnych

Zasady projektowania studni zbiorczej są niezależne od tego, czy studnia jest zakończeniem lewara tradycyjnego lub nowoczesnego.

Głowice Steinwender'a - (głowice samoodpowietrzające)

Lewary wyposażone w samoczynnie działającą i praktycznie niezawodną głowicę mogą być układane z dowolnym spadkiem, zarówno ze wzniosem jak i ze spadkiem w kierunku studni zbiorczej. Dzięki innym zasadom projektowania ciągów lewarowych, a w szczególności dzięki wytworzeniu na całej długości lewara poduszki powietrznej, możliwe jest uzyskanie na całej długości lewara identycznego ciśnienia, co w praktyce umożliwia uzyskanie zbliżonych depresji i wydajności wszystkich studni podłączonych do lewara.

W lewarach tradycyjnych w czasie ich eksploatacji linia ciśnień obniża się w kierunku studni zbiorczej co sprawia, że największe depresje i wydajności studni występują w studniach położonych najbliżej studni zbiorczej.

W Polsce zostało wybudowanych już wiele układów lewarowych wyposażonych w głowice samoodpowietrzające.

Zasady projektowania lewarów:

Maksymalny poziom zwierciadła wody w poprzecznym przekroju lewara powinien być położony na wysokości 0,8 jego średnicy wewnętrznej.

Minimalna prędkość przepływu wody w lewarze wynosi 0,4 m/s (prędkość gwarantująca transport pęcherzyków powietrza).

Główny lewar układa się z dowolnym spadkiem, natomiast lewary boczne zwykle ze wzniosem w kierunku do lewara głównego.

Lewary boczne łączy się z lewarem głównym pod kątem 45˚.

Mimo, iż w czasie eksploatacji odpowietrzanie odbywa się samoczynnie, to do pierwszego uruchomienia lewara niezbędna jest pompa próżniowa.

W czasie eksploatacji lewara występuje zatem poduszka powietrzna o wysokości co najmniej 0,2 D. Poduszka ta spełnia następujące zadania:

Utrzymuje na całej długości lewara identyczne podciśnienie co sprawia, że można uzyskiwać zbliżone depresje we wszystkich studniach do tego lewara podłączonych.

Amortyzuje nagłą zmianę ciśnienia spowodowaną nagłym wtargnięciem powietrza do wnętrza lewara.

Umożliwia odpowietrzenie lewara, czyli usunięcie powietrza z lewara na całej jego długości w studni zbiorczej za pomocą głowicy samoodpowietrzającej.

Ujęcia promieniste

Zasady projektowania ujęć:

Ujęcia promieniste wód podziemnych i infiltrowanych.

Ujęcia te są nowoczesnym sposobem ujmowania wód, składają się z dwóch podstawowych elementów:

ze studni zbiorczej żelbetowej wykonywanej w technologii zapuszczania (średnica 2,5-6,0m, najczęściej 4,0 i więcej).

z poziomych zbieraczy wciśniętych promieniście do warstwy wodonośnej z wnętrza studni zbiorczej, dotyczy to tradycyjnej i powszechnie stosowanej technologii budowli

Pierwsze ujęcie promieniste zostało wybudowane w latach 30-tych ubiegłego wieku przez inż. Leo Ranneya skąd nazwa studni.

Ujęcia te charakteryzują się bardzo dużą wydajnością skoncentrowaną w jednym miejscu i są szczególnie przydatne w warunkach gdy naturalne zasoby wód podziemnych wzbogaca się poprzez proces infiltracji, czyli wprowadzenia naturalnych wód powierzchniowych do warstwy wodonośnej.

Mogą być i są stosowane do ujmowania wyłącznie wód podziemnych, szczególnie w warunkach gdy miąższość warstwy wodonośnej jest mała i stosowanie tradycyjnych studni wierconych o filtrach o małej długości wiązałoby się z koniecznością budowy bardzo dużej ich liczby, długich rurociągów tłocznych, lewarowych co wiąże się z wysokimi kosztami budowy i eksploatacji. W tych warunkach znacznie efektywniejsze są ujęcia promieniste.

Zbieracze poziome wykonane są z grubościennych rur stalowych ze stali nierdzewnej z perforacją szczelinową (otwory prostokątne). Długości zbieraczy sięgają 100m, najczęściej wynoszą one 30-50m (długość pojedynczego zbieracza).

W klasycznej technologii Ranneya procedura wciskań zbieraczy obejmuje kilka etapów:

• wciskany jest poprzez otwory wykonane w ścianie studni zbiorczej. Pierwszy odcinek zbieracza o długości 1,5-2,5m jest wciskany za pomocą prasy hydraulicznej o nacisku rzędu 100 atm. Pierwszy odcinek zbieracza zakończony jest pilotem o kształcie stożkowym z perforacją szczelinową. Wewnątrz tej rury zewnętrznej prowadzone są dwie dodatkowe rury:

- powietrzna

- materiałowa

• po wciśnięciu pierwszego odcinka zbieracza pompuje się poprzez rurę powietrzną sprężone powietrze, powoduje ono rozluźnienie gruntu wokół zbieracza, po czym, za pomocą rury materiałowej odprowadza się do wnętrza studni zbiorczej mieszaninę wody i drobnych frakcji piasku.

W tym momencie wokół zbieracza utworzony zostaje filtr naturalny, pełniący bardzo istotną rolę w eksploatacji ujęcia. W filtrze naturalnym usunięte są drobne frakcje gruntu, pozostają frakcje szkieletowe co sprawia, że zwiększa się istotnie powierzchnia dopływu wody do zbieracza.

Prędkość dopuszczalna: v_dop.= k /15

Jeśli v dopływu wody do filtra jest większa niż ze wzoru to wypłukane zostają szkieletowe frakcje gruntu i filtr naturalny zawala się.

V_eksp.= v_dop/3

• następnie wciska się następne odcinki łącząc

Warunki stosowania metody Ranneya

W żwirach i pospółkach niejednorodnych (utwory gruboziarniste) żąda się aby zawartość frakcji piaszczystej nie była większa niż 25%. Przy większej zawartości piasku - piaszczenie.

Zbieracze perforowane mogą być stosowane w utworach gruboziarnistych.

Duże wydajności uzyskuje się przez największy wymiar filtrów naturalnych stąd znaczne są wypadki, że wydajność pojedynczego ujęcia wynosi 1000m³/d, stosowane gdy są duże zasoby wody.

Ujęcia Ranneya są przydatne, kiedy warstwa wodonośna zasilana jest wodami infiltracyjnymi.

Projektuje się ujęcie, wytycza się trasy, następnie co 1m wzdłuż projektowanych tras wierci się otwory i pobiera próbki gruntu. W oparciu o próbki projektuje się wymiary otworów w poziomych rurach

Do wad ujęcia systemu Ranneya należy zaliczyć: konieczność stosowania bardzo kosztownych, grubościennych rur filtrowych ze stali nierdzewnej, trudność dostosowania się z wymiarem perforacji rur filtrowych do uziarnienia warstwy wodonośnej, mogącego zmieniać się wzdłuż filtru, trudność zastosowania rur filtrowych tego typu do ujmowania wody z gruntów wodonośnych równo- i drobnoziarnistych.

Zbieracze są wciskane do warstwy wodonośnej w odcinkach 2-2,5m, często nie daje się wcisnąć odcinka wzdłuż zaplanowanej trasy i zbieracze przebiegają wzdłuż innej trasy. Zbieracze muszą być wykonane z materiału nie podlegającego korozji.

Wady sprawiły, że zaczęto stosować modyfikacje, po to aby np. można było stosować to ujęcie również w utworach średnioziarnistych.

1) Modyfikacja Fehlmanna

Zaproponował on, aby zmodyfikować wykonawstwo ujęcia, tak aby najpierw wciskane były do warstwy wodonośnej za pomocą pras hydraulicznych grubościenne rury stalowe (wielokrotnego użytku, nie muszą być ze stali nierdzewnej), ale pełnościenne bez perforacji. Przy wciskaniu tych rur należy w sposób ciągły pobierać próbki gruntu i ustalać potrzebne wymiary otworów perforacyjnych. Po usunięciu rur: powietrznej i materiałowej, do wnętrza rury pełnościennej wprowadzić należy rurę perforowaną, która może być wykonana jako cienkościenna. W dalszej kolejności jest wyciągnięcie rury pełnościennej i odsłonięcie rury perforowanej.

Stosując tę metodę niektóre firmy obniżyły koszty realizacji ujęć.

2) Modyfikacja przez firmę Preuβag

Zastosowano tę modyfikację w celu dostosowania ujęć do gruntów o średnim uziarnieniu. Postępowanie jest tutaj podobne jak przy systemie Fehlmanna tylko, że dodatkowym etapem jest wprowadzenie między rurę perforowaną a pełnościenną obsypki żwirowej. Takie ujęcia mogą być stosowane w utworach średnio- i drobnoziarnistych.

W praktyce stosuje się technikę polegającą na budowie ujęcia pilotowego na podstawie którego wykonuje się badania dopiero na podstawie tych badań wykonuje się ujęcie właściwe

Zasady obliczania wydajności ujęć promienistych:

Wydajność ujęć promienistych może być obliczana za pomocą różnych wzorów w zależności od rodzaju studni i charakterystyki warstw wodonośnych. Wybór wzoru zależy od rodzaju przypadku obliczeniowego. Ogólnie można przyjąć 3 przypadki obliczeniowe, zależne od następujących czynników:

swobodne lub napięte zwierciadło wody podziemnej,

infiltracyjny lub nieinfiltracyjny charakter zasilania studni,

usytuowanie filtrów w stosunku do rzeki lub zbiornika wód powierzchniowych w przypadku studni infiltracyjnej.

W ujęciach promienistych występuje:

depresja s (na zewnątrz studni zbiorczej), zużywana na przesączanie wody do drenów,

depresja s_p (depresja pozorna, mierzona wewnątrz studni zbiorczej).

W praktyce ustala się zależność między wydajnością a depresją pozorną.

W ujęciach promienistych bez infiltracji charakterystyczny jest wysoki stopień wzajemnego oddziaływania między zbieraczami. Sprawia to, iż wydajność Σn wzajemnie ze sobą współpracujących zbieraczy jest znacznie mniejsza niż suma wydajności pojedynczych zbieraczy przy takiej samej depresji. Ich liczba jest w praktyce ograniczona.

• Jeśli współczynnik filtracji warstwy wodonośnej jest mniejszy niż 1⋅10^-3 m/s, wówczas liczba zbieraczy wynosi 5 - 7.

• Jeśli wartość współczynnika jest wyższa to liczbę zbieraczy można zwiększyć 8 - 13 przy dużym współczynniku filtracji.

Optymalne wielkości zbieraczy zależą od ich średnicy:

D [mm]	150	200	300
L [m]	20±5	30±5	50±5

Dla ujęć, które nie są infiltrowane z rzeki charakterystyczna jest duża zmienność na długości zbieraczy.

Rys. Rozkład natężeń jednostkowych dopływów wody wzdłuż poziomego zbieracza ujęcia promienistego.

1 - Jeżeli natężenie zwiększa się wraz z kierunkiem dopływu wody. Maksymalne natężenie w sąsiedztwie studni zbiorczej.

2 - Na odwrót.

Wykres zależy od stosunku rzeczywistej depresji do depresji pozornej.

Depresja pozorna to suma: depresji rzeczywistej s oraz wysokości strat hydraulicznych związanych z przepływem wody przez filtr naturalny wytworzony wokół zbieraczy oraz strat hydraulicznych spowodowanych przepływem wody wewnątrz zbieraczy.

W warunkach gdy oporność hydrauliczna zbieraczy jest duża (duże straty) pojawia się rozkład natężeń 1 (gdy średnice zbieraczy są relatywnie małe; występują znaczne opory). Stosuje się krótkie długości zbieraczy.

Gdy średnice zbieraczy są duże to straty hydrauliczne są relatywnie małe; wtedy pojawia się drugi typ natężeń 2, przy którym największe natężenie występuje na początku zbieracza, stąd przy dużych średnicach możemy stosować większe długości.

Wydajność ujęcia nieinfiltracyjnego przy swobodnym zwierciadle wody podziemnej.

Do wstępnego oszacowania wydajności ujęcia promienistego można zastosować wzory, które sprawdzają się w praktyce:

Q = 1,37⋅ k⋅ [(2H - s)⋅s/lg(R_p/r_e)]

Gdzie: R_p - zasięg oddziaływania wielkiej studni R_p = r_e + R [m],

R - pole zasięgu oddziaływania pojedynczej studni wierconej pionowo,

r_e - promień tzw. „wielkiej studni”; zastępczy,

R = 575⋅ s H⋅ k

Wzory empiryczne na r_e:

r_e = 0,25 (r_o + 1) [m]

Gdzie: n - liczba zbieraczy ujęcia promienistego,

r_o - promień studni zbiorczej ujęcia promienistego.

Inne wzory na r_e:

Stosowany w Niemczech: r_e = 2/3 Σl_i gdzie: Σl_i - całkowita długość odcinków

filtrowych wszystkich zbieraczy.

Stosowany na Węgrzech: r_e = 0,75 ⋅ (Σl_i/n)

Ujęcie promieniste zastępuje się studnią wierconą pionowo o zastępczym promieniu r_e

Wydajność ujęcia nieinfiltracyjnego o napiętym zwierciadle wody podziemnej.

W ujęciu o zwierciadle napiętym stosujemy wzór na tzw. „wielką studnię”:

Q = ( 2π ⋅ a ⋅ k ⋅ s )/( ln R_p/r_e )

Do wyznaczenia R stosuje się inny wzór: R = 3000 ⋅ s ⋅ k [ m/s ]

Wydajność ujęcia infiltracyjnego.

Ujęcia promieniste są szczególnie przydatne gdy naturalne ujęcia wód podziemnych są znacząco zwiększone wskutek dopływu ze źródła infiltracji, którym może być ciek powierzchniowy albo zbiornik wód powierzchniowych (naturalny lub sztuczny).

Klasyczne ujęcie infiltracyjne to takie, w którym zbieracze poziome są założone pod dnem źródła infiltracji rzeki albo zbiornika wód powierzchniowych.

Schemat ujęcia infiltracyjnego:

Wydajność takiego ujęcia jest funkcją wielu zmiennych:

Q = f ( H, H_w, h, s_p, n, l_f, r_o, z_o )

Wszystkie te parametry wpływają na wielkość dopływu wody do zbieraczy.

Wzór Surowa:

Q_u = [ 2π ⋅ k_fp ⋅ n ⋅ l_f ⋅ α ⋅ z ⋅ (H + z_o - H_w)]/Φ

Φ = ln [ tg (π/4 ⋅ (2 (z_o + r_o)/H_w)) ⋅ ctg (π/4 ⋅ r_o/H_w) ]

Gdzie: k_pf - średnia ważona z wartości współczynnika filtracji przy pionowym przepływie wody przez dwie warstwy:

- przez warstwę zakolmatowaną (=uszczelnioną), o miąższości 0,5m,

- przez warstwę wodonośną o współczynniku filtracji k_fo.

k_pf = H_w/[ 0,5/k_fo + (H_w - 0,5)/k_f ]

k_fo = 1 ⋅ 10^-5 [m/s]

α - współczynnik charakteryzujący stopień wzajemnego oddziaływania zbieraczy, w zależności od liczby zbieraczy, w zakresie: 0,6 - 0,9 (mniejsza wartość - większa liczba zbieraczy).

z - współczynnik zamulenia dna złoża infiltracji, zależy od mętności wody powierzchniowej. Wynosi on dla wód:

- o nieznacznej mętności z = 0,8

- o średniej mętności z = 0,6

- o dużej mętności z = 0,3

H_w - wysokość ciśnienia piezometrycznego wewnątrz zbieraczy.

Wzór Maciejewskiego (sprawdzony dla warunków krakowskich):

Q = 5,4 ⋅ k_f ⋅ s ⋅ l_f ⋅r_o ⋅ n ⋅ z_o ⋅ H_w

4 n 16

100 l_f/r_o 200

15 z_o/r_o 310

20 H_w/r_o 415

W tym wzorze występuje depresja s mierzona na zewnątrz studni zbiorczej. Dlatego uściślenie tych wzorów uzyskujemy uwzględniając opory hydrauliczne spowodowane przepływem wody przez filtr oraz wewnątrz zbieraczy.

s_p = s + Δh_f + Δh_s

gdzie: s - depresja rzeczywista, zużywana na pokonanie oporów z przesączaniem wody przez warstwę wo-

donośną,

Δh_f - wysokość strat hydraulicznych spowodowanych przepływem wody przez filtr

naturalny wytworzony wokół zbieraczy,

Δh_s - wysokość strat hydraulicznych związana z przepływem wody wewnątrz perforo-

wanej i pełnościennej części zbieraczy.

Δh_f = 0,01 ⋅ a ⋅ s_p/(π ⋅ D_f ⋅ n ⋅ l_f ⋅ k_f )

gdzie: a - współczynnik empiryczny przyjmowany: 5 - 10,

D_f - średnica zewnętrzna filtru naturalnego, wytworzonego wokół zbieraczy zależna

od metody wtłaczania:

D_f = D_w + 2 ⋅ δ + 0,2n

D_w - wewnętrzna średnica zbieracza

δ - grubość jego ścianki

Δh_s = 0,0827 ⋅ D^-5 ⋅ l_f ⋅ λ_p ⋅ Q + (1 + λ ⋅ l_o/D_o) ⋅ v²/2g

gdzie: l_f - długość części filtrowej zbieracza,

l_o - długość części pełnościennej zbieracza,

λ_p - współczynnik oporów liniowych w części perforowanej,

λ - współczynnik oporów liniowych w części pełnościennej

Wartości α są zależne od typu jednostkowych natężeń zbieracza na długości dopływu

Wody. Dla dopływu: równomiernego α = 0,6

malejącego α = 0,6 - 0,8

wzrastającego α = 0,5 - 0,6

Ujęcie nadbrzeżne.

Zbieracze są założone w bezpośrednim sąsiedztwie źródła infiltracji.

Do obliczenia wydajności stosujemy wzór:

Q = ( c^0,10 ⋅ D_f^0,15)/l_f^0,25 ⋅ (4,13 ⋅ n^0,14 - 1,22 ⋅ H/l_f) ⋅ (1/ lg 2a/l_f)^m ⋅ k_f ⋅ H ⋅ s

gdzie: n - liczba zbieraczy 4 - 12, najczęściej do 8.

W ujęciach infiltracyjnych mamy zazwyczaj do czynienia z równomiernym dopływem wody do zbieraczy.

Wzbogacanie zasobów wód podziemnych - infiltracja

Proces infiltracji - polega na wprowadzeniu do warstwy wodonośnej wód powierzchniowych z tzw. źródła infiltracji, którym może być np. rzeka, ciek powierzchniowy, zbiornik wody powierzchniowej.

Proces ten ma niezaprzeczalne zalety, choć generalnie trzeba sobie zdawać sprawę z tego, że jest to sposób najdroższy.

Infiltracja:

Naturalna - gdy zwierciadło naturalne wód powierzchniowych wznosi się ponad poziomem wód podziemnych i jednocześnie występuje więź hydrauliczna między wodami powierzchniowymi i podziemnymi (w okresach wezbrań rzek).

Wymuszona - spowodowana działalnością człowieka.

Cele stosowania infiltracji:

• Gromadzenie (retencjonowanie) wód powierzchniowych w gruncie dzięki czemu nie są one narażone np. na awaryjny zrzut ścieków czy inne przyczyny zanieczyszczeń.

• Wzbogacenie naturalnych zasobów wód podziemnych (muszą być określone warunki hydrogeologiczne i morfologiczne).

• Poprawa jakości wód powierzchniowych w czasie przesączania ich przez warstwę wodonośną tj.:

• obniżenie stężenia związków organicznych (biodegradacja): BZT₅, ChZT, utlenialność,

• zatrzymanie metali ciężkich sorbowanych na zawiesinach mineralnych i organicznych,

• zatrzymanie bakterii i wirusów,

• uśrednienie składu wody,

• wyrównane temperatury w ciągu roku,

• stabilizacja składu fizyko - chemicznego i bakteriologicznego,

• wzrasta zawartość zw. Fe, Mg oraz agresywnego CO₂.

Infiltracja wymuszona może być spowodowana:

budową ujęć wód podziemnych w pobliżu albo pod dnem źródeł wody powierzchniowej,

budową basenów, stawów albo rowów infiltracyjnych, w których zwierciadło wody jest wzniesione ponad naturalny poziom zwierciadła wód podziemnych,

zalewanie wodą powierzchniową określonych powierzchni wodoprzepuszczalnych np. naturalnych niecek terenowych,

sprowadzeniem wód powierzchniowych do warstwy wodonośnej za pomocą tzw. studni chłonnych, których konstrukcja jest zbliżona do konstrukcji studni wierconych, do których doprowadza się wodę.

Infiltracja wymuszona może być:

• brzegowa,

• sztuczna.

Infiltracja wymuszona - BRZEGOWA

Budowa ujęć wzdłuż brzegów źródła infiltracji. Jest stosowana gdy: są odpowiednie warunki hydrogeologiczne, gdy woda powierzchniowa nie zawiera nawet okresowo takich domieszek, które są szkodliwe dla życia ludzi i zwierząt i nie podlegają filtracji, a ponadto nie zawiera zbyt dużych ilości zawiesiny oraz tych domieszek, które sprzyjają tworzeniu się osadów dennych oraz procesowi kolmatacji
odkładanie się w porach gruntu cząstek zawieszonych i wytrąconych z wody; kolmatacja może być:

mechaniczna - przez zatrzymywanie w złożu cząstek koloidalnych i zawiesiny,

biologiczna - zatrzymywanie bakterii i glonów,

chemiczna - osadzanie się na cząstkach złoża wodonośnego nierozpuszczonych w wodzie minerałów (CaCO₃ i Fe).

Za proces kolmatacji odpowiedzialne są domieszki wody, których obecność wyraża się w mętności, barwie oraz liczbie organizmów planktonowych i bakterii.

Druga grupa domieszek to te, które decydują o składzie wody po procesie filtracji tzn. O₂ rozpuszczony, domieszki biogenne oraz refrakcyjne.

Z powyższych względów, jeśli woda powierzchniowa ma być wykorzystana to muszą być spełnione wymagania dotyczące jej jakości:

1. Mętność 20 mg SiO₂/dm³, jeśli średnica efektywna ziarna złoża wodonośnego wynosi 0,5-1.

2. Barwa do 60 mg Pt/dm³.

3. Plankton do 10 tys. komórek/cm³.

4. Ogólna liczba bakterii w cm³ albo do 1000 albo do 5000

5. Fenole do 0,001 mg/dm³.

6. Żelazo ogólne do 3 mg/dm³.

7. Ołów 0,1 mg/dm³.

8. Miedź 1 mg/dm³.

9. Rtęć 0,05 mg/dm³.

10. Cynk 5 mg/dm³.

11. Fosforany 1 mg/dm³.

12. Utlenialność 15 mg O₂.

13. ChZT do 30.

Kryteria hydrogeologiczne i geochemiczne:

Pod powierzchnią terenu powinna występować warstwa gruntu sypkiego o współczynniku filtracji > 2⋅ 10^-4m/s i miąższości > 6m.

Warstwa gruntu między źródłem filtracji a ujęciami wtórnymi powinna być pozbawiona wkładek albo soczewek z gruntów słabo albo nieprzepuszczalnych, a także nie może zawierać osadów o dużej zawartości związków organicznych.

W gruncie nie mogą występować wkładki z osadów organicznych (duża barwa i intensyfikacja kolmatacji).

Tereny ujęć powinny być zabezpieczone przed powodzią.

Na dnie każdego źródła infiltracji wytwarza się warstwa bardzo słabo przepuszczalnych osadów, przy czym opory przesączania przez tę warstwę są bardzo duże

Przydenna strefa gruntu podlega procesowi kolmatacji, dlatego pojawiają się dodatkowe opory hydrauliczne związane z przesączaniem wody przez strefę zakolmatowaną.

Długość strefy zakolmatowanej wynosi 30 - 50 cm.

Przy pewnych depresjach swobodne zwierciadło wody w gruncie odrywa się od dna źródła infiltracji i pojawiają się dwie strefy:

• między dnem źródła infiltracji a swobodnym zwierciadłem wody w gruncie - STREFA AREACJI która ma duże znaczenie w procesie oczyszczania,

• STREFA NASYCONA - poniżej swobodnego zwierciadła wody w gruncie.

Prawidłowa eksploatacja obiektów wymaga wytworzenia strefy aeracji. Wpływa to pozytywnie na jakość wody. W strefie aeracji występuje podciąganie kapilarne.

Proces infiltracji brzegowej jest najtańszy.

Infiltracja wymuszona - SZTUCZNA (BASENY INFILTRACYJNE)

Stosowana jest gdy:

stopień zanieczyszczenia jest stale albo okresowo zbyt wysoki w stosunku do wymagań dotyczących procesu infiltracji brzegowej,

jest utrudniona więź hydrauliczna między źródłami wody

gdy dyspozycyjna powierzchnia dna i brzegów naturalnego źródła infiltracji jest zbyt mała i niewystarczająca dla uzyskania potrzebnej wydajności,

gdy nie są spełnione wymogi geologiczne.

Sposoby infiltracji sztucznej:

• baseny lub stawy infiltracyjne.

Przy odpowiednio dużych i właściwie dobranych basenach możliwe jest w wypadku awaryjnego spływu zanieczyszczeń wodami powierzchniowymi wstrzymanie dopływu wody z rzeki do basenu na kilkanaście albo więcej godzin bez widocznego spadku wydajności ujęcia. Ważna jest również kwestia mniejszych niż w przypadku ujęć powierzchniowych wymagań dotyczących stref ujęć i źródeł wody (znaczący koszt, 80% kosztów budowy całego ujęcia).

Zalety:

Możliwość wykorzystania w procesie infiltracji wód o jakości niespełniającej kryteriów dla procesów infiltracji brzegowej. Stosuje się wstępne oczyszczanie przed wprowadzeniem na baseny.

Jeśli mętność nie przekracza 100 mg/dm³ SiO₂ wówczas stosuje się sedymentację albo prefiltrację.

Jeśli mętność jest wyższa od 100, ale nie przekracza 500 wówczas stosuje się oba te procesy. Najczęściej stosowana jest sedymentacja w osadnikach ziemnych (obiekty duże: czas przetrzymania 8 -12h). W wyniku tego procesu otrzymujemy wodę gruntową o lepszym i bardziej stabilnym składzie. Ujęcia wód infiltrowanych mają dużą stabilność wydajności

Uzyskuje się duży zapas wody zgromadzonej zarówno w basenach jak i w gruncie (zwykle zapas 10 - 30 dobowy).

Jednym z parametrów decydujących o procesie infiltracji jest: prędkość infiltracji - chwilowo średnia prędkość wody do warstwy wodonośnej.

v_inf.(t) = Q_d(t)/F

gdzie: Q_d(t) - natężenie dopływu wody,

F - całkowita powierzchnia filtracji przy stałej wysokości napełnienia.

W przybliżeniu można obliczyć prędkość infiltracji poprzez pomiar natężenia zwierciadła wody ΔH_w w basenie, przy zamkniętym dopływie do niego wody oraz czasu Δt w jakim to nastąpiło:

v_inf. = ΔH_w/Δt

Ważne jest, aby w czasie eksploatacji basenów v_inf. Była stale utrzymywana w określonych granicach. Prędkość zbyt duża powoduje intensyfikacje kolmatacji, może doprowadzić do tzw. kolmatacji wgłębnej tzn. uszczelnienia nie tylko przydennej warstwy gruntu, ale również całej warstwy wodonośnej . Proces ten jest nieodwracalny a jego rezultatem jest zmniejszenie jakości procesu, a także pogorszenie jakości wody. Kiedy v_inf. jest mała wtedy wydajność procesu jest niewystarczająca zarówno w infiltracji brzegowej i sztucznej. Średnia v_inf. = 0,4 - 1,2 m/dobę.

Proces infiltracji wymuszonej odbywa się w odpowiednich cyklach eksploatacyjnych:

Etapy cyklu:

1. 
   Zalewanie basenu (prowadzi się dopóki cała powierzchnia dna basenu jest pokryta cienką warstwą wody). W tym etapie v_inf. zwiększa się od wartości początkowej do maksymalnej w czasie całego cyklu.

2. 
   Napełnianie basenu wodą do stanu eksploatacyjnego 1,5 - 2,2m. W tym etapie na dnie basenu zaczyna się wytwarzać cienka warstwa osadów nosząca nazwę błony mechaniczno - biologicznej. Równocześnie zostaje zapoczątkowany proces kolmatacji (=uszczelniania) przydennej warstwy gruntu. W drugim etapie (50 cm) przydenna warstwa piasku, którym jest wyłożone dno basenów ulega zakolmatowaniu, zwiększają się wtedy opory hydrauliczne spowodowane przesączaniem wody. Równocześnie jednakże podwyższa się stan wody w basenach (wzrost poziomu wody powinien rekompensować wzrost oporów hydraulicznych spowodowanych procesem dekolmatacji). W rezultacie prędkość infiltracji powinna się utrzymywać na jednakowym poziomie.

3. 
   Praca basenu (najdłuższy etap), przy stałym poziomie napełniania go wodą. Na tym etapie rośnie w sposób ciągły grubość błony mechaniczno - biologicznej. Zwiększają się zatem opory przesączania przez te warstwy osadów i w rezultacie w sposób ciągły maleje prędkość infiltracji. Z chwilą gdy ta prędkość spadnie do wartości minimalnej basen jest wyłączany. Prędkość minimalna przyjmowana jest 0,15 - 0,4 m/dobę i uznaje się że jeśli ta wartość zostanie osiągnięta, wówczas dalsza eksploatacja basenu jest niekonieczna; następuje wyłączenie dopływu wody do basenu i przygotowanie do regeneracji złoża.

4. 
   Wyłączenie basenu i ewentualne osuszanie.

5. 
   Regeneracja złoża - proces polega na usunięciu zazwyczaj 50 cm warstwy piasku zakolmatowanego i wyłożeniu dna basenu warstwą piasku czystego, o takiej samej długości. Proces ten jest prowadzony najczęściej po osuszeniu basenu, co trwa kilka a nawet kilkanaście tygodni. Aby ten czas skrócić zostały opracowane metody regeneracji podwodnej.

W czasie pracy basenu, przy stałym wypełnieniu go wodą tworząca się błona mechaniczno - biologiczna odgrywa znaczną rolę w procesie oczyszczania wody, działa ona bowiem na przepływającą wodę jak filtr, zatrzymuje glony, zawiesiny i cząstki mineralne.

W części aeracji następuje natlenienie wody, zwiększają się efekty usuwania związków organicznych; można zaniechać wstępnego napowietrzania w procesach oczyszczania.

Przeciętne prędkości filtracji:

- zalewanie 0,7 - 1,3 m/d

- napełnianie 1 - 2 m/d

- okres 3 0,5 - 0,7 ⋅ (napełnianie)

- dla całego cyklu 0,5 - 1,2 m/d

Cykl pracy basenów od 100 - 180 dni; czyszczenie i regeneracja przed okresem zimowym. Standardowa metoda to osuszanie basenu przed regeneracją, czas osuszania jest dość długi - zwykle kilka tygodni, aby go skrócić stosuje się metody generacji podwodnej bez osuszania basenu, skraca to czas regeneracji i zwiększa wydajność procesu.

Osady tworzące się na dnie; grubość warstwy osadów jest zależna od mętności wody i czasu eksploatacji i może być korygowana przez wstępne oczyszczanie wody. Osady są małoprzepuszczalne. Współczynnik filtracji wynosi od 0,0005 do 0,01 m/d, najczęściej od 0,0001 - 0,005 m/d; ciężar objętościowy 0,7 - 0,9 g/cm³.

Okresy trwania procesów:

• zalewania 5 - 25 dni,

• napełniania 20 - 70 dni,

• pracy 30 - 150 dni.

Czasy trwania można obliczyć:

t_I = G/0,5 (v_pocz. + v_z) ⋅

t_II = H_z ⋅ k_b ⋅ γ_b/v_z² ⋅

t_III = (H_z ⋅ k_b ⋅ γ_b/2 ⋅ )⋅ (1/v_k² - 1/v_z²)

gdzie: G, - empiryczne wskaźniki określające ilości zawiesiny w wodzie surowej ( ) oraz ilości zawiesiny zatrzymanej w złożu (G),

v_pocz. - początkowa prędkość infiltracji,

v_z - końcowa prędkość infiltracji w pierwszym okresie i stała w drugim okresie,

H_z - głębokość napełnienia basenu wodą,

k_b - współczynnik filtracji błony mechaniczno - biologicznej,

γ_b - ciężar objętościowy osadów w kg/m³,

v_k - końcowa prędkość infiltracji, przy której uznajemy, że dalsza eksploatacja basenu jest nieopłacalna,

G - określane jest empirycznie (kg/m² dna basenu; kg/m³ złoża).

Zasady projektowania basenu:

Potrzebną powierzchnię dna basenu można w przybliżeniu obliczyć w oparciu o średnią prędkość infiltracji w całym cyklu eksploatacji.

Powierzchnia dna i brzegów basenu:

F = (V_inf./v_{inf. śr} ⋅ T_c) ⋅ w_t

gdzie: F - powierzchnia dna i brzegów basenu, m²,

V_inf. - objętość wody doprowadzanej do basenu, m³,

v_{inf. śr} - średnia w całym cyklu prędkość infiltracji, średnia ważona,

T_c - czas trwania trzech pierwszych etapów cyklu eksploatacyjnego,

w_t - współczynnik bezpieczeństwa 1,2.

Przykład. Obliczyć niezbędną powierzchnię dla następujących danych:

W praktyce v_śr wynosi 0,5 - 1,5 m/d.

Inny sposób obliczania niezbędnej powierzchni basenu:

F = Q_o/(q_o ⋅ e_o ⋅ f_o) m²

Gdzie: Q_o - planowana wydajność ujęcia wód infiltrowanych,

e_o - współczynnik ujmujący zmniejszenie teoretyczne wydajności procesu infiltracji spowodowane kolmatacją. Wartości są zależne od mętności wody doprowadzanej do basenu,

f_o - współczynnik określający wielkość odzysku wody wprowadzonej do basenu (0,33 - 0,7),

q - średnie w cyklu eksploatacyjnym jednostkowe natężenie infiltracji z 1m² powierzchni dna i brzegów basenu w czasie doby [ m³/m²_{powierzchni basenu} ⋅ d ]. Zależne od rodzaju gruntu poniżej dna basenu.

mętność	eo
nieznaczna podwyższona średnia wysoka bardzo wysoka	0,8 0,65 0,5 0,35 0,2

Rodzaj gruntu	Q [m^3/m^2,d]
Piasek pylasty Piasek Żwiry z domieszką piasków Żwiry czyste	0,23 - 0,30 0,30 - 0,53 0,61 - 0,91 0,91 - 2,50

Przykład. Obliczyć niezbędną powierzchnię basenu, mając dane:

Wytyczne do projektowania procesu infiltracji:

1. Kształt procesu jest zależny od typu ujęcia wtórnego (szerokość taka, aby pod jego dnem można było wytworzyć strefę aeracji 1 - 1,5m).

2. Na dnie basenu układa się warstwę piasku o grubości od 30 do 50 cm i uziarnieniu zależnym od jakości wody powierzchniowej.

Jeśli woda powierzchniowa jest wstępnie oczyszczana to średnica efektywna od 0,3 do 0,5 mm. Regeneracja polega na usunięciu warstwy piasku zakolmatowanego.

3. Wysokość napełnienia wodą 1,5 - 2,6, najczęściej 1,8 - 2,2 m.

4. Minimalna liczba basenów - 3. Powierzchnia wynikająca z obliczeń + obligatoryjna (20% rezerwy terenowej).

5. Regeneracja musi być dokonywana przed zimą.

6. Minimalny odstęp miedzy basenami do celów komunikacji od 10 do 20 m.

7. Ważna kwestia odległości miedzy źródłem, a ujęciem wtórnym. Odległość powinna być taka aby czas przepływu wody wynosił od 40 do 80 dni.

Rodzaj warstwy wodonośnej	Odległość najmniejsza zalecana, w [m]	Odległość przeciętnie stosowana [m]
Skały szczelinowe	50 - 100	200 - 300
Otoczaki, żwiry	60 - 80	200 - 250
Pospółki	25 - 80	150 - 250
Piaski	20 - 25	50 - 150

W praktyce nie są przestrzegane, ponieważ musielibyśmy dysponować dużym obszarem terenu nadającym się do infiltracji. W wielu wypadkach powierzchnia ta jest ograniczona, wtedy decydujemy się na znaczne zmniejszenie tych odległości, co jednakże nie powoduje znaczącego obniżenia jakości wody w porównaniu ze stanem, kiedy stosowalibyśmy te odległości.

W praktyce proces oczyszczania przebiega w basenie infiltracyjnym, który jest naświetlony i natleniony, a czas przepływu wynosi od 3 do 10 dni (procesy tlenowe). W warstwie osadów ważną rolę odgrywają bakterie i grzyby. Niektóre wykazują specjalizację (np. zdolność biodegradacji związków azotowych, fenoli, celulozy, detergentów i pestycydów, których usunięcie metodami chemicznymi jest trudne i bardzo kosztowne.

Strefa aeracji (do głębokości ok. 1,5m) wykazuje aktywność biologiczną. Następuje tu spadek utlenialności, BZT_5, pH.

W wypadku wód powierzchniowych, zanieczyszczonych duże znaczenie mają: absorpcja i wymiana jonowa. Odnosi się to przede wszystkim do metali ciężkich oraz adsorpcji związków organicznych na wodorotlenkach żelaza i manganu. Oba te procesy zachodzą w strefie aeracji.

Jeżeli warstwa zalega zbyt długo może znacznie pogorszyć jakość wody.

Sposoby ujmowania wtórnego wód infiltrowanych i podziemnych

1. Studnie wiercone z dwustronną barierą basenów infiltracyjnych.

Zalety:

- wyższy stopień wykorzystania powierzchni terenów nadających się do infiltracji (0,5 - 50%).

Wady:

• mała efektywność przy niewielkich miąższościach warstwy wodonośnej,

• kolmatacja filtrów studziennych, co wymaga dość częstego stosowania procesów dekolmatacyjnych.

We Wrocławiu studnie muszą być dekolmatowane co 6 lat.

2. Ujęcie za pomocą drenażu poziomego z jednostronnym odbiorem wody.

Zalety:

• większa chłonność (wydajność),

• wskaźnik wykorzystania terenu 0,6,

Wady:

• trudności w budowie (drenaż musi być ułożony co najmniej 6m pod powierzchnią basenu),

• trudności z dekolmatacją osypek drenów.

3. Drenaż poziomy z dwustronnym odbiorem wody.

4. Drenaż poddenny z jednostronnym odbiorem wody.

Zalety:

- wysoki wpływ wykorzystania terenu (0,8),

• bardzo duża chłonność (duże wydajności),

• łatwo można uzyskać wymaganą wysokość strefy aeracji (1,0 - 1,5).

Wady:

• krótka droga infiltracji pionowej do drenów.

5. Ujęcia promieniste

Zalety:

- duża wydajność

Wady:

- trudność w wykonaniu (min. 7 - 8 m pod ziemią)

Zasady obliczania wydajności studni infiltracyjnych zlokalizowanych w bezpośrednim sąsiedztwie źródła infiltracji.

Studnia pojedyncza niewspółpracująca ze studniami sąsiednimi.

Natężenie napływu wody do studni infiltracyjnej od strony źródła infiltracji można obliczyć jako wydajność fikcyjnej studni chłonnej, położonej w takiej samej odległości od brzegu źródła infiltracji jak studnia rzeczywista.

Przykład.

W praktyce wydajność takiej studni wskutek procesu kolmatacji przydennej warstwy gruntu będzie mniejsza niż to wynika ze wzoru.

W przybliżeniu można zastosować zależność uwzględniającą oba te procesy:

Przykład. Obliczenia wydajności studni wg podanej zależności:

W praktyce częstokroć lokalizujemy studnie infiltracyjne relatywnie blisko siebie co sprawia, że następuje między nimi wzajemne oddziaływanie.

Do obliczenia wydajności grupy studni infiltracyjnych w warunkach wzajemnego oddziaływania można wykorzystać metodę Forheimera, analogiczną jak dla warunków współpracy studni założonych w zbiornikach albo strumieniach wód podziemnych.

Metoda ta umożliwia obliczenie poziomu zwierciadła wody w dowolnym punkcie A, położonym w zasięgu oddziaływania grupy studni w warunkach jednoczesnego poboru wody ze wszystkich studni.

Metoda Forheimera została przystosowana do obliczania wydajności grupy studni w ten sposób, że ów punkt A dla którego jest obliczana rzędna poziomów zwierciadła wody lokalizuje się kolejno w poszczególnych studniach tworzących ujęcie grupowe.

W praktyce rozwiązujemy tyle równań ile studni tworzy ujęci grupowe.

Równanie Forheimera w ogólnej postaci:

Równanie Forheimer dla studni nr 1:

Punkt A jest umieszczony w studni nr 1; w równaniu Forheimera w pierwszym członie po nawiasie występuje odległość między punktem A, a studnią nr 1; ten punkt umieszczony jest w studni nr 1 wobec tego teoretycznie powinniśmy przyjąć x = 0, aby tego uniknąć wpisuje się promień filtra studziennego r.

Przypisanie równania dla studni nr 2 (punkt A umieszczony w studni nr 2):

Dla studni n - tej:

Rozwiązanie tych równań może być dokonane w dwojaki sposób:

1. Zakładamy, że wydajności wszystkich studni są takie same czyli:

Q₁ = Q₂ = ... = Q_n, natomiast różne są depresje wskutek rożnej liczby współdziałających studzien.

Te depresje dla każdej studni obliczamy ze wzoru Forheimera.

2. Przyjęcie, że depresje we wszystkich studniach są takie same, natomiast różne są ich wydajności.

Sposób postępowania będzie następujący: w równaniu dla studni nr 1 przyjmujemy, że wydajności Q₂-Q₃ są identyczne i równe wydajności studni pojedynczej przy zadanej depresji s. W równaniu zostanie nam jedna niewiadoma Q₁.

W równaniu rozpisanym dla studni nr 2 przyjmujemy, ze wydajności Q₃ - Q₄ - Q_n są takie same i równe wydajności studni pojedynczej przy zadanej depresji s. Pozostaje nam jedna niewiadoma - Q₂. W równaniu rozpisanym dla studni n-tej pozostaje też tylko niewiadoma Q_n.

Takie obliczenia powinniśmy wykonać przynajmniej dla trzech różnych depresji lub wydajności. Ich rezultatem będą charakterystyki każdej studni przy danej współpracy.

Ujęcia infiltracyjne we Wrocławiu

Wrocław zaopatrywany jest z dwóch źródeł:

1. Zakład Produkcji Wody - Mokry Dwór, oparty na wodzie powierzchniowej.
2. ZPW na Grobli, oparty o wody infiltrowane z Oławy i częściowo z Odry.
3. ZPW w Leśnicy; wody podziemne czerpane za pomocą studni wierconych, z tym, że zakład obecni zaopatruje w wodę wyłącznie Leśnicę, a połączenie z pozostałą częścią jest odcięte.

Przed wojną Wrocław zaopatrywany był w wodę wyłącznie z zakładu na Grobli. Opracowane przez Niemców projekty rozbudowy Wrocławia przewidywały, iż nadal przefiltrowywana będzie woda infiltracyjna.
Po wojnie były eksploatowane 2 i 3. Wydajność procesu infiltracji, maks. 110 - 120 tys. m³/d. Ponieważ pod koniec lat 60 - tych była to wydajność niewystarczająca zakończono budowę doprowadzalnika wody z rzeki Nysy Kłodzkiej oraz pompowni i ujęcia Czechnica, a także zakładu produkcji wody na Mokrym Dworze.

Maksymalne zużycie wody we Wrocławiu wystąpiło w 79 roku i wynosiło 250 tys. m³/d. Od tego czasu notowany jest stały trend spadkowy produkcji i poboru wody. Aktualne średnie zużycie wody to niecałe 150 tys. m³/d.

Tereny wodonośne Wrocławia zlokalizowane są w rejonie: Bierdza, Świątnik, Radwanic i Siechnic. Długość tego terenu wynosi ponad 6 km, średnia szerokość około 2,5 km, a powierzchnia terenów obecnie eksploatowanych 1026 ha.

Baseny infiltracyjne zlokalizowane są równolegle do Oławy, przy czym cały teren otoczony jest wałami tworząc polder Oławka.

Studnie w ilości 570 sztuk, z czego eksploatowanych jest 255 są zlokalizowane w dwóch ciągach równolegle do Oławy i częściowo do Odry.

Obecnie na terenach wodonośnych czynne są 4 pompownie:

• Pompownia Czechnica, tłoczy wody powierzchniowe z Oławy,

• Pompownia Radwanice (wody infiltrowane)

• Pompownia Bierdza (wody infiltrowane)

• Pompownia Świątniki (głównie wody infiltrowane)

Obiekty ujęć infiltracyjnych we Wrocławiu:

Osadnik wstępny wód powierzchniowych. Rolę tego osadnika spełnia odcinek starorzecza Oławy. Jego długość: 1100 m, szerokość: 40 - 100 m, a głębokość ok. 2 m, która została uzyskana w połowie lat 90 - tych (usunięcie osadu). Osadnik stanowi też rezerwę 4 - ero dobową na wypadek awaryjnego skażenia w Oławie.

Ujęcie wód powierzchniowych i pompownia Czechnica zasila w wodę zakład Mokry Dwór i systemy infiltracyjne. Woda jest filtrowana na mikrositach.

System rowów i kanałów rozprowadzających wodę - łączna długość ok. 11 km.

Baseny infiltracyjne rozmieszczone równolegle do Oławy, częściowo Odry. Ich powierzchnia przed wojną wynosiła 2 ha i umożliwiało to uzyskanie wydajności przekraczającej 100 tys. m³/d. Obecnie eksploatowanych jest 60 stawów, o łącznej powierzchni 57 ha.

Przy całkowitej produkcji wody - 150 tys. m³/d, z infiltracji pozyskiwanych jest średnio 61 tys. m³/d. Dodatkowo ok. 20 m³/d wód powierzchniowych z Oławy wtłaczane jest do zakładu na Grobli.

Podstawową przyczyną spadku wydajności była niewłaściwa eksploatacja. W okresie przedwojennym oraz bezpośrednio po wojnie wszystkie baseny były poddawane regeneracji przynajmniej raz w roku. Powodem jest to, iż większość basenów była wyłożona grubą warstwą osadów i wystąpiło zjawisko kolmatacji przyziemnych warstw gruntu pod basenem. Zjawisko kolmatacji spowodowane było tym, iż wprowadzony został do basenów ciężki sprzęt - spychacze, osady zostały wepchnięte do warstwy wodonośnej. Czyszczenie powinno odbywać się ręcznie (taczki, łopaty) lub specjalnymi urządzeniami o szerokich oponach.

W ostatnich latach została przeprowadzona regeneracja basenów przez niemiecką firmę, dzięki temu możliwe było zwiększenie wydajności.

W warunkach wrocławskich czas osuszania wynosi 1,5 miesiąca dlatego przewiduje się w przyszłości metody podwodnej regeneracji (bez osuszania).

Studnie wiercone. Wszystkie posiadają średnicę ok.. 0,35 - 0,48 m i wyposażone są w 3 warstwy obsypki. Długości filtrów wynoszą: 1,5; 2; 2,5 i 3 m, a więc są to długości relatywni małe. Z tego właśnie względu studnie te mają stosunkowo niewielką wydajność, a ponadto obsypki filtracyjne stosunkowo szybko podlegają kolmatacji. Z tego względu konieczne jest mniej więcej co 6 lat regenerowanie filtrów studziennych. Po wielu doświadczeniach stwierdzono najlepsze rezultaty czyszczenia poprzez wtłaczanie pompą do studni trójpolifosforanu sodu. Pozostaje on w studni przez ok. 20 h; w tym czasie następuje rozpuszczenie osadów kolmatujących filtr. Liczba kolejnych dekolmatacji nie przekracza 2, 3. Zwykle po drugiej uzyskuje się nie więcej niż 50% wydajności nowej. Dlatego co kilkanaście lat należy wykonać obok studni istniejącej studnię nową.

Oznacza to, iż w warunkach wrocławskich ujmowanie wody za pomocą studni wierconych jest mało efektywne. Dlatego w projektach rozbudowy wykonuje się drenaże lub ujęcia promieniste. Aktualne koncepcje przewidują, iż w przyszłości Wrocław będzie zaopatrywany w wodę wyłącznie z ujęć infiltracyjnych. Projekty przewidują trójetapową rozbudowę ujęć:

W pierwszym etapie - modernizacja i rozbudowa ujęć i basenów infiltracyjnych na terenach już eksploatowanych do wydajności łącznej ok. 125 - 135 tys. m³/d. Wstępny koszt modernizacji do tego stanu oceniony jest na ok. 142 mld starych złotych.

Drugi etap to budowa nowych basenów i nowych ujęć o wydajności 50 - 60 tys. m³/d. Wykorzystane zostaną do tego celu tereny w sąsiedztwie ujęć już eksploatowanych ponieważ znane są na tym obszarze warunki hydrologiczne i geochemiczne.

Trzeci etap to rozbudowa ujęć i basenów w rejonie Radwanic o wydajności 60 tys. m³/d.

Zbiorniki wodociągowe

Odgrywają istotną rolę w systemie wodociągowym. Pozwalają na gromadzenie wody w okresach jej nadmiaru i uzupełnianiu braków w czasie zwiększonego zapotrzebowania.

Zadania jakie spełniają zbiorniki wodociągowe:

wyrównują nierównomierność między dostawą a poborem wody,

zabezpieczają równomierną pracę pomp oraz urządzeń oczyszczających wodę,

istotnie zwiększają stopień niezawodności działania systemu wodociągowego,

stabilizują ciśnienia w sieci wodociągowej pod warunkiem, iż są zlokalizowane odpowiednio wysoko ponad obszarem konsumpcji wody,

umożliwiają magazynowanie wody na cele gaśnicze, do celów własnych, a także na wypadek awarii urządzeń oraz sieci wodociągowej.

Rodzaje zbiorników:

Ze względu na położenie w stosunku do terenu:

• zbiorniki terenowe (tanie i budowane na wzniesieniach),

• zbiorniki wieżowe (zlokalizowane na specjalnej konstrukcji),

Ze względu na cele budowy:

• zbiorniki dolne (zadaniem ich jest wyrównanie nierównomierności między dostawą i poborem wody),

• zbiorniki górne (dodatkowo stabilizują ciśnienia w sieci wodociągowej).

Ze względu na położenie w stosunku do odbiorcy:

• zbiorniki przepływowe (=początkowe), zlokalizowane są między obiektami zakładu produkcji wody, a siecią wodociągową.

W tym układzie cała ilość wody dopływa do zbiornika, natomiast wypływa ze zbiornika zawsze ilość wody odpowiadająca aktualnemu, chwilowemu rozbiorowi na sieci wodociągowej. Przy takiej lokalizacji zbiornika ciśnienie wytwarzane przez pompownię jest ustabilizowane a ponadto zagwarantowana jest ciągła wymiana wody w zbiorniku, co zabezpiecza przed jej wtórnym zanieczyszczeniem (jeżeli przebywa w zbiorniku 7 - 8 dni to może być wtórnie zanieczyszczona bakteriologicznie). Z tego względu zbiorniki początkowe, mimo pewnych wad są w aktualnych warunkach wyraźnego trendu spadkowego zapotrzebowania na wodę - preferowane.

- zbiorniki końcowe

Przy tej lokalizacji odbiorcy są umiejscowieni między źródłem zasilania zewnętrznego (pompownia), a zbiornikiem. W tym wypadku charakterystyczne jest to, że ciśnienia wytwarzane przez pompownię są zmienne co sprawia, że zmienne są również ciśnienia w sieci wodociągowej.

- zbiorniki centralne (zlokalizowane zwykle w punkcie ciężkości największego rozbioru wody).

Dla części odbiorców wody jest to zbiornik początkowy, natomiast dla części pozostałej - zbiornik końcowy. Taka lokalizacja jest najkorzystniejsza z punktu widzenia warunków ciśnieniowych w sieci wodociągowej. Występują wówczas najmniejsze zmiany ciśnień w cyklach dobowych i nie ma zazwyczaj wtedy potrzeby instalowania na sieci dodatkowych urządzeń, a w szczególności regulatorów ciśnienia.

Pojemności zbiorników:

• Zbiorniki dolne są zlokalizowane na końcu cyklu konstrukcyjnego urządzeń do oczyszczania wody (= zbiorniki wody czystej) oraz pełnią rolę zbiorników czerpalnych pompowni wodociągowych
  
  v = v_w + v_f + v_k + v_aw [m³]

Gdzie:

v - całkowita pojemność,

v_w - pojemność przeznaczona do wyrównania nierównomierności miedzy dostawą wody ze stacji oczyszczania, a poborem wody przez pompownię. Najczęściej przyjmuje się, iż dostawa wody jest stała w czasie doby co jest najkorzystniejsze z punktu widzenia eksploatacji ujęcia i efektów oczyszczania. Natomiast pobór wody przez pompownię II - stopnia może być zmienny.

v_f - rezerwa zmagazynowana w zbiorniku i przeznaczona na cele własne zakładu produkcji wody; zwykle jest to 0,5-1% maksymalnego dobowego zapotrzebowania na wodę.

v_k - pojemność niezbędna dla utrzymania kontaktu wody z chlorem przez czas T pomniejszony o czas tpotrzebny do przepłynięcia wody ze zbiornika do pierwszych odbiorców (zwykle 1 h).

v_aw - pojemność przeznaczona dla zabezpieczenia dostawy wody w sytuacjach awaryjnych. Przyjmuje się obecnie, że nie powinna być ona mniejsza niż ok. 30% maksymalnego dobowego zapotrzebowania na dobę, a w praktyce wynosi ona więcej nawet powyżej 100%.

Jeśli v_w - v_k 0 to v_k = 0

• Zbiorniki sieciowe (=górne)
  
  v = v_w + v_poż. + v_s
  
  gdzie:

v_w - pojemność przeznaczona do wyrównania nierównomierności między dostawą wody z pompowni II-stopnia (ze źródeł zasilania zewnętrznego), a zmiennym w czasie poborem wody przez jej odbiorców.
v_poż. - pojemność do magazynowania wody na cele gaśnicze zczerpywana w czasie gaszenia pożaru. Żąda się aby w czasie normalnej eksploatacji była to pojemność nienaruszalna. Ilość wody, która zgodnie z aktualnymi przepisami powinna być zmagazynowana w zbiorniku zależy od ilości ludności miasta.

Liczba mieszkańców	vpoż. [m^3]
Do 2 000	50
2 100 - 5 000	100
5 100 - 10 000	150
10 100 - 25 000	200
25 100 - 100 000	400
Powyżej 100 000	600

v_s - pojemność przeznaczona do magazynowania wody na specjalne cele asekuracyjne wynikające ze specyfiki warunków eksploatacyjnych.

Generalnie uznaje się, że pojemność zbiorników sieciowych powinna być relatywnie duża. Projektuje się nawet w dużych miastach zbiorniki o łącznej pojemności nawet przekraczającej 100% maksymalnego dobowego poboru wody. Zabezpieczają one bowiem wyższy stopień niezawodności działania systemu w dostawie do odbiorców; umożliwiają wdrążenie systemów optymalnego sterowania dystrybucją wody w celu minimalizacji kosztów eksploatacji systemu, a przede wszystkim kosztów energii zużywanych na pompowanie wody (trzeba dysponować dużą ilością pomp i mieć dużą pojemność zbiornika).

Generalnie pojemność wyrównawczą określa się na drodze analizy przebiegu w czasie dostawy i poboru wody. Zbiorniki sieciowe wyrównują nierównomierność między dostawą wody z pompowni II - stopnia a zmiennym w czasie poborem wody przez jej odbiorców.

Na wykresie: przebieg dostawy i poboru wody.

Zwykle przyjmuje się że zbiorniki wyrównują straty w cyklach 1 - dno dobowych.

Wykres rozbiorów - to co jest pobierane przez konsumentów.

Wykres dostawy - zależy od przyjętego harmonogramu pracy pompowni.

Najprostszy przypadek: wtedy gdy założymy, że pompownia pracuje z jednakową wydajnością przez całą dobę.

1 - wykres godzinowy poborów wody przez wszystkich odbiorców analizowany w mieście.

2 - wykres dostawy wody przez pompownię II - stopnia, przy założeniu, że pracuje ona ze stałą wydajnością przez całą dobę.

W godzinach, kiedy dostawa wody jest większa niż jej pobór zbiornik jest napełniany, natomiast w godzinach, kiedy wydajność pompowni jest mniejsza niż globalny rozbiór na sieci - zbiornik jest opróżniany.

Na tym wykresie suma pól powierzchni + powinna być równa sumie pól powierzchni - i każde z nich z osobna wyznacza niezbędną pojemność wyrównawczą zbiornika.

Możemy założyć, że pompownia pracuje w czasie doby przez liczbę godzin mniejszą niż 24, np. przez 16 h.

W godzinach nocnych pompownia nie pracuje.

Suma + = Suma -

Każda powierzchnia z osobna wyznacza niezbędną pojemność wyrównawczą zbiornika.

Można założyć stopniowanie pracy pompowni tzn. założyć np., że w godzinach nocnych pracują tylko niektóre pompy, a w dzień wszystkie.

Ten schemat dotyczy sytuacji, gdy w 8 h nocnych wydajność pompowni stanowi połowę wydajności w dzień. Przy takim harmonogramie uzyskuje się mniejszą niezbędną pojemność. Generalnie im bardziej dostosujemy wykres dostawy wody przez pompownię II - stopnia do wykresów rozbiorów godzinowych, tym mniejsza będzie pojemność wyrównawcza zbiornika.

Problem kosztów energii. W małych i średnich systemach wodociągowych zazwyczaj minimalne koszty zużywane na pompowanie wody uzyskuje się wtedy, gdy wydajność pompowni w niewielkim stopniu zmienia się w czasie doby. Jednakże w tych warunkach pojemności zbiorników są znaczne.

W małych systemach wodociągowych dąży się do tego, aby pojemności były relatywnie duże. Dlatego wówczas przyjmuje się stałą pracę pompowni w czasie całej doby. Natomiast w systemach dużych na ogół przewiduje się stopniową pracę pomp, aby zminimalizować potrzebną pojemność wyrównawczą zbiorników (szczególnie, gdy są to zbiorniki wieżowe).

Pojemność wyrównawczą można określić drogą analityczną - analizując z jednej strony godziny poboru wody, a z drugiej strony godziny wydajności zgodnie z założonym harmonogramem pracy pompy.

Godziny	Pobór wody (rozbiór)	Wydajność pompowni	Dopływ do zbiornika	Wypływ ze zbiornika	Pozostaje w zbiorniku:
0 - 1 1 - 2 2 - 3 13 - 14 14 - 15 23 - 24					0,000 *
Suma	100	100			**

* założenie godziny w której zbiornik jest pusty i od tej godziny algebraiczne sumowanie.

** największa liczba w tej kolumnie to pojemność wyrównawcza.

Sposób graficzny (analiza wykresów sumowych). Gdy pompownia pracuje z jednakową wydajnością w czasie całej doby.













Rzeczywiste parametry pracy pomp są uzależnione od wydajności pompowni, oznacza to, że pojemność zbiornika (wyliczona), jest nieco zawyżona.

Zasady projektowania zbiorników (terenowych).

Zbiorniki terenowe - są budowane bezpośrednio na terenie. Mogą być zbiornikami dolnymi wyrównującymi różnice między dostawą a poborem wody (np. zbiorniki ujęciowe, zbiorniki przed pompowniami II - stopnia lub strefowymi, zbiorniki przed hydroforami itp.), lub zbiornikami górnymi wyrównującymi również ciśnienie w sieci, jeśli układ topograficzny na to pozwala.

Zbiorniki terenowe górne, a więc właściwe zbiorniki zapasowo - wyrównawcze (wodociągowe) są bardzo pożądane w gospodarce wodociągowej, przede wszystkim ze względu na możliwość uzyskania dużych ich pojemności przy stosunkowo niewysokich kosztach inwestycyjnych. W czasie projektowania urządzeń wodociągowych powinno się więc dążyć do wykorzystania znajdujących się w okolicy obszaru zaopatrywania wyniosłości terenowych, choćby nawet nie były one w bezpośredniej bliskości sieci. Dopiero gdy nie ma wzgórz o odpowiedniej wzniosłości, należy pomyśleć o zbiornikach wyniesionych (wieżowych).

Zbiorniki terenowe projektuje się jako dwu - lub więcej komorowe. Natomiast wieżowe najczęściej jako jednokomorowe.
Projektując układ przewodów doprowadzających i odprowadzających wodę należy zagwarantować stałą wymianę wody w zbiorniku poprzez przemienne doprowadzanie i odprowadzanie wody.

Zazwyczaj wylewka z rurociągu, którym doprowadzana jest woda do zbiornika jest usytuowana nieco powyżej najwyższego poziomu wody w zbiorniku. Natomiast wlot do przewodu, w którym woda jest czerpana sytuuje się w części najniższej zbiornika.

Zagwarantowanie ciągłej wymiany powietrza nad zwierciadłem wody w zbiorniku, stąd konieczność instalowania specjalnych wywietrzników, które w zbiornikach terenowych powinny być zabezpieczone systemami osłonowymi przed zanieczyszczeniem i przed dopływem wód obcych (deszczowych). Wywietrzniki zabezpieczają przed sprężaniem i rozprężaniem poduszki powietrznej nad zwierciadłem wody przy zmianach stanu wody w zbiorniku.

Wyposażenie zbiorników

Wyposażenie zbiorników odpowiada funkcjonalnie ich zadaniom. Woda gromadzona w zbiornikach powinna być jak najczęściej wymieniana. Zbiornik powinien być zabezpieczony przed przepełnieniem, wymiana powietrza powinna następować bez zakłóceń. Poza tym należy zbiornik zabezpieczyć przed dostępem niepowołanych ludzi, a z drugiej strony musi istnieć możliwość przeprowadzenia kontroli od wewnątrz, oczyszczenia zbiornika, zdezynfekowania go itp.

Rurociągi i armatura

Dwa podstawowe układy rurociągów doprowadzających i odprowadzających:

1. Układ pierwszy - zbiorniki przepływowe.

2. Układ drugi - zbiorniki podłączone bocznikowo.

Ad.a)

Charakterystyczne jest to, że układy przewodów, którymi doprowadzana jest woda oraz przewodów czerpalnych są od siebie oddalone.

Ad.b)

Zbiorniki końcowe lub centralne.

Ten układ różni się od poprzedniego tym, że w bezpośrednim sąsiedztwie zbiorników albo w komorze układy przewodów doprowadzających i odprowadzających są ze sobą połączone.

Poza komorą zasuw jest tylko jeden przewód łączący go z siecią, w którym woda może płynąć w dwóch kierunkach zależnie od aktualnej, chwilowej różnicy między globalną dostawą i globalnym poborem.

Na przewodach czerpalnych oprócz zasuw zainstalowane są zawory albo klapy zwrotne (zabezpieczają one przed dostawą wody do zbiornika przewodami poborowymi.

Zasada: w zbiornikach podłączonych bocznikowo na przewodach poborowych instaluje się klapy zwrotne, gwarantują one wymianę wody w zbiorniku.

Każdy zbiornik musi być wyposażony w przewody: przelewowy i spustowy. Przelew zabezpiecza przed przepełnieniem zbiornika, natomiast spust umożliwia jego opróżnianie w miarę potrzeby.

Niekiedy przewód spustowy z zasuwą podłączony jest do przewodu poborowego, np.:

Przelew:

Wody przelewowe i spustowe odprowadza się do studni zlokalizowanej na zewnątrz zbiornika, przy czym konieczne jest zamknięcie wodne. Ze studzienki wody są grawitacyjnie odprowadzane do odbiornika (kanalizacja, ciek).

1. W zbiornikach terenowych wykonuje się obudowany właz kontrolny dla pomieszczenia urządzeń ze stanem wody w zbiorniku.

2. Zasuwy o średnicy > 400 mm powinny być wyposażone we wskaźnik otwarcia.

3. Rurociągi układane w obrębie obsypki zbiornika terenowego powinny mieć złącza elastyczne, a nie sztywne.

4. Odcinki pozostałych rurociągów ułożonych na dnie zbiornika muszą być wyposażone w podpory zlokalizowane przy złączach.

5. W zbiornikach wieżowych rurociągi pionowe muszą być wyposażone w wydłużki zabezpieczające przed pęknięciem wskutek naprężeń spowodowanych zmianami temperatury.

6. Jeśli w zbiorniku terenowym nie przewiduje się komory zasuw, to dla zasuw o średnicy > 400 mm muszą być przewidziane studzienki, również klapy zwrotne umieszcza się w studzienkach.

7. Zbiorniki terenowe powinny mieć drenaż płytowy pod dnem zbiornika niezależnie od poziomu zwierciadła wód gruntowych.

8. Temperatura wody w zbiorniku nie powinna być < 5˚, wobec czego konieczna jest izolacja termiczna. Tradycyjna jest obsypka ziemna; obecnie są specjalne izolacje.

Urządzenia pomiarowe:

• Pomiar stanu wody z przekazaniem informacji o tym stanie do sterowni.

• Urządzenia do sterowania pracą pomp z funkcją stanu wody w zbiorniku.

• Urządzenia do pomiaru prędkości i natężenia dopływu i odpływu wody ze zbiornika.

Strefy ochronne:

W zbiornikach wieżowych wystarcza wydzielenie terenu, działki o wymiarach 20 - 25 m. Wymagany jest teren na dojazd oraz układ przewodów, linii telefonicznych.

Przykład poziomów sterujących w zbiorniku dolnym będącym zbiornikiem czerpalnym w pompowni II - stopnia.

Układy systemów dystrybucji wody

Woda z ujęć musi być doprowadzona do urządzeń uzdatniających, magazynujących i doprowadzających. W wypadku gdy urządzenia centralne położone są wysoko ponad obszarem konsumpcji można dostarczyć wodę grawitacyjnie.

Podział systemów instytucji dostarczających wodę:

• grawitacyjne,

• pompowe,

• mieszane

• ze zbiornikiem sieciowym

• bez zbiornika sieciowego

w zależności od sposobu zasilania odbiorcy:

• jednostrefowy,

• wielostrefowy

w zależności od liczby jednostek osadniczych:

• pojedyncze,

• indywidualne,

• grupowe - zasilanych jest kilka jednostek osadniczych.

System dystrybucji wody musi być tak zaprojektowany aby spełniał warunki:

1. W warunkach największego rozbioru wody ciśnienie w sieci rozdzielczej musi być wystarczające dla zagwarantowania sprawnego działania urządzeń. Wysokość ciśnienia roboczego, która to gwarantuje zależy od:

• wysokości budynków,

• rodzaju przyborów sanitarnych,

• odległości budynku od przewodu,

• wymaganego ciśnienia wylotowego

H_r = H_g + H_s + H_c

Gdzie: H_g - wysokość geometryczna położenia tzw. miarodajnego najwyżej położonego,

H_s - wysokość strat hydraulicznych liniowych i miejscowych od miejsca podłączenia do miarodajnego punktu czerpalnego (straty na wodomierzu, przyłączu),

H_c - wysokość ciśnień wypływu wody z miarodajnego punktu czerpalnego, 10 m H₂O

2. W wypadku gdy na sieci są rejony o wysokiej zabudowie lub pojedyncze wysokie budynki to nie opłaca się utrzymywać ciśnienia. Stosuje się lokalne pompownie, które podwyższają ciśnienie wydzielane w rejonach sieci wodociągowej lub górnych odcinkach instalacji budynku. W sieci wodociągowej utrzymuje się ciśnienie wystarczające dla budynku 5 - cio kondygnacyjnego.

3. Ograniczenie ciśnienia maksymalnego wynikające z wytrzymałości wewnętrznej instalacji. Ten warunek ograniczania wysokości ciśnienia w przewodach do 55 m H₂O.

4. Jeżeli do gaszenia pożaru czerpana jest woda z hydrantów to wysokość ciśnienia nie może być mniejsza niż 20 m H₂O, natomiast gdy hydranty będą wykorzystane do zasilania pomp to wysokość ciśnienia musi wynosić 10 m H₂O. W czasie pożaru przewiduje się dodatkowe czerpanie wody w ilościach zależnych od ilości mieszkańców miasta.

Dodatkowy pobór wody przy małej sieci wodociągowej sprawia że straty hydrauliczne są bardzo duże. Korzysta się wtedy ze specjalnych zbiorników, dotyczy to małych miast w szczególności w warunkach, gdy zabudowa jest zlokalizowana w długim ciągu komunikacyjnym, wtedy racjonalnym rozwiązaniem jest ograniczenie zaopatrzenia pożarowego do rejonu centralnego o zwartej zabudowie.

Schematy systemów dystrybucji wody

1. Zbiornik przepływowy (=początkowy)

Zbiornik dolny pełni rolę czerpalnika.

Układ ze zbiornikiem początkowym gwarantuje równomierną pracę pomp II - stopnia, zmiany parametrów pracy tych pomp wynikają ze zmiany stanu wody w zbiorniku dolnym - czerpalnym.

Najczęściej przy tej lokalizacji zbiornika dolnego zmiany ciśnienia w sieci są mniejsze niż przy innych lokalizacjach. Jest to korzystne z punktu awaryjności sieci wodociągowej oraz przewodów w budynku. Uznaje się że w wypadku gdy system wodociągowy posiada 2 lub więcej źródeł zasilających sieć to należy lokalizować w pobliżu zbiornika początkowego, gwarantuje to najbardziej korzystny sieci w czasie normalnej eksploatacji.

W wypadku gdy system ma jedno centralne źródło zasilania to nie można bez analizy stwierdzić lokalizacji zbiornika początkowego.

2. Zbiornik końcowy

System ma dwa źródła: pompownię i zbiornik. Jest on zatem korzystniejszy bo wypadku awarii pompowni można wykorzystać wodę ze zbiornika. Zakres ciśnień jest szeroki co jest niekorzystne na awaryjność. W szerszym zakresie zmieniają się parametry pracy pompowni. W przypadku zbiornika końcowego jest dodatkowa linia ciśnień w przypadku postoju pompowni. Wówczas wysokość zbiornika musi być wystarczająca aby dostarczyć wodę do odbiorców.

3. Zbiornik centralny

Zlokalizowany w punkcie ciężkości największego rozbioru wody. Na część sieci działa jako początkowy, a na część jako końcowy.

Dobór lokalizacji zbiornika powinien być poprzedzony analizą.

Budowa zbiorników wieżowych jest kwestią dyskusyjną. Mamy tendencje do budowy ich w dużych systemach; w małych systemach buduje się pompownie z odpowiednim sterowaniem ciśnienia. Stosuje się falowniki umożliwiające płynną zmianę w obrotach silników asynchronicznych, a tym samym płynna zmianę parametrów pompowni dostosowaną do zmieniających się warunków.

4. Układ systemu dystrybucji wody przetwornikami częstotliwości prądu.

Przetworniki umożliwiają płynną zmianę w obrotach silników asynchronicznych, zmianę charakterystyki pompowni i dostosowaniu ich do płynnie zmieniających się warunków wodnych.

Ciśnienie powinno być zbliżone do ciśnienia roboczego w najgorszych warunkach - wymaga to sterowania w obrotach wirników pomp.

Strefowanie sieci wodociągowej

Celowość wynika z dwóch warunków:

Nie przekroczenie dopuszczalnego ciśnienia w sieci rozdzielczej (0,55 MPa),

Przesłanki ekonomiczne, a w szczególności ograniczenie ciśnień w przewodach rozdzielczych, dostosowanie do potrzeb.

Decyzje o strefowaniu wynikają ze specyfiki konkretnego systemu dystrybucji wody.

Strefowanie wynikające z pierwszego warunku jest strefowanie gdy:

- system jest rozległy (wysokie straty hydrauliczne),

- gdy na obszarze objętym siecią występują duże różnice rzędnych terenu

Rodzaje strefowania

1. szeregowe

Pompownia II - strefy ma wydajność odpowiadającą zapotrzebowaniu na wodę w II strefie.

Wysokości podnoszenia obu pompowni są dostosowane do wymaganych ciśnień roboczych odpowiednio w strefie I i II.

Pompownia II strefy czerpie wodę z sieci wodociągowej ze strefy I, albo w sposób bezpośredni albo przez zbiornik czerpalny napełniony wodą ze strefy I.

Układ szeregowy jest stosowany gdy zabudowa jest rozciągnięta wzdłuż linii komunikacyjnych (np. wodociągi wiejskie).

2. równolegle

Dwie pompownie o wydajnościach dostosowanych do zapotrzebowania na wodę w strefie I i II.

Pompownia w strefie I ma wysokość podnoszenia taką, aby zagwarantowane było odpowiednie ciśnienie robocze oraz aby w żadnym punkcie sieci wysokość nie była większa niż ...

W schemacie pompownia strefy II tłoczy wodę do tej sieci rurociągiem tłocznym poprzez sieć strefy I.

Wysokość podnoszenia jest dostosowana do wymaganych ciśnień roboczych sieci wodociągowej strefy II, w której nie są przekroczone ciśnienia dopuszczalne, natomiast w rurociągu tranzytowym w obszarze strefy I mogą wystąpić ciśnienia.................... ponieważ do tego rurociągu nie są wykonywane połączenia domowe. W tym rurociągu mogą wystąpić ciśnienia wyższe do 1,0 MPa.

W warunkach miejskich dominują układy równoległe oraz mieszane: szeregowo - równoległe. Niekiedy w ulicach są prowadzone równolegle przewody o różnym ciśnieniu.

Obecnie przedsiębiorstwa wodociągowe stosują zasadę, że z sieci niskiego ciśnienia korzystają odbiorcy w budynkach do 5 - ciu kondygnacji. Natomiast wyższe budynki są zaopatrywane w wodę w układzie strefowym.

W praktyce pojawia się problem rozdzielenia dwóch sieci. Takiego oddzielenia dokonuje się najczęściej poprzez zamknięcie odpowiednich zasuw. Takie zasuwy powinny być zabezpieczone przed przypadkowym otwarciem oraz dostępem osób nieupoważnionych.

W praktyce stosowane są zabezpieczenia:

• Różna „skrętność” zasuw strefowych i sieciowych.

• Inne rozwiązanie skrzynki ulicznej do zasuw, wymagającej stosowania specjalnego klucza.

• (Rzadko), zainstalowanie przepustnicy zwrotnej, która uniemożliwia przepływ ze strefy wysokiego ciśnienia do strefy niskiego ciśnienia.

Inne układy:

• niezależny (każda ze stref wydzielonych zasilana jest z niezależnego źródła, ujęcia, stacji uzdatniania i pompowni)

• układ szeregowo - równoległy ze zbiornikami strefowymi (wyrównawczymi) w każdej ze stref

Strefowanie lokalne

Może się odnosić do pojedynczych osiedli, grup budynków a nawet pojedynczych budynków.

Przykład. Strefowanie lokalne dla całego osiedla.

Przykład. Może być też zasilanie tylko instalacji wewnętrznej na wyższych kondygnacjach budynków.

Aktualnie do podwyższania ciśnienia są stosowane najczęściej pompownie hydroforowe z pompami o płaskich charakterystykach.

Współczesne zestawy hydroforowe mają zbiorniki o niewielkiej pojemności (do ok. 120 l), a nawet produkowane są zestawy bez ciśnieniowych zbiorników hydroforowych.

Dystrybucja wody

Sieć wodociągowa oraz układy przesyłu wody są najdroższym elementem całego systemu wodociągowego; ich udział w całkowitym majątku trwałym wynosi od 65 - 80%.

Jeśli jako kryterium podziału przewodów wodociągowych przyjąć ich przeznaczenie to można wyróżnić przewody:

tranzytowe,

magistralne,

rozdzielcze.

Przewody tranzytowe - przesyłana jest nimi woda poza terenami zabudowanymi. Dopuszcza się wyższe ciśnienie: co najmniej 1 MPa i nie wykonuje się do nich przyłączy wodociągowych.

Przewody magistralne - tworzą podstawową sieć wodociągową (=szkieletową) na terenach zabudowanych. Przewody te łączą najkrótszą drogą źródła zasilania systemu z centrami rozbioru wody.

Są to przewody o średnicy 300 mm lub więcej. W małych miastach mają mniejszą średnicę 150 - 250 mm.

Zasadą jest, że minimalna średnica przewodu to 150 mm. Wprawdzie norma dopuszcza średnicę 100 mm ale z reguły prowadzi to do zbyt dużych spadków ciśnienia w czasie gaszenia pożaru.

Przewody rozdzielcze - wykonuje się do nich podłączenia domowe, (100 - 200 mm).

Układy sieci wodociągowej

Na obszarach zabudowanych, praktycznie w każdej ulicy znajduje się przewód wodociągowy.

Rozróżnia się dwa podstawowe układy magistralne:

• otwarte (końcówkowe, rozgałęzieniowe),

• zamknięte,

• mieszane.

UKŁAD OTWARTY

Istotną wadą jest też to, że w końcówkach magistral wyst. niskie ciśnienie czego konsekwencją może być stagnacja wody, odkładanie się osadów, a także możliwość zagniewania wody (wtórne zanieczyszczenie).

Często układy otwarte są pierwszym etapem budowy sieci wodociągowych w układach zamkniętych.

UKŁAD ZAMKNIĘTY

UKŁAD PIERŚCIENIOWY

Zalety układów zamkniętych:

• wyższy stopień niezawodności dostawy wody (woda do węzła dopływa z dwóch stron),

• gorsze warunki do stagnacji wody,

• układy bardzo niezawodne (częstokroć w centralnych rejonach miasta stosuje się układy zamknięte natomiast zabudowa oddalona zaopatrywana jest z końcówek).

Zasady projektowania sieci wodociągowych

Materiały wyjściowe:

-

• lokalizacja i dyspozycyjne wydajności potencjalnych źródeł zasilania zewnętrznego,

• plan sytuacyjno - wysokościowy terenu miasta,

• aktualny plan urbanistyczny.

Czynności:

trasowanie sieci - składa się z dwóch etapów:

trasowanie na planie geodezyjnym polegające na wykreśleniu na planie tras przewodów wodociągowych, w pierwszej kolejności przewodów magistralnych,

trasowanie w przekroju podłużnym i poprzecznym ulicy stanowiące końcowy etap trasowania; polega ono na szczegółowym zlokalizowaniu przewodu projektowanego z uwzględnieniem relacji z innymi elementami infrastruktury podziemnej (kable telefoniczne, telekomunikacyjne).

Trasowanie - polega na wykreśleniu linii oznaczających magistrale wzdłuż ciągów komunikacyjnych. Magistrale powinny bowiem łączyć najkrótszą i najprostszą drogą źródła zasilania systemu z centrami rozbiorów. Muszą być powiązane z układem komunikacyjnym miasta. W praktyce obecnie nie projektuje się nowych systemów natomiast mamy do czynienia z systemami starymi, które są modernizowane i rozbudowywane.

Na planach urbanistycznych występują wówczas dwie kategorie terenów:

• obszary już zainwestowane (zabudowane), gdzie możliwe są działania zagęszczające; zadania trasowania mogą być przeprowadzone jednoznacznie,

• obszary rozwojowe, które z reguły traktowane są wariantowo zarówno w aspekcie lokalizacji jak i intensywności użytkowania tzn. w planach podane są lokalizacje terenów rozwojowych oraz ich maksymalne chłonności, natomiast z reguły nie ma danych kiedy i czy w ogóle będą zagospodarowane. Podane są w planie urbanistycznym lokalizacje głównych ulic o znaczeniu ponadlokalnym, a także kierunki rozwoju natomiast nie jest znany szczegółowy układ ulic na terenach rozwojowych, gdzie w zasadzie można mówić o równych kierunkach rozwoju.

2

---