Anno Accademico 2010-2011 Corso di “Costruzioni idrauliche”
Prof. Antonio Castorani
PROGETTAZIONE DELLA RETE DI APPROVVIGIONAMENTO IDRICO PER IL COMUNE DI Ruvo di Puglia
Corso di Laurea in Ingegneria Civile 3° Anno La progettazione di cui ci si occupa riguarda il dimensionamento della rete idrica e fognaria per il comune di Ruvo di Puglia (BA). 1.1 RETE IDRICA
Nella progettazione di un acquedotto risulta di estrema importanza la determina zione dei quantitativi d’acqua necessari per soddisfare la domanda idrica che si avrà dopo un periodo di circa 50 anni, che rappresenta la durata tecnico-economica delle opere da realizzare. L’assumerlo perciò pari a 50 anni non esclude che alcune delle op ere dell’acquedotto possano avere una vita ben più lunga, significa semplicemente che l’acquedotto stesso deve avere
una buona funzionalità per tale durata. A tale scopo appare opportuno in fase di progetto effettuare la stima della domanda idropotabile proiettata a 50 anni, valutando la dotazione idrica pro capite e ipotizzando, con riferimento alle leggi di crescita demografica, quale sarà la popolazione futura in funzione dei dati di popolazione al momento disponibili. Per la progettazione in esame si ricavan o i dati di popolazione dai dati disponibili presso l’Anagrafe Comunale per gli anni dal 1973 al 2010: Anno di riferimento 1973 1974 1975 1976 1977 1978 1979 1980 1981 1982 1983 1984 1985 1986 1987 1988 1989 1990 1991 1992 1993 1994 1995 1996 1997 1998 1999 2000 2001 2002 2003 2004 2005 2006 2007 2008 2009 2010
Dato di popolazione 23466 23476 23631 23696 23837 23931 24043 24120 23720 23878 23963 24015 24040 24101 24140 24280 24417 24523 24845 24958 25074 25111 25384 25495 25565 25611 25674 25698 25741 25821 25910 25924 25900 25922 25973 25809 25803 25808
Tab. 1 – Dati di popolazione del Comune di Ruvo di Puglia
Una volta rappresentati i dati in un diagramma (Fig. 1 ), si procede a calcolare la proiezione della popolazione al 2060, applicando dei metodi matematici di previsione fondati sull’adattamento di opportune leggi matematiche,
le cosiddette leggi di crescita, alla serie storica di popolazione di cui disponiamo.
Fig. 1 – Dati di popolazione del comune di Ruvo di Puglia
Disposti quindi tali dati in un piano di coordinate cartesiane aventi in ascissa i tempi t (misurati in anni n) e in ordinate la popolazione N, si valuta preliminarmente quale legge di crescita sia più adatta al caso in esame. Le leggi di crescita prese in esame sono:
aritmetica (Fig. 2);
geometrica (Fig. 3);
dell’interesse
N di crescita τ i tra coppie consecutive di anni, ricavati con l’espressione i i 1 , dove N N i 1 indica il dato di popolazione e n l’intervallo temporale tra i due dati di popolazione considerati; logistica (Fig. 5), con il metodo del limite di saturazione S fissato (con S pari a 51342).
composto (Fig. 4), utilizzando come valore del tasso di crescita τ il valor medio dei tassi 1
ni
Popolazione 2060 = 30136
Fig. 2 – Legge di crescita aritmetica
Popolazione 2060 = 30660
Fig. 3 – Legge di crescita geometrica
Popolazione 2060 = 29398
Fig. 4 – Legge di crescita dell’interesse composto
Popolazione 2060 = 30478
Fig. 5 – Legge di crescita logistica
Si utilizza come valore di popolazione al 2060 quello determinato con la legge di crescita logistica: P2060= 30478 Al fine di valutare la dotazione idrica pro capite, sono state ricavate le stime delle popolazioni turistica e fluttuante proiettate al 2060, ipotizzando valida la legge di crescita dell’ interesse composto, la quale ha fornito i seguenti valori: PTURISTICA = 343 PFLUTTUANTE=2782 Alla popolazione fluttuante giornaliera, presente per l’intero anno solare si è attribuita una dotazione pro capite lorda di 150 l/ab x giorno, ed alla popolazione turistica, in quanto extralberghiera ( per il comune in oggetto) e assunta presente per 75 giorni, si è assegnata una dotazione lorda di 350 l/ab x giorno. I volumi pertanto stimati sono: VRESIDENTE=30478* 300*365 = 3.337.341.000 l VTURISTICA=343*350*75 = 9.003.750 l VFLUTTUANTE=2782*150*365=152.314.50 l Sommati i tre volumi si ricava il seguente valore di dotazione idrica : d
V TOT P RESIDENTE 365
314.5
l ab giorno
La portata Q sulla quale dimensionare l’acquedotto sarà quindi pari a: Q
P 2060 d 86400
30478 314.5 86400
l
m3
s
s
110,54 0.11054
(Portata media del giorno di massimo consumo)
1.2 COMPONENTI PRINCIPALI DI UN ACQUEDOTTO
Schematicamente un acquedotto è composto (Fig. 6) da:
un’opera di presa;
l’acquedotto esterno;
una disconnessione idraulica con funzione di compensazione e/o riserva;
l’acquedotto interno;
ACQUEDOTTO ESTERNO
OPERA DI PRESA
ACQUEDOTTO INTERNO
SERBATOIO
Fig. 6 – Principali componenti di un acquedotto
CENTRO URBANO
Nel progetto che segue verranno dimensionati tutti i componenti del sistema, fatta eccezione per l’opera di presa.
Si prevede una presa un carico da acquedotto già esistente (adduttore principale), con quota piezometrica pari a 15 metri, da cui è possibile derivare la portata richiesta per il Comune in oggetto.
1.3 DIMENSIONAMENTO DELL’ACQUEDOTTO ESTERNO
Sono assegnati i punti A (punto di presa) e B (serbatoio) (Fig. 8). Si individua il tracciato più conveniente dal punto di vista idraulico (scegliamo, cioè, di realizzare un’opera a gravità dato che l’orografia del territorio lo consente),
cercando di appoggiarci il più possibile a strade esistenti (in modo da limitare gli espropri e non avere la necessità di realizzare un’apposita viabilità d i servizio per la manutenzione).
Fig. 8 – Tracciato adduttore
Date le caratteristiche del terreno di natura calcarea, si è deciso di adottare tubazioni in acciaio giuntate a bicchiere, acquistate dalla Boldarino S.P.A. con sede a Brescia .
Una volta scelto il tracciato, si dimensiona l’adduttore esterno con la nota formula: Y=
, dove:
L=16988m Q = 0,11054 m3/s HA=492m HB=238m Y = HA - HB = 254m e avendo assegnato al coefficiente β (che dipende dalla sc abrezza del materiale e dal diametro), tra le varie formule
presenti in letteratura, quella che permette di dissipare più carico per un assegnato diametro di tentativo ( 0.3 m ).
Tab. 2
In questo caso tale formula risulta essere quella di Kutter:
Adottando come valore dell’indice di scabrezza di Kutter per tubazioni in acciaio usate (con tubercolizzazione diffusa) m = 0.35, si ricava come valore di diametro teorico: D = 0,306697m Poiché il diametro teorico, nella maggior parte dei casi, non è commerciale, si scelgono due diametri commerciali immediatamente più piccolo e più grande rispetto a quello teorico. Si ha dunque: DN300 → u300 = 1,383833 DN350 → u350 = 0,588069
Si dimensiona quindi il sistema utilizzando due tronchi di diametri DN300 e DN350, di lunghezza rispettivamente L300 e L350: 2 2 Y u35 0 Q2060 L35 0 u30 0 Q2060 L30 0 L L35 0 L30 0
Risolvendo il sistema, si ricava:
L35 0 3420m L30 0 13568m
Fig. 9 – Profilo longitudinale per il funzionamento al 2060
Dato l’andamento altimetrico del terreno e dovendo garantire in ogni punto della condotta una pressione minima di 5 m di colonna d’acqua, è necessario collocare pr ima il tronco con DN350 (in modo da dissipare un carico minore
e mantenere quindi la piezometrica più alta), come evidenziato dalla Fig. 9. 1.4 Pressione nominale in condotta
Nella scelta delle tubazioni da impiegare per l’adduttore esterno non è sufficien te calcolare esclusivamente i
diametri, ma è necessario determinare le pressioni alle quali le condotte saranno sottoposte in fase di esercizio. Il D.M. 12/12/1985 stabilisce le regole per l’individuazione della classe nominale di pressione idonea , mediante il
confronto con la pressione equivalente PE. Si considerano quindi, per entrambi i tratti di condotta a DN 350 e DN 300, i punti in cui si registrano le massime pressioni e per ognuno si scelgono come Pressione Nominale il massimo valore risultante tra la Pressione Idrostatica in quel punto e la Pressione ( P + ∆P ) Tratto a DN 350
Diametro
DN
350 mm
Velocità
V
1.149 m/s
Densità
d
1000 kg/mc
Celerità
c
1000 m/s
P idrostatica kgf/cm2 ∆P
kgf/cm2
6
3
6 – 10
3-4
10 – 20
4-5
20 - 30
5-6
Pressione in condotta
P
46.06 m = 4.60 kgf/cm2
Sovrappressione( ρcV )
∆P
117.10 m = 11.71 kgf/cm2
PI
71.63 m = 7.16 kgf/cm2
Pressione idrostatica
Dalla lettura della Tabella si osserva come le sovrappressioni dovute al colpo d'ariete risultano essere elevate per l'intervallo a cui appartiene la pressione idrostatica. Per questo motivo si interviene con organi di regolazione delle sovrappressioni come le casse d'aria. Con tali regolatori la sovrappressione ∆P deve abbassarsi e
raggiungere valori massimi di 4 kgf/cm2 .
La pressione nominale risulta essere: PN = max (Pin condotta + ΔP ; P idrostatica) = max (4.60 + 4 ; 7.16) = 8.60 kgf/cm2
Tratto a DN 300
Diametro
DN
300 mm
Pressione in condotta
P
97.10 m = 9.71 kgf/cm2
Velocità
V
1.563 m/s
Sovrappressione( ρcV )
∆P
159.30 m = 15.93 kgf/cm2
Densità
d
1000 kg/mc
Pressione idrostatica
PI
141.5 m = 14.14 kgf/cm2
Celerità
c
1000 m/s
P idrostatica kgf/cm2 ∆P
kgf/cm2
6
3
6 – 10
3-4
10 – 20
4-5
20 - 30
5-6
Dalla lettura della Tabella si osserva come le sovrappressioni dovute al colpo d'ariete risultano essere elevate per l'intervallo a cui appartiene la pressione idrostatica. Per questo motivo si interviene con organi di regolazione delle sovrappressioni come le casse d'aria. Con tali regolatori la sovrappressione ∆P deve abbassarsi e raggiungere valori massimi di 5 kgf/cm2 .
La pressione nominale risulta essere: PN = max (Pin condotta + ΔP ; P idrostatica) = max (9.71 + 5 ; 14.14) = 14.71 kgf/cm2
1.5 VALVOLA DI REGOLAZIONE
Una volta dimensionato il sistema al 2060, si procede a verificarne il funzionamento al 2010 con tubi nuovi, con m=0,25 (quindi con dissipazioni minori). u35 0 0.42005 u30 0 0.97575 Q2010
P 2060 d 86400
l
m3
s
s
94 0.094
2 2 Y TN u35 0 Q2060 L35 0 u30 0 Q2060 L30 0 179.3
H excess Y TU Y TN 254 129.5 74.7m Con il funzionamento a tubi nuovi (Fig.10) viene dissipato un carico inferiore rispetto a quello disponibile. È necessario dunque prevedere dispositivi di dissipazione di energia durante le fasi di normale esercizio, dispositivi che andranno dimensionati con riferimento alla condizione di tubazione nuova.
Fig. 10 – Funzionamento a tubi nuovi
Pertanto, in una sezione compresa tra il serbatoio di valle e l’intersezione tra la condotta e la piezometrica a tubi
nuovi tracciata a partire dal serbatoio di valle, è necessario inserire una valvola di regolazione che introduca una perdita di carico localizzata pari al ΔHexcess. che si riduce progressivamente nel tempo con l’uso della condotta e con l’aumento della portata da addurre. Poiché la valvola di regolazione deve essere posizionata all’interno di una
struttura di controllo fornita di alimentazione elettrica e di viabilità per raggiungerla, si preferisce collocarla in una sezione in cui esista una struttura già realizzata (a valle o a monte). È necessario dunque valutare il coefficiente di perdita kv nelle condizioni iniziali di funzionamento : kv
H excess v2 2 g
H excess 2 Q2010
607.87
2 g A30 0 2
valutandolo con riferimento all’energia cinetica nella sezione immediatamente a monte della valvola (avendo
deciso di posizionare la valvola presso il serbatoio di valle, la sezione sarà quella relativa al DN300). Il dispositivo scelto è una valvola di regolazione a fuso della ditta Brandoni S.p.a. . Il grado di apertura della valvola, in relazione al coefficiente di perdita calcolato, sarà del 26% circa nel funzionamento a tubi nuovi al 2010, da aumentare progressivamente man mano che aumentano la portata richiesta e il carico dissipato (Fig. 11).
Fig. 11 – Grado di apertura valvola
1.6 DIMENSIONAMENTO SFIATO E SCARICO
È necessario prevedere per il buon funzionamen to delle condotte adduttrici l’ installazione di altre apparecchiature speciali all’ interno di appositi manufatti, facilmente accessibili dall’ esterno e in genere costituiti da semplici pozzetti in muratura interrati, muniti di chiusino di accesso. Pertanto nei massimi relativi del profilo si dispongono gli sfiati e in quelli minimi gli scarichi,opportunamente dimensionati; dispositivi che permettono il vuotamento dei due tratti adiacenti di tubazione (Fig. 12).
Fig. 12 – Sfiato e scarico dimensionati
Lo sfiato che si è scelto di dimensionare( acquistato dalla ditta C.S.A. s.r.l. ) è a tripla funzione (a doppio galleggiante) che compie le seguenti funzioni principali:
uscita d’aria in grande quantità;
degasaggio dell’aria in pressione ;
entrata d’aria in grande quantità.
Per il dimensionamento della fase di degasaggio continuo si utilizza la formula: = 4,76mm Per il dimensionamento delle fasi di svuotamento e riempimento della condotta si utilizza la formula:
avendo assegnato a
v un
valore di 0,4m/s e a
d un
valore di tentativo pari a 0,3m, e verificando che la pressione
all’interno della condotta risultasse maggiore di quella critica. La portata di evacuazione è dunque costante (regime
sonico) e pari a:
Calcolata inoltre nel punto di posizionamento dello sfiato la sovrappressione in espulsione che è risultata essere: ΔP = 6,56 bar
dalla tabella deflusso aria (Fig. 13), il diametro relativo alla fase di riempimento della condotta è risultato essere pari a 0,75 pollici (19mm).
Fig.13 – Tabella deflusso aria
Per quanto riguarda lo scarico, si dimensiona la bocca di efflusso in modo che il tempo necessario per svuotare completamente il serbatoio sia di 2 – 3 ore: si procederà per tentativi, assegnando vari diametri. Trattandosi di un efflusso sotto battente, si opera alle differenze finite, suddividendo il carico H (pari a 37m) in 10 intervalli Δh:
d 2 2 g H i Qi 4 0.6 T i T
V i Qi
T i
i
Si sceglie come diametro D = 0.05 m, in modo che il tratto della condotta possa essere completamente svuotato in un intervallo di tempo pari a 2 ore e mezza circa (Tab. 3).
Tab. 3 – Scarico condotta
1.7 DIMENSIONAMENTO BLOCCHI DI ANCORAGGIO
Lungo la condotta andranno realizzati una serie di blocchi d’ancoraggio atti a scaricare sul terreno gli sforzi che
agiscono sulla condotta, da realizzare in caso di curve planimetriche e altimetriche, variazioni di diametro, estremità e diramazioni, tratti fortemente pendenti. Nel caso in esame si è scelto di dimensionare un blocco a gravità di forma trapezoidale in corrispondenza di una curva planimetrica (Fig. 14), di dimensioni: l = 390 cm l1 = 155 cm h = 180 cm h1 = 315
Fig. 14 – Curva planimetrica
DIAMETRO
300 mm 65,07 m 105°
PRESSIONE DELL’ACQUA
ANGOLO PLANIMETRICO
Si determina una spinta sul blocco :
De 2 * 2 sen 107.282,03 N R 2 * Pcollaudo * A * sen 1.5 hG 2 2 4
Sono state effettuate le seguenti verifiche:
verifica a scorrimento
cls verifica a schiacciamento del calcestruzzo
R L1 * Di
G 6e 1 max/ min verifica a ribaltamento Abase h1
amm.
1.7.1 VERIFICA SCORRIMENTO
Posti: W = 205838,69 N f = 0,75 vs = 1,54 R
R = 107.282.03 N < 178.456,16 N
f * W s
1.7.2 VERIFICA A SCHIACCIAMENTO DEL CALCESTRUZZO
Posti:
2,307 N/cm2 < 200 N/cm2
1.7.3 VERIFICA A RIBALTAMENTO 1.6.3.1CALCOLO E VERIFICA DELL’ ECCENTRICITÀ
x = 134,86 cm y = 22,63 cm e’ = 28,98 cm e = y + e’ = 51.62 cm
Si verifica che la risultante ricade all’interno del terzo medio in qua nto e < 52,5 cm 1.6.3.2 VERIFICA A RIBALTAMENTO
7,697 N/cm2 < 50 N/cm2
1.8 DIMESIONAMENTO DEL SERBATOIO
Si inserisce tra l’acquedotto esterno e quello interno un serbatoio (si tratterà quindi d i un serbatoio di testata), che assolve la duplice funzione di disconnessione idraulica (per preservare l’adduttore esterno dalle sollecitazioni per colpo d’ariete che si originano nel centro urbano e si propagano attraverso l’acquedotto interno) e di rise rva (per garantire l’alimentazione per un certo periodo di tempo anche in caso di interruzioni sull’adduttore).
Si dimensiona il serbatoio valutando tre componenti:
il volume di riserva V R, calcolato come frazione del volume giornaliero V gmax , valutato con proiezione al 2060:
V g max P 2060 d 30478 314,5 9585331l 9585m3 V R V g max 1 9585 9585m3
il volume di compenso V C (compenso giornaliero tra le portate di massimo e di minimo consumo), anch’esso calcolato come frazione del volume giornaliero V gmax (al 2060), valutando il coefficiente di proporzionalità α in funzione del centro abitato:
V C V g max 0.20 9585 1917m3
il volume antincendio, valutato fissando il numero di focolai contemporanei (2) e il tempo di spegnimento per il singolo incendio (4h)
V A Q A ni incendi t spegn iment o 33,12 2 4 3600 953970l 953,97m3 dove, con riferimento alla regola di Conti la portata antincendio è:
Q A 6
P 2060 1000
l
33,12 . s
Il volume totale di dimensionamento del serbatoio sarà: V V R V C V A 12456,367m3 Sulla base del volume ottenuto, scegliendo come sezione di base un rettangolo avente i lati nel rapporto 2:3, si suddivide il serbatoio in sei vasche di dimensioni 24 16 6 (questi ultimi comprensivi di franco pari a 0,5m), ciascuna di esse dotata di un setto centrale. È previsto, inoltre, un rinterro di 5m.
1.8.1 SCARICO DI SUPERFICIE
Si dimensiona ora lo scarico di superficie, costituito da una soglia sfiorante sagomata a imbuto e raccordata alla tubazione verticale di scarico, che deve essere priva di qualsiasi organo di intercettazione. Esso viene dimensionato per la più critica situazione che può verificars i, che è quella di massima portata in arrivo dall’adduttrice con serbatoio pieno e con consumo in rete nullo. Pertanto nel caso in cui il livello idrico nel serbatoio superi la quota massima fissata, l’acqua in eccesso viene allontanata in maniera automati ca, senza inserimento di alcun organo di regolazione. La soglia sfiorante viene posta alla quota del massimo livello liquido stabilito durante il normale esercizio e deve avere uno sviluppo Ls che consenta lo smaltimento della portata Q 2060 con un carico zs pari a 0,10m. Risulta perciò:
Q L s h s 2 g h s μ = 0,41
hs = 0,10 Q2060
L s
h s 2 g h s
D s
Ls
0,11054 0.41 0.10 2 9.81 0.10
m 1,93m
0,61m
Considerando i diametri commerciali assumeremo Ds pari a 0,6m e il diametro della tubazione per trasferire la portata sfiorata al pozzetto di scarico (da cui poi l’acqua sarà allontanata verso l’esterno attraverso un canale a pelo
libero) è pari a D/2:
d 0,3m 1.8.2 SCARICO DI FONDO
Lo scarico di fondo viene posizionato nel punto più basso di ciascuna vasca (in modo ad ottenere il completo vuotamento per effettuare le operazio ni periodiche di pulizia e manutenzione); l’imbocco della tubazione di scarico è ubicato all’interno di un pozzetto ricavato al di sotto del fondo della vasca, nel quale possono essere convogliate le sostanze melmose presenti dopo aver vuotato la vasca stessa. Si dimensiona la bocca di efflusso in modo che il tempo necessario per svuotare completamente il serbatoio sia di 3 – 4 ore: si procederà per tentativi, assegnando vari diametri. Trattandosi di un efflusso sotto battente con carico idraulico variabile, si opera alle differenze finite, suddividendo l’altezza totale in 20 intervalli Δh pari a 0,275m (Tab. 4):
Qi A 2 g H i 0.6
T i
V
Qi
T T i i
Si sceglie come diametro: D = 0,25m in modo che il serbatoio possa essere completamente svuotato in un intervallo di tempo di poco superiore alle tre ore e mezza.
Tab. 4 – Calcolo del diametro della bocca di efflusso
1.9 IMPIANTO DI SOLLEVAMENTO
Data l’ ubicazione del serbatoio nei confronti del centro abitato si rende necessaria la realizzazione di un serbatoio
pensile (di altezza pari a 35m e distante 5m dal serbatoio seminterrato) (Fig15 ) con relativo impianto di sollevamento (Fig 16).
Le dimensioni del serbatoio pensile con pianta a corona circolare sono: Altezza = 3 m Diametro interno = 1,5 m Diametro esterno = 7 m
Fig. 15 – Pianta serbatoio pensile
Fig. 16 – Schema impianto di sollevamento
Per il dimensionamento idraulico del diametro della condotta premente è stata realizzata l’ equazione di continuità:
Q 0,28m 3 / s
v 1,4m / s
D 2 Q v 4 Si adopera dunque un tubo di acciaio DN = 500 per una lunghezza di 40m. Si stabilisce dunque la prevalenza della pompa con la formula : H H g
L Q 2 34,5m 0,68m 35,18m 5 D
Si è deciso di utilizzare due pompe in parallelo centrifughe multistadio (Etanorm R/RSY 200-400 Φ 360) (Fig. 17a, 17b) acquistate dall’ azienda KSB Italia.
Fig. 17a – Pompa Etanorm R/Etanorm RSY
Fig. 17b – Curva caratteristica interna
Tracciata la curva caratteristica interna relativa alle pompe scelte e la curva caratteristica esterna dell’impianto (approssimata a costante), dall’intersezione delle due emerge che il punto di funzionamento è in linea con i valori di portata e prevalenza da soddisfare con l’impianto di pompaggio (Fig. 1 8).
Fig. 18 – Punto di funzionamento
Dalla curva del cosiddetto Net Positive Suction Head (NPSH) disposto dall’utente, si ricava il valore del carico assoluto netto all’aspirazione necessario affinché non si verifichino all’interno della pompa le condizioni che danno
luogo alla cavitazione. Si è quindi accertato che il Net Positive Suction Head disponibile (Fig. 19a) sia maggiore di quello richiesto, avendo adottato una diametro ( DN 400 mm ) per la condotta di aspirazione :
Fig. 19a - NPSHNECESSARIO
Fig. 19b – Potenza
La potenza assorbita da una singola pompa (Fig.19b) è di 62KW, quindi la potenza totale assorbita è pari a 124 KW con un rendimento totale del 77,84% .
1.10 DIMENSIONAMENTO DELLA RETE
Ci si occupa adesso della rete di distribuzione urbana al fine di portare la risorsa idrica alle singole utenze private ed ai servizi pubblici con condotte che percorrono il sottosuolo. Per il comune di Ruvo di Puglia è prevista una tipologia di rete con serbatoio in testata in cui viene creata una disconnessione idraulica tra l’addut trice e la rete posizionando lo sbocco dell’adduttrice a quota superiore al massimo livello liquido nel serbatoio in modo che le
oscillazioni di carico nella rete di distribuzione, dovute alle variazioni di consumo, non si propaghino nell’adduttrice stessa. Il serbatoio pensile è collegato alla rete di distribuzione interna da una condotta di avvicinamento di 770 metri. Le condotte costituenti l’ acquedo tto interno sono realizzate in ghisa sferoidale acquistate dalla Boldarino S.p.a
La rete urbana deve essere in grado di trasportare la portata massima ( Qmax ) del giorno di massimo consumo, ottenuta moltiplicando la portata di dimensioname nto dell’acquedotto esterno ( Qmed ) per il coefficiente di punta cP , dato dalla relazione:
0, 2 c p 20 P 2060 2,53
Qmax c P Qmed 2,53 0.11054 Qmed 0.11054
m3 s
0.281
m3 s
m3 s
Si realizza una rete a maglie chiuse in modo da coprire l’intero centro abitato. Si dimensiona la rete concentrando in alcuni nodi puntuali la portata:
Qconc Qmax QP
2010
e distribuendo sulla rete la portata di picco al 2010:
Q P
2010
P 2010 d 2010
cp
2010
0,238
86400
m3 s
essendo: 0 , 2
20 P 2010 2,62 2010
c p
d 2010
Q2010 86400 c p
2010
P 2010
304,2
l s
Si calcola la portata da distribuire lungo ciascun tronco mediante la formula:
qtronco j
P troncoj d 2010 c p
2010
86400
essendo stati distribuiti gli abitanti di ogni singola maglia (calcolati valutando gli indici di fabbricabilità territoriale forniti dal Piano Regolatore Generale) proporzionalmente alla lunghezza del tronco stesso rispetto alla lunghezza totale della maglia ( P tronco j ) (Tab. 5).
Tab. 5 – Caratteristiche delle maglie e calcolo della portata distribuita lungo ciascun tronco
Analizzando le portate distribuite lungo ciascun tronco ricaviamo per ogni nodo le por tate transitanti. Per i nodi 1 e 13(futuri nodi di espansione) si è aggiunta anche il valore di portata concentrata pari a 21,55 l/s (Tab.6)
Tab. 6 – portate transitanti nei nodi
Per il dimensionamento della rete si utilizza il software “epanet” in c ui si riproduce la planimetria della rete di
distribuzione (fig. 20), assegnando ad ogni nodo la quota geodetica e la portata transitante, e ad ogni tronco la lunghezza e la scabrezza della tubazione. Si procede assegnando ad ogni tronco un valore di tentativo del diametro individuando la combinazione per la quale si ottengono velocità comprese tra i 0,4 e 2,5 m/s e pressioni nei nodi le cui altezze rappresentative siano comprese tra 20 e 80 metri circa.
Fig. 20 – Schema idraulico
Di seguito sono riportati i risultati estrapolati dal Software.
Le tubazioni in Ghisa sferoidale sono state acquistate dalla Boldarino S.P.A. con sede a Brescia .
