POLITECHNIKA WROCŁAWSKA WYDZIAŁ INŻYNIERII ŚRODOWISKA INSTYTUT INŻYNIERII OCHRONY ŚRODOWISKA ZAKŁAD NAUKOWY USUWANIA ŚCIEKÓW KANALIZACJA 1

Transkrypt

1 POLITECHNIKA WROCŁAWSKA WYDZIAŁ INŻYNIERII ŚRODOWISKA INSTYTUT INŻYNIERII OCHRONY ŚRODOWISKA ZAKŁAD NAUKOWY USUWANIA ŚCIEKÓW KANALIZACJA 1 Wykłady opracowane na podstawie podręcznika: A. Kotowski: Podstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień terenów. Wydawnictwo Seidel-Przywecki, Warszawa 2011 [102]. PODSTAWY PROJEKTOWANIA I WYMIAROWANIA SIECI KANALIZACYJNYCH Motto: Minionej nocy Minionej nocy przyśnił mi się napis w nieznanym języku: będąc człowiekiem masz prawo do błędu ale masz prawo tylko do ludzkiego błędu, ale masz prawo tylko do takiego błędu, który potrafisz naprawić Lecz nie masz prawa do błędu nie do naprawienia, Błędu, który zabija Ryszard Krynicki Wrocław, 2013 r. 1

2 Wykłady - Kanalizacja 1 (sem. V) TREŚCI PROGRAMOWE Forma zajęć - wykład Liczba godzin Wy1 Program wykładów. Cele i zadania kanalizacji wg PN-EN Wy2 Klasyfikacja i ogólna charakterystyka konwencjonalnych i niekonwencjonalnych systemów usuwania ścieków (zalety i wady) 2 Wy3 Charakterystyka kanalizacji ogólnospławnej z obiektami odciążającymi 2 Wy4 Charakterystyka kanalizacji rozdzielczej i półrozdzielczej z separatorami 2 Wy5 Zasady bilansowania ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych 2 Wy6 Pomiary i charakterystyka opadów - modele fizykalne i probabilistyczne 2 Wy7 Zasady bilansowania spływu wód opadowych metodami czasu przepływu 2 Wy8 Metoda granicznych natężeń (MGN) wymiarowania kanalizacji 2 Wy9 Metoda współczynnika opóźnienia (MWO) wymiarowania kanalizacji 2 Standardy odwodnień terenów wg PN-EN 752:2008 i zalecenia do Wy10 bezpiecznego wymiarowania kanalizacji deszczowej w Polsce (MMN) 2 Wy11 Wymiarowanie hydrauliczne przewodów i kanałów ściekowych 2 Wy12 Zalecane spadki dna i dobór przekrojów kanałów grawitacyjnych 2 Wy13 Zasady projektowania tras, zagłębień i połączeń kanałów 2 Wy14 Materiały, uzbrojenie i obiekty na sieciach kanalizacyjnych 2 Wy15 Podstawy budowy i eksploatacji sieci kanalizacyjnych 2 Suma godzin 30 Forma zajęć - projekt Ćwiczenia projektowe - Kanalizacja 2 (w sem. VI) TREŚCI PROGRAMOWE Liczba godzin Pr1 Program ćwiczenia projektowego: zakres, podstawowe zasady i wymagania 1 Pr2 Sporządzenie bilansu odpływu ścieków komunalnych 2 Pr3 Wykonanie krzywych deszczy wg wybranej metody uwzględniającej zależność pomiędzy podstawowymi parametrami deszczy 2 Pr4 Obliczenia hydrauliczno-techniczne sieci kanalizacji deszczowej 5 Pr5 Sporządzenie planu spadków i zagłębień sieci kanalizacji deszczowej 2 Pr6 Obliczenia hydrauliczno-techniczne sieci kanalizacji bytowogospodarczej i przemysłowej z uwzględnieniem możliwych kolizji z 5 siecią deszczową Pr7 Sporządzenie planu spadków i zagłębień sieci kanalizacji bytowogospodarczej i przemysłowej 2 Pr8 Wykonanie profilu podłużnego głównego kolektora kanalizacji deszczowej 2 Pr9 Wykonanie profilu podłużnego głównego kolektora kanalizacji bytowogospodarczej i przemysłowej 2 Pr10 Sporządzenie planu sieci kanalizacyjnych 2 Pr11 Projekt techniczny prostego obiektu kanalizacyjnego 2 Pr12 Sporządzenie opisu technicznego projektu 3 Suma godzin 30 2

3 1. WPROWADZENIE KANALIZACJA oznacza historycznie dwa pojęcia: zespół budowli inżynierskich - do spełniania określonych celów, nauka stosowana - o projektowaniu, budowie i eksploatacji sieci i obiektów systemu do odprowadzania oraz unieszkodliwiania ścieków, tj. wód zużytych i opadowych. Cele kanalizacji na terenach zurbanizowanych (osadniczych) to: 1) Utrzymanie warunków higienicznych (czyli sanitarnych) przez zbieranie i odprowadzanie ścieków do oczyszczalni, gdzie następuje ich unieszkodliwienie; 2) Zapobieganie szkodom związanym z zalewaniem bądź podmakaniem terenów i obiektów, 3) Zapewnienie przejezdności powierzchni komunikacyjnych: jezdni, przejść pieszych, w tym podziemnych - woda co najwyżej do poziomu krawężników. Utrzymanie warunków higienicznych jest głównym i pierwotnym celem kanalizacji jednostek osadniczych. Problemy higieniczne wynikają głównie z obecności zanieczyszczeń mikrobiologicznych w składzie ścieków bytowo-gospodarczych, związanych z życiem i działalnością ludzi. W przypadku ścieków przemysłowych chodzi głównie o niekorzystny wpływ na środowisko, w tym na trwałość kanałów, ich składu fizyczno-chemicznego. Cel drugi i trzeci dotyczą zwłaszcza wód opadowych, tj. deszczowych i roztopowych. Z punktu widzenia ochrony środowiska, wody opadowe zbierane kanalizacją z uszczelnionych powierzchni terenów zurbanizowanych są ściekami. Równolegle do postulatu sanitarnego, cele te zyskały na znaczeniu wraz ze wzrostem gęstości i wartości zabudowy oraz intensyfikacji wykorzystywania powierzchni terenów na cele komunikacyjne. Kilka współczesnych faktów: 1/. Zaobserwowany w XX wieku - wzrost średniej rocznej temperatury globu wywołuje zwiększoną cyrkulację wody w cyklu hydrologicznym oraz nasilenie się ekstremalnych zjawisk pogodowych - susze, powodzie, trąby powietrzne. 3

4 2/. Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu IPCC:2007, w bieżącym stuleciu temperatura globu może się podnieść od 1,7 o C do 4,4 o C, a na każdy stopień wzrostu temperatury szacuje się ok. 7% wzrost intensywności opadów - wg [*]. [*] Landerink G., Meijgaard E.V.: Increase in hourly precipitation extremes beyond expectations from temperature changes. Nature Geosci., /. Z powodu ocieplenia klimatu zmieniać się będzie wysokość i intensywność opadów regionalnych i lokalnych w Polsce - w projekcji do 2100 roku - biorąc za podstawę okres pomiarowy wg [**]. [**] Pińskwar I.: Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce. Monografia Kom.Gosp.Wod. PAN, /. Na podstawie badań podjętych na PWr., na przestrzeni ostatnich 50 lat ( ) nastąpił we Wrocławiu wzrost intensywności opadów o około 13% - wg [***]. [***] Kaźmierczak B., Kotowski A.: Trendy zmian wysokości i intensywności opadów maksymalnych do modelowania kanalizacji we Wrocławiu. Gaz, Woda i Technika Sanitarna nr 5, Nasilające się, zwłaszcza w ostatnich latach, ekstremalne zjawiska przyrodnicze, takie jak gwałtowne bądź długotrwałe opady i związane z nimi wylewy z kanalizacji, podtopienia terenów czy szerzej tzw. powodzie miejskie, powodują znaczne straty gospodarcze. Zmuszać to nas powinno do ciągłego doskonalenia zasad wymiarowania systemów kanalizacyjnych. Do projektowania kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej oraz deszczowej bądź ogólnospławnej, stosowane są różne metody obliczeniowe - do określania miarodajnego odpływu ścieków. W zależności od zastosowanej metody uzyskuje się różniące się wyniki. Konsekwencją doboru niewłaściwej metody obliczeniowej (np. modelu opadów, algorytmu wymiarowania czy zasad doboru kanałów) jest więc możliwość zaprojektowania kanałów przewymiarowanych, co byłoby ekonomicznie nieuzasadnione, bądź też częściej kanałów o niedostatecznej przepustowości, co powoduje przeciążenie sieci i stwarza niebezpieczeństwo zalania ulic, piwnic i podtopień terenów. O dokładności każdej metody obliczeniowej (z teorii niezawodności) decyduje najsłabsze ogniwo, którym są najczęściej - dane o opadach i spływach ścieków. 4

5 Bezpieczne projektowanie i wymiarowanie systemów odwodnień terenów ma na celu zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu, który definiuje się jako przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych - prognozowanych strumieni wód opadowych z częstością równą dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu. Tab Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia wylania wg PN-EN 752:2008 [182] Częstość deszczu Częstość wystąpienia Rodzaj zagospodarowania terenu obliczeniowego wylania - standard odwodnień terenów [1 raz na C lat] [1 raz na C lat] 1 na 1 I. Tereny pozamiejskie 1 na 10 1 na 2 II. Tereny mieszkaniowe 1 na 20 1 na 5 III. Centra miast, tereny usług i przemysłu 1 na 30 1 na 10 IV. Podziemne obiekty komunikacyjne, przejścia i przejazdy pod ulicami, itp. 1 na 50 Polska norma - zharmonizowana z europejską normą, PN-EN 752:2008 ogranicza częstość wylewów z kanalizacji do rzadkich powtarzalności ich występowania: raz na 10 lat - w przypadku terenów pozamiejskich, oraz raz na 20, 30 lub 50 lat dla terenów miejskich - odpowiednio do rodzaju zagospodarowania przestrzennego (tab. 1.1). Cytowana norma zaleca do projektowania systemów kanalizacyjnych częstości deszczu obliczeniowego: 1 raz na rok - dla terenów pozamiejskich oraz raz na 2, 5 lub 10 lat dla terenów miejskich, przy czym nie mogą występować tutaj żadne przeciążenia w działaniu systemów grawitacyjnych (np. praca pod ciśnieniem). Wynika stąd m.in. konieczność dobierania kanałów na niecałkowite wypełnienie, tj. z rezerwą przepustowości na wypadek rzadziej pojawiających się deszczy. Obecnie zaleca się weryfikację częstości wylewów na drodze modelowania hydrodynamicznego, przy różnych scenariuszach jej obciążenia opadami, zmiennymi w czasie i przestrzeni. W podręczniku pt.: Podstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień terenów (Wyd. Seidel-Przywecki, Warszawa 2011) [102] sformułowano podstawy bezpiecznego projektowania i wymiarowania grawitacyjnych systemów (sieci i obiektów) kanalizacyjnych. Rozdziały 2. do 10. dotyczą zasad projektowania i wymiarowania - sieci kanalizacyjnych, natomiast rozdziały 11. do obiektów na sieciach kanalizacyjnych. 5

6 2. OGÓLNA CHARAKTERYSTYKA SYSTEMÓW KANALIZACYJNYCH 2.1. RYS HISTORYCZNY ROZWOJU KANALIZACJI Bliski Wschód. Na najstarsze ślady starożytnych przewodów wodnych natrafiono w Syrii (dawniej Asyria), gdzie już ok lat p.n.e. w miejscowości Habuba Kabira nad brzegiem Eufratu istniała rozwinięta cywilizacja. Znaleziono tam ślady przewodów o przekroju kołowym (z rur ceramicznych łączonych na bosy koniec-kielich ) lub prostokątnym (układanych z kamieni i cegieł), doprowadzających wodę pitną bądź odprowadzających wody opadowe/ścieki (rys 2.1). Rys Historyczne sposoby budowy przewodów i kanałów wodnych Historia budowy i rozwoju systemów odwodnień terenów (kanalizacji) sięga 3000 lat przed narodzeniem Chrystusa. Przykładowo, w Babilonie stosowano już wówczas drenaże i studnie chłonne do odprowadzania wód deszczowych z dachów czy utwardzonych placów i ulic, do gruntu. W Egipcie, w grobowcu z ok r. p.n.e., w miejscowości Saqquara przy ujściu Nilu, odkryto pierwszą toaletę przeznaczoną dla zmarłych. Około roku 2500 p.n.e. w miastach Mezopotamii budowane były już pierwsze sieci kanałów do odprowadzania ścieków z toalet domowych spłukiwanych wodą - do dołów kloacznych. Kanały były budowane z rur miedzianych. Europa. Początki rozwoju systemów kanalizacyjnych w starożytnym Rzymie sięgają VIII do VII wieku p.n.e. Około 610 roku p.n.e. zaczęto budować główny kanał ściekowy, zwany Cloaca Maxima, który funkcjonuje do dzisiaj (wymiar odcinka końcowego 3,15/4,1 m). Początkowo służył do odprowadzania wód deszczowych, a później i ścieków bytowych. Retencjonowano też wody deszczowe w zbiornikach zwanych cysternami. Polska. Początki rozwoju kanalizacji na ziemiach polskich sięgają XIV wieku Gdańsk, Kraków, Kamieniec, Bolesławiec, Reszel i inne. Przykładowo na Dolnym Śląsku, w Bolesławcu od 1531 roku ścieki komunalne odprowadzane były nie do rzeki Bóbr, lecz na łąki, w celu ich rolniczego wykorzystania (naturalny nawóz) a jednocześnie unieszkodliwiania (oczyszczania). System eksploatowany był do początku XX wieku. 6

7 W Reszlu natomiast pozostają nadal w eksploatacji kanały krzyżackie, stanowiące istotny element systemu kanalizacyjnego miasta. Powstanie nowoczesnych systemów kanalizacyjnych - z oczyszczaniem ścieków włącznie, wiązało się z tzw. rewolucją przemysłową i burzliwym rozwojem miast w Europie w XIX wieku. Wybuch epidemii cholery w 1831 r. zdecydowanie przyspieszył ten proces. Pierwsze kompleksowe systemy kanalizacyjne na ziemiach polskich powstały w Gdańsku (1871), we Wrocławiu ( ) i w Warszawie ( inż. Lindley). Zaczęto też wprowadzać coraz powszechniej w większych miastach tzw. klozety wodne - WC. Jak uczy historia cywilizacji, powinniśmy dążyć współcześnie do projektowania i budowy systemów kanalizacyjnych w taki sposób - stosując odpowiednie metody obliczeniowe oraz materiały i technologie - aby mogły one sprawdzać się w działaniu za 100 i więcej lat RODZAJE I POCHODZENIE ŚCIEKÓW Ścieki, definiowane jako wody zużyte, odprowadzane przez kanalizację, zbierane są z [6, 18, 133]: gospodarstw domowych (budownictwo jedno- i wielorodzinne), obiektów użyteczności publicznej i zakładów usługowych (biur, urzędów, instytucji, szkół, szpitali, sklepów, myjni, pralni, basenów kąpielowych, itp.), zakładów przemysłowych i rzemieślniczych. Ścieki powstają w wyniku wykorzystania wody (wodociągowej lub z własnych ujęć) na cele: spłukiwania fekaliów - w ubikacjach (WC), higieniczne - związane z myciem się, kąpielami, itp., gospodarcze - związane z praniem bielizny, przygotowywaniem posiłków, utrzymaniem czystości pomieszczeń, itp., technologiczno-produkcyjne - związane z przetwarzaniem surowców, wytwarzaniem żywności, produkcją wyrobów, itp. 7

8 Ze względu na skład fizyko-chemiczny ścieki można podzielić na: ścieki bytowo-gospodarcze, nazywane też bytowymi (a w żargonie inżynierskim sanitarnymi ), pochodzące z gospodarstw domowych, zakładów usługowych i obiektów użyteczności publicznej; ścieki przemysłowe, zwane też poprodukcyjnymi, pochodzące z zakładów przemysłowych i rzemieślniczych. Odrębne grupy stanowią: ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe), pochodzące z opadów deszczu bądź/i topnienia śniegu czy lodu - spłukujące zanieczyszczenia z uszczelnionych powierzchni zlewni, po okresach tzw. suchej pogody (pogody bezopadowej, bezdeszczowej); ścieki ogólnospławne (komunalne), będące najczęściej mieszaniną ścieków bytowogospodarczych, przemysłowych, wód podziemnych infiltrujących do kanałów przez nieszczelności oraz ścieków opadowych KLASYFIKACJA SYSTEMÓW USUWANIA ŚCIEKÓW Kanalizacja to zespół urządzeń (czyli system) do zbierania i odprowadzania ścieków i wód opadowych z terenów zurbanizowanych i przemysłowych do oczyszczalni, gdzie następuje ich unieszkodliwienie. Elementy składowe systemu kanalizacyjnego jako całości to: kanalizacja wewnętrzna (instalacje wewnętrzne) - w budynkach z przyborami sanitarnymi (WC, wanny, umywalki, natryski, wpusty podłogowe, itp.); kanalizacja zewnętrzna: o sieć osiedlowa lub zakładowa (komunalna, prywatna, wspólnotowa), o sieć zbiorcza miejska (komunalna), o obiekty sieciowe (pompowanie, zbiorniki retencyjne, przelewy burzowe, separatory, syfony, studzienki), o oczyszczalnie ścieków. 8

9 Systemy kanalizacyjne można podzielić według różnych kryteriów: A. Strumienia odprowadzanych ścieków: o pełna - wszystkie rodzaje ścieków, o częściowa - np. tylko ścieki bytowo-gospodarcze, o mieszana - fragmentami pełna/częściowa. B. Zasięgu terytorialnego: lokalna - osiedlowa, zakładowa, wspólnotowa, miejska - całe miasto, grupowa - kilka miast, wsi. C. Konstrukcji kanałów: kryta - podziemna, otwarta - powierzchniowa (rowy, koryta), mieszana. D. Sposobu przepływu ścieków: grawitacyjna, ciśnieniowa (pneumatyczna lub hydrauliczna), podciśnieniowa (próżniowa), mieszana. E. Rodzaju odprowadzanych ścieków: bytowo-gospodarcza (ściekowa, w żargonie sanitarna ), przemysłowa, deszczowa, ogólnospławna (wszystkie rodzaje ścieków). F. Funkcjonowania systemu: ogólnospławna (jednoprzewodowa), rozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa), półrozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa), bezodpływowa (szamba i wozy asenizacyjne), odciążona (szamba i sieć zbiorcza), mieszana (fragmentami różna sieć). Budowane obecnie systemy usuwania ścieków można ogólnie podzielić na (wg rys. 2.2 i 2.3): konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ścieków, niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem, mieszane - fragmentami konwencjonalne i niekonwencjonalne. 9

10 Kanalizacja Konwencjonalna (tradycyjna) oparta na grawitacyjnym przepływie ścieków - ze swobodną powierzchnią przy ciśnieniu barometrycznym Niekonwencjonalna (specjalna) oparta na wymuszonym przepływie ścieków - podciśnieniem bądź nadciśnieniem Mieszana fragmentami kanalizacja konwencjonalna i fragmentami niekonwencjonalna Rys Generalny podział systemów kanalizacyjnych ze względu na przepływ ścieków Kanalizacja konwencjonalna Kanalizacja niekonwencjonalna Grawitacyjna Grawitacyjnopompowa Nadciśnieniowa (tłoczna) Podciśnieniowa (próżniowa) Pneumatyczna Hydrauliczna (pompowa) Jedno przewodowa Dwu przewodowa Rys Szczegółowy podział systemów kanalizacyjnych ze względu na warunki działania 2.4. KANALIZACJA KONWENCJONALNA Kanalizacja grawitacyjna, tj. działająca pod wpływem siły ciążenia, stosowana jest powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej. Grawitacyjne systemy usuwania ścieków stają się w chwili obecnej rozwiązaniem coraz bardziej kosztownym, zwłaszcza w płaskim terenie o rozległej i luźnej zabudowie, rozwijających się wciąż aglomeracji miast. Wynika to m.in. ze znacznych kosztów budowy kanałów - na głębokościach dochodzących nawet do 6 8 m. Przykładowo, dla minimalnego spadku dna kanału i min = 1 wymagane przegłębienie kanału wynosi 1 m na 1 km długości. 10

11 Rys Schemat (a) i profil (b) kanalizacji grawitacyjnej z pompownią pośrednią (kanalizacja grawitacyjno-pompowa) W dążeniu do zmniejszenia kosztów budowy kanalizacji zaczęto już na przełomie XIX i XX wieku stosować pośrednie pompownie ścieków, wyposażone początkowo w pompy tłokowe z napędem parowym, następnie gazowym (ok r.) i elektrycznym (1920), które umożliwiły podniesienie dna kanału za pompownią do rzędnej wynikającej z możliwego - minimalnego zagłębienia kanału (rys. 2.4). Pośrednie pompownie ścieków nie zmniejszają jednak w zasadniczy sposób kosztów budowy systemów grawitacyjno-pompowych, a to głównie ze względu na fakt, że same są drogie w budowie i eksploatacji. Z tych też względów, kanalizacja konwencjonalna należy do najdroższych elementów infrastruktury podziemnego uzbrojenia terenów zurbanizowanych (miejsko-przemysłowych). Na terenach wiejskich o luźnej zabudowie, przy kryterium gęstości zaludnienia mniejszej od 120 mieszkańców na km sieci przyjętym w Polsce (a powszechnie w Europie < 150 mieszkańców na km), stosowane są nadal bezodpływowe zbiorniki ścieków (szamba), opróżniane wozami asenizacyjnymi, bądź też budowane są oczyszczalnie naturalne - z drenażem rozsączającym ścieki do gruntu. Obecnie, ciecz nadosadową z szamb proponuje się odprowadzać tzw. odciążoną - małośrednicową (do 100 mm) kanalizacją grawitacyjną do lokalnych oczyszczalni ścieków [22, 23, 65], bądź też stosować kanalizację niekonwencjonalną, nadciśnieniową lub podciśnieniową [5, 10, 22, 65, 158]. Układy takie wymagają jednak częstego płukania kanałów, w tym wodą z hydrantów pożarowych. Ogólnie, są drogie w eksploatacji. 11

12 2.5. KANALIZACJA NIEKONWENCJONALNA Już na początku XX wieku, w oparciu o nowe możliwości techniczne, zaczęły pojawiać się różnego rodzaju koncepcje konstruowania sieci kanalizacyjnych o przepływie wymuszonym - w przewodach zamkniętych, z wykorzystaniem nad- lub podciśnienia, jako czynników do transportu ścieków. Praktycznie, możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej (tzw. tłocznej) bądź podciśnieniowej (tzw. próżniowej) zaistniała dopiero z końcem lat sześćdziesiątych, dzięki opracowaniu na zachodzie Europy i w USA konstrukcji małych i niezawodnych urządzeń do usuwania ścieków łącznie z zawartymi w nich ciałami stałymi. Urządzenia te, instalowane na poszczególnych posesjach, usuwają okresowo, zbierane w zbiornikach ścieki do przewodu kanalizacyjnego, ułożonego na niewielkiej głębokości. Dostępność tych urządzeń powoduje, że kanalizacja niekonwencjonalna staje się coraz częściej rozwiązaniem alternatywnym do układów konwencjonalnych (grawitacyjnych). Zastosowanie kanalizacji niekonwencjonalnej uzasadnione jest zwłaszcza, gdy: o spadek terenu jest bliski zeru, o występuje wysoki poziom wód podziemnych, o są trudne warunki fundamentowe (np. podłoże skaliste), o zabudowa ma charakter pasmowy, o małej gęstości zaludnienia, o odpływ ścieków jest sezonowy (kempingi) Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety: lepiej spełnia warunki sanitarne i zasady ochrony środowiska, bowiem ze względu na wymaganą szczelność przewodów kanalizacyjnych wykluczona jest zarówno eksfiltracja ścieków do gruntu jak i infiltracja wód podziemnych do kanałów, co prowadzi do zmniejszenia wymiarów i kosztów oczyszczalni ścieków; możliwe jest płytkie układanie przewodów ściekowych - równolegle do powierzchni terenu (na głębokościach porównywalnych z przewodami wodociągowymi), co przyczynia się do znacznego skrócenia czasu i kosztów realizacji inwestycji (poprzez zmniejszanie objętości robót ziemnych, eliminację odwodnienia wykopów, itp.); uzyskuje się dość istotne zmniejszenie średnic kanałów (przewodów ściekowych) wskutek większych prędkości przepływu (pełnym przekrojem), co przyczynia się do zmniejszenia kosztów budowy sieci; 12

13 łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu (analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej); strumień ścieków w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej (grawitacyjnej) zmniejsza się nawet o 50%, wskutek m.in. braku infiltracji wód podziemnych oraz wód deszczowych z tzw. dzikich (lub błędnych) podłączeń, czy też dopływających przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek!. Kanalizacja niekonwencjonalna posiada również wady, w stosunku do tradycyjnego - grawitacyjnego sposobu odprowadzania ścieków, mianowicie: większą zawodność działania, ze względu na możliwość awarii elementów mechanicznych i elektrycznych, w tym automatyki, mogących prowadzić do skażenia środowiska; konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia energii elektrycznej; konieczność dokonywania regularnych przeglądów i konserwacji urządzeń przez wykwalifikowanych pracowników (generalnie znacznie droższa w eksploatacji). Ponadto, kanalizacja niekonwencjonalna ma jak dotychczas ograniczony zasięg działania, limitowany m.in.: wysokością ciśnienia w sieci w praktyce do 0,4 MPa w przypadku systemu tłocznego, co ogranicza jego zastosowanie do dzielnic mieszkaniowych czy zakładów, wysokością podciśnienia w sieci w praktyce do 0,06 MPa w przypadku systemu próżniowego, co ogranicza jego zasięg działania do ok. 2 km wokół centralnej stacji próżniowej (CSP) i liczbę mieszkańców objętych systemem do ok Mk. Dodatek do książki [102]: OGÓLNA CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody, a także minimalizacji kosztów oczyszczania ścieków (np. na statkach dalekomorskich, stacjach kosmicznych) doprowadziły do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej. 13

14 Oddzielnym przewodem odprowadzane są ścieki fekalne z WC oraz oddzielnym przewodem pozostałe ścieki - z wanien, natrysków, zlewozmywaków, wpustów posadzkowych, itp. Podstawową zasadą układu dwuprzewodowego jest więc podział ścieków na: silnie zanieczyszczone ścieki fekalne (z ciałami stałymi), mało stężone pozostałe ścieki, i oddzielne ich oczyszczanie, odpowiednio do składu, wydajnymi - oszczędnymi technologiami. Podstawową zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody na spłukiwanie próżniowych misek ustępowych. Klasyczna miska ustępowa zużywa od 5 do 10 litrów wody na jedno zadziałanie zbiornika spłuczki. Miska ustępowa wyposażona w zawór opróżniający - sterowany podciśnieniem, zużywa tylko ok. 1,5 litra wody i do 100 litrów powietrza na zassanie zawartości miski. Pozwala to na zaoszczędzenie znacznych ilości wody (3 do 6 razy). Taki układ kanalizacji jest zwłaszcza celowy do zastosowania tam, gdzie stosowany jest podwójny (dwuprzewodowy) system wodociągowy, rozprowadzający wodę o zróżnicowanej jakości. Np. woda, powstała po uproszczonym oczyszczeniu ścieków - poza fekalnymi, używana jest ponownie np. do spłukiwania misek ustępowych. W kanalizacji komunalnej miast i wsi, bardziej praktycznym sposobem odprowadzania ścieków jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys. 2.5). Rys Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego (układ rozgałęźny) 14

15 W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane do zbiornika próżniowego (wodnopowietrznego) w centralnej stacji próżniowej (CSP), skąd następnie odprowadzane są do oczyszczalni ścieków (rys. 2.5 i 2.6). Rys Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej) OGÓLNA CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI NADCIŚNIENIOWEJ Częściej stosowana jest obecnie kanalizacja nadciśnieniowa, zwana potocznie ciśnieniową (bądź też tłoczną), składa się z: wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach), urządzeń zbiornikowo-tłocznych: typu pneumatycznego bądź hydraulicznego (pompowego), ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodów sieci zewnętrznych, pneumatycznych stacji do płukania bądź przewietrzania przewodów (PSP), oczyszczalni ścieków. Rys Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej: typu pompowego (po lewej) oraz typu pneumatycznego (po prawej): a) sytuacja terenowa; b) profil podłużny 15

16 Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w konwencjonalnej kanalizacji grawitacyjnej. Elementem dodatkowym jest często osobny przewód wentylacyjny, wyprowadzony ponad połać dachową, służący do na- i odpowietrzania urządzenia zbiornikowo-tłocznego. Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję miniaturowych pompowni ścieków, co zgodnie z ideą kanalizacji ciśnieniowej, umożliwia ich stosowanie nawet w najmniejszych obiektach - budynkach jednorodzinnych. Urządzenia te mogą być instalowane zarówno w piwnicach budynków, jak i na zewnątrz, bezpośrednio w gruncie, z zachowaniem odpowiedniego przykrycia gruntem (rys. 2.7). Produkowane obecnie zblokowane urządzenia zbiornikowo-tłoczne mają rozmaite rozwiązania konstrukcyjne, spośród których można wyróżnić dwa zasadnicze typy: pneumatyczne - oparte na zasadzie wytłaczania ścieków sprężonym powietrzem z ciśnieniowego zbiornika zamkniętego, hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową, sprzęgniętą wspólnym wałem z rozdrabniarką, umieszczone w zbiorniku (bezciśnieniowym). Niezależnie od konstrukcji, urządzenia zbiornikowo - tłoczne umieszcza się poniżej wylotu wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych dla umożliwienia ich grawitacyjnego napełniania się. Urządzenia te pracują okresowo, a czynnikiem sterującym ich działanie jest poziom ścieków w zbiorniku wyrównawczym. W kanalizacji ciśnieniowej stosuje się też pompownie ścieków budowane według klasycznych schematów - wyposażone w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji odpornej na zapychanie się (wirniki odpowiedniego kształtu, kraty bądź kosze na zanieczyszczenia na dopływie) bądź też wyposażone w rozdrabniarki. Ostatnio zaleca się do stosowania tzw. tłocznie ścieków, tj. pompownie ścieków zblokowane z urządzeniami do separacji ciał stałych (dawniej znane jako pompownie sitowe). Transport zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych typu włóknistego (np. tekstylia, produkty stosowane do wyrobów środków higieny osobistej) stwarza problemy eksploatacyjne zapychanie się wirników pomp, prowadzące do awarii. W tłoczniach ścieków bytowo-gospodarczych, na dopływach do zbiorników retencyjnych pomp, instaluje się osadniki, wyposażone w kraty i zawory zwrotne, w celu niedopuszczania do pomp zanieczyszczeń grubych. 16

17 Do zbiorników retencyjnych pomp dopływają tylko podczyszczone ścieki, które są następnie wytłaczane przez pompy, a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik i płuczą go z zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych (zwykle brak zagniwania ścieków w zbiorniku retencyjnym pompowni). Przykład tłoczni ścieków podano na rys Rys Przykładowa tłocznia ścieków (1 - pompa; 2 złącze; 3 prowadnice montażowe pompy; 4 - krata; 5 dopływ ścieków; 6 - zawór zwrotny kulowy; 7 osadnik; 8 kolano rewizyjne; 9 przewód tłoczny; 10 klapa zwrotna) Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ścieków powinny mieć odpowiednią pojemność buforową na wypadek zaniku zasilania elektrycznego lub awarii pomp. Wg ATV A-116 pojemność ta wynosić powinna co najmniej 30 dm 3 na mieszkańca i dobę. Sieć ciśnieniowych przewodów ulicznych wraz z przykanalikami. Sieci kanalizacyjne systemu ciśnieniowego działają jako rozgałęźne. Stosowane są również układy z pozoru obwodowe - pierścieniowe, umożliwiające jedynie okresową zmianę kierunku przepływu ścieków. Układy pierścieniowe zwiększają niezawodność systemu. Zmiany kierunku (i prędkości) przepływu ścieków odbywają się okresowo w punktach podziałowych pierścieni, poprzez zamykanie i otwieranie odpowiednich zasuw działowych. Tak więc z pozoru sieć pierścieniowa jest tutaj nadal siecią rozgałęźną - sterowaną. 17

18 Pneumatyczne stacje płuczące (PSP). Doświadczenia wskazują na celowość instalowania na końcówkach sieci, bądź w tzw. węzłach newralgicznych, urządzeń płuczących zwykle przedmuchujących sieć sprężonym powietrzem (kilka razy w ciągu doby, głównie w godzinach nocnych). Przedmuchiwanie, które trwa zwykle od 5 do 10 minut, poza tym, że usuwa osady oraz skraca czas przebywania ścieków w sieci, natlenia je i usuwa H 2 S i siarczki. PSP wyposażone są w sprężarki (kompresory) ze zbiornikami powietrza lub bez. Lokalizuje się je pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących. O wyborze systemu odprowadzania ścieków powinna decydować każdorazowo analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji, tj. łącznie kosztów budowy i eksploatacji systemu [1, 9, 10, 18, 243]. Szczegółowe zasady projektowania, budowy i eksploatacji systemów kanalizacji niekonwencjonalnej podane zostaną na II stopniu studiów (mgr) na specjalności ZWUŚi ZO. 18

19 3. SYSTEMY KANALIZACJI GRAWITACYJNEJ 3.1. KANALIZACJA OGÓLNOSPŁAWNA SCHEMATY FUNKCJONALNE Historycznie, pierwsze systemy kanalizacyjne były budowane jako ogólnospławne (obecnie istnieją w najstarszych fragmentach zabudowy miast). Współcześnie, w wyniku rozbudowy miast, nowe fragmenty zabudowy kanalizowane są najczęściej w systemie rozdzielczym, głównie ze względu na możliwość osiągnięcia wyższej efektywności oddzielnego oczyszczania ścieków bytowych-gospodarczych, przemysłowych i deszczowych. Istota kanalizacji ogólnospławnej to: jednoprzewodowy transport wszystkich rodzajów ścieków do oczyszczalni, konieczność odciążania oczyszczalni ścieków przez przelewy burzowe czy zbiorniki retencyjne w okresie trwania opadów (strumień ścieków jest wówczas nawet kilkadziesiąt razy większy niż w okresie suchej pogody). Poniżej przedstawiono schematy funkcjonalne grawitacyjnej kanalizacji ogólnospławnej w skali mikro - pojedynczych budynków oraz w skali makro całej miejscowości (rys. 3.1 i 3.2). Rys Schemat funkcjonalny kanalizacji ogólnospławnej (grawitacyjnej) - w skali mikro ( A ); P.k. pion kanalizacyjny; w.u. wpust uliczny; R. rynna; st. - studzienka kanalizacyjna 19

20 Rys Schemat funkcjonalny kanalizacji ogólnospławnej (grawitacyjnej) - w skali makro ; P.b. - przelew burzowy; zb.r. - zbiornik retencyjny; O.Ś.- oczyszczalnia ścieków ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI OGÓLNOSPŁAWNEJ Do odciążenia hydraulicznego sieci w systemie kanalizacji ogólnospławnej - podczas trwania opadów deszczu, stosowane są przelewy burzowe i zbiorniki retencyjne. Schematy ideowe zabudowy takich obiektów przedstawiono na rysunku 3.3. Przelew burzowy: Zbiorniki retencyjne: na boczniku na kolektorze odpływ awaryjny Rys Schematy ideowe sposobów odciążeń kanalizacji ogólnospławnej 20

21 Przelewy burzowe na kanalizacji ogólnospławnej budowane są głównie w celu: zabezpieczenia oczyszczalni ścieków przed przeciążeniem hydraulicznym i spadkiem sprawności jej działania, zwłaszcza części biologicznej i chemicznej, podczas pogody deszczowej, zmniejszenia wymiarów kolektora - za przelewem. Zadaniem hydraulicznym przelewu burzowego jest podział strumienia dopływu Q d ścieków do obiektu na dwa strumienie: Q o - odpływu na oczyszczalnię ścieków (Q o = Q d Q b ), i Q b - odpływu kanałem burzowym do odbiornika (Q b = Q d Q o ), w ściśle określonych proporcjach. W Polsce, wg RMŚ z 2006 r. [195], limitowana jest wartość średniej rocznej liczby zadziałań przelewów burzowych w roku, czyli zrzutów ścieków z przelewu do odbiornika dla miast o równoważnej liczbie mieszkańców RLM > Mianowicie, w komunalnej kanalizacji ogólnospławnej, ścieki z przelewów burzowych mogą być odprowadzane do śródlądowych wód powierzchniowych płynących lub przybrzeżnych, o ile średnia roczna liczba zrzutów burzowych z przelewów nie przekracza 10. W aglomeracjach miejskich o RLM < , dopuszcza się zrzuty burzowe, gdy w chwili rozpoczęcia działania przelewu, strumień objętości zmieszanych ścieków jest co najmniej cztero krotnie większy od średniego dobowego strumienia ścieków w okresie pogody bezopadowej (Q śc(p.b) ). Przelewy burzowe należy więc projektować na strumień graniczny - odpływu do oczyszczalni: Q Q 1 n ) Q (3.1) o gr ( rp śc( p. b) gdzie: n rp - początkowe rozcieńczenie ścieków (na podstawie RMŚ z 2006 r.): n rp 3. Najczęściej stosowane są dwa rodzaje przelewów burzowych: z jednostronną boczną krawędzią przelewową, z dwustronnymi bocznymi krawędziami przelewowymi. Każdy rodzaj przelewu może działać z dławionym (za pomocą rury dławiącej, zastawki czy regulatora wirowego), bądź niedławionym, odpływem ścieków (Q o ) w kierunku oczyszczalni. Schematy urządzeń do odciążania hydraulicznego kanalizacji ogólnospławnej za pomocą przelewów burzowych podano na rysunkach 3.4, 3.5 i

22 Przelew boczny jednostronny Rys Schemat i przekrój poprzeczny jednostronnego bocznego przelewu burzowego (z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Q o do oczyszczalni; Q d strumień dopływu do przelewu; Q = Q b - strumień zrzutu burzowego do odbiornika) Przelew boczny dwustronny Rys Schemat i przekrój poprzeczny dwustronnego bocznego przelewu burzowego z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Q o do oczyszczalni; Q d - strumień dopływu do przelewu; Q = Q b - strumień zrzutu burzowego do odbiornika) Rys Przekrój podłużny bocznego przelewu burzowego z rurą dławiącą Zasady wymiarowania hydraulicznego przelewów burzowych na kanalizacji ogólnospławnej, omówione zostaną na II stopniu studiów (mgr) dla ZWUŚiZO. Zbiorniki retencyjne pełnią podobną funkcję hydrauliczną jak przelewy burzowe. Głównym parametrem eksploatacyjnym każdego zbiornika retencyjnego jest współczynnik redukcji strumieni ścieków β: = Q o /Q d (3.2) gdzie: Q o - strumień objętości (natężenie przepływu) ścieków odpływających ze zbiornika, Q d - strumień objętości ścieków dopływających do zbiornika. 22

23 Zbiorniki retencyjne buduje się je najczęściej na kanalizacji ogólnospławnej i deszczowej do przetrzymywania - retencjonowania ścieków, jako (rys. 3.7): otwarte - terenowe (w zagłębieniach naturalnych lub sztucznych [21, 60]), bądź jako kryte - podziemne (tradycyjnie żelbetowe [48, 50] lub obecnie też z tworzyw sztucznych, w tym tzw. rurowe, zbudowane z odcinków rurociągów/kanałów o dużych średnicach [159, 160] oraz skrzynkowe otoczone geowłókniną [147, 148]). A) B) Rys Rodzaje kanalizacyjnych zbiorników retencyjnych: A) zbiornik terenowy (otwarty); B) zbiornik podziemny (kryty) Schematy przykładowych konstrukcji zbiorników retencyjnych do odciążania hydraulicznego kanalizacji ogólnospławnej podano na rysunkach 3.8 i 3.9. Rys Schemat zbiornika krytego na boczniku (widok z góry i przekrój podłużny) Na kanalizacji ogólnospławnej nie dopuszcza się zasadniczo do podtopienia kanału dopływowego przed przelewem, m.in. ze względu na możliwość odkładania się osadów. Stąd konieczność stosowania wewnątrz krytych zbiorników, przelewów do awaryjnego zrzutu ścieków (rys. 3.8). 23

24 Rys Schemat zbiornika otwartego na kolektorze (przekrój podłużny i widok z góry) Podczas pogody bezdeszczowej ścieki bytowo-gospodarcze nie wpływają do otwartej komory retencyjnej zbiornika, przedstawionego na rysunku 3.9, a przepływają kanałami pod dnem zbiornika. Ze względów sanitarnych powierzchnie skarp i dna zbiornika powinny być uszczelnione. Zbiornik powinien być też ogrodzony i oznaczony tablicami ostrzegawczymi. Zasady projektowania i wymiarowania zbiorników retencyjnych podane zostaną na II stopniu studiów DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI OGÓLNOSPŁAWNEJ W POLSCE UWAGA: W Polsce stosowane były dotychczas, utrwalone od lat pięćdziesiątych XX wieku, nieodpowiednie zasady wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji ogólnospławnej. Podczas tzw. suchej pogody kanałami ogólnospławnymi płyną ścieki bytowogospodarcze i przemysłowe oraz wody przypadkowe, w tym infiltracyjne. Podczas pogody deszczowej - dodatkowo ścieki deszczowe. Wymiary (średnice) kanałów dobierane były błędnie - do całkowitego wypełnienia przekroju, na strumień objętości (Q): Q = Q h max śc + Q m (3.3) gdzie: Q h max śc - maksymalny godzinowy strumień ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych; Q m - miarodajny strumień ścieków deszczowych, spowodowany deszczem o natężeniu jednostkowym q(t dm, C), obliczanym z wzoru Błaszczyka dla miarodajnego czasu trwania deszczu t dm o założonej częstości C występowania. 24

25 3.2. KANALIZACJA ROZDZIELCZA SCHEMATY FUNKCJONALNE System kanalizacji rozdzielczej, ze swej istoty, jest dwu- lub więcej przewodowy. W miastach na ogół dwuprzewodowy, złożony z: kanałów ściekowych ( sanitarnych ) - odprowadzających ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe do miejskiej oczyszczalni, kanałów deszczowych - ze zrzutem ścieków do odbiornika (po podczyszczeniu). W zakładach przemysłowych system ten jest na ogół trójprzewodowy, występują: kanały ściekowe - na ścieki bytowe pracowników, kanały deszczowe, kanały ścieków przemysłowych - zrzut po podczyszczeniu na terenie zakładu do kanalizacji miejskiej (ściekowej). Schematy funkcjonalne kanalizacji rozdzielczej przedstawiono: w skali mikro na rys oraz w skali makro całej miejscowości na rys Rys Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej w skali mikro (P.k. pion kanalizacyjny; w.u. wpust uliczny; R. rynna) Rys Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej w skali makro (zb.r.- zbiornik retencyjny; O.Ś.- oczyszczalnia ścieków) 25

26 W przypadku, gdy odbiornik charakteryzuje się małym - średnim niskim przepływem (SNQ) bądź jest szczególnie chroniony, nie należy w trakcie trwania opadu zrzucać dużych objętości ścieków deszczowych. Należy wówczas budować zbiorniki retencyjne, o sterowanym, np. regulatorami hydrodynamicznymi, odpływie ścieków. Na wylotach kanałów deszczowych do odbiorników, a najlepiej w miejscu powstawania zanieczyszczeń, wymagane jest obecnie [195, 196] stosowanie podczyszczalni mechanicznych ścieków opadowych - separatorów sedymentacyjno-flotacyjnych [102]. Zasady wymiarowania i doboru osadników-piaskowników i flotatorów substancji ropopochodnych zostaną podane na II stopniu studiów (mgr) DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI ROZDZIELCZEJ W POLSCE W Polsce stosowane były, utrwalone od lat, nieodpowiednie zasady wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji rozdzielczej, w odniesieniu zarówno do kanałów ściekowych jak też kanałów deszczowych. Kanały ściekowe (w żargonie sanitarne ) wymiarowane były na strumień: Kanały deszczowe: Q = 2Q h max śc (3.4) Średnice kanałów ściekowych dobierane były w uproszczeniu - na podwojony maksymalny godzinowy strumień ścieków bytowogospodarczych i przemysłowych, tj. przy uwzględnieniu wód przypadkowych i infiltracyjnych w wysokości Q h max śc, jako mieszczących się w 100% rezerwie przepustowości dobranej średnicy kanału. Q = Q m (3.5) Wymiary kanałów deszczowych dobierane były błędnie - do całkowitego wypełnienia przekroju, na strumień Q m - wywołany deszczem miarodajnym o natężeniu q(t dm, C) - obliczanym z wzoru Błaszczyka dla miarodajnego czasu trwania deszczu t dm o założonej częstości C występowania. Nie uwzględniano więc żadnej rezerwy na przyszłościowy rozwój, wywołany np. zwiększeniem stopnia uszczelnienia zlewni. Ponadto, przy wymiarowaniu kanałów deszczowych w Polsce dopuszczano możliwość częstszych ich przepełnień, a więc i wylewów, w stosunku do kanałów ogólnospławnych uzasadniano to błędnie różnymi skutkami środowiskowymi wylań [18, 20, 242]. 26

27 3.3. KANALIZACJA PÓŁROZDZIELCZA SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI PÓŁROZDZIELCZEJ System kanalizacji półrozdzielczej, stosowany zwłaszcza przy modernizacjach istniejących systemów rozdzielczych czy przebudowywanych ogólnospławnych, jest najczęściej dwuprzewodowy. Zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i przemysłowe), połączone separatorami, tj. urządzeniami na kanałach deszczowych do kierowania tzw. pierwszej fali odpływu - zawierającej zanieczyszczenia spłukiwane ze zlewni oraz osady wypłukiwane z kanałów deszczowych (po okresie suchej pogody) do kanałów ściekowych i do oczyszczalni ścieków (rys. 3.13). Następna (II.) fala deszczu, przy wzroście strumienia Q - jako mniej zanieczyszczona odpływa już kanałami deszczowymi do odbiornika. Rys Schemat funkcjonalny kanalizacji półrozdzielczej w skali makro (s. separator; zb.r. zbiornik retencyjny; O.Ś. oczyszczalnia ścieków) Kanalizacja półrozdzielcza zapewnia dobrą ochronę odbiornika ścieków środowiska, bowiem najbardziej zanieczyszczone ścieki opadowe (zwłaszcza I. fali) kierowane są poprzez separatory na oczyszczalnię miejską, pracującą pod stałym nadzorem. Z doświadczeń eksploatacyjnych wynika, że celowe jest stosowanie separatorów burzowych o działaniu ciągłym, tzn. w całym okresie trwania odpływu deszczowego, takich jak np. przelewy boczne z dławionym odpływem czy też upusty denne z progiem piętrzącym, a technologicznie niewłaściwe jest stosowanie separatorów o działaniu okresowym - jedynie dla pierwszej fali odpływu, jak np. separatory kaskadowe czy rynnowe. 27

28 Rys Schemat separatora kaskadowego - o działaniu okresowym (dla I. fali deszczu) Rys Schemat separatora rynnowego - o działaniu okresowym (dla I. fali deszczu) Rys Schemat separatora w postaci przelewu bocznego z rurą dławiącą - o działaniu ciągłym DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI PÓŁROZDZIELCZEJ W POLSCE Dotychczasowe zasady wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji półrozdzielczej zalecane w Polsce są niewłaściwe, zarówno w odniesieniu do kanałów ściekowych i kanałów deszczowych za separatorami. Kanały ściekowe - za separatorami były wymiarowane na maksymalny godzinowy strumień ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych (Q h max śc ), plus strumień ścieków deszczowych, tzw. I-szej fali (Q mi ) - zależnej od natężenia granicznego deszczu płuczącego q s, przyjmowanego jak dotychczas w zakresie q s [6; 15] dm 3 /s ha (obecnie, wg RMŚ z 2006 r. [195]: q s 15 dm 3 /s ha), stąd: Q = Q h max śc + Q m I (3.6) 28

29 Kanały deszczowe, analogicznie jak w kanalizacji rozdzielczej, wymiarowane były na zaniżony strumień Q m - wywołany deszczem miarodajnym o natężeniu q(t dm, C) - obliczanym z wzoru Błaszczyka: Q = Q m (3.7) 3.4. ZALETY I WADY SYSTEMÓW KANALIZACYJNYCH System kanalizacji ogólnospławnej Zalety: Wady: 1. Krótsza łączna sieć kanałów; 1. Małe prędkości przepływu ścieków przy suchej pogodzie (odkładanie się osadów); 2. Prostszy układ sieci mniejsza możliwość 2. Nierównomierna praca miejskiej kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym; oczyszczalni ścieków; 3. Sieć zajmuje mniej miejsca (np. pod jezdnią); 3. Duże średnice i zagłębienia kanałów (kolizje z innym uzbrojeniem); 4. Mniejsze koszty przyłączy posesji (jeden 4. Konieczność budowy przelewów przykanalik); burzowych, zbiorników retencyjnych; 5. Mniejsze koszty budowy i eksploatacji; 5. Niebezpieczne dla środowiska skutki przepełnień kanałów wylań; 6. Brak błędnych przyłączy (jedna sieć). 6. Gnilne zapachy ze studzienek i wpustów. System kanalizacji rozdzielczej Zalety: 1. Efektywniejszy proces oddzielnego oczyszczania ścieków; 2. Bardziej równomierna praca oczyszczalni ścieków; 3. Mniejsze średnice kanałów ściekowych (większe prędkości przepływu); 4. Mniejsze zagrożenie środowiskowe wylewów z kanałów deszczowych; 5. Możliwość etapowania budowy kanalizacji (np: najpierw ściekowa, później deszczowa); 6. Możliwość przebudowy na kanalizację półrozdzielną dobudowa separatorów. Wady: 1. Praktycznie podwójna sieć; 2. Skomplikowany układ sieci (kolizje kanałów ściekowych z deszczowymi); 3. Podwójny pas zabudowy terenu; 4. Większe koszty przyłączy; 5. Występowanie błędnych podłączeń (np. kanałów ściekowych do kanałów deszczowych lub odwrotnie); 6. Najczęściej większe koszty budowy i eksploatacji. 29

30 3.5. CZYNNIKI WPŁYWAJĄCE NA WYBÓR SYSTEMU Na wybór systemu kanalizacyjnego wpływ mają następujące czynniki: Istniejąca sieć hydrograficzna (rzeki, potoki, kanały otwarte): rozwinięta - sprzyja wyborowi kanalizacji rozdzielczej. Wielkość odbiorników ścieków i ich zdolność do samooczyszczania się: duże rzeki sprzyjają kanalizacji ogólnospławnej. Ilość i rodzaj ścieków zwłaszcza przemysłowych (podczyszczonych na terenie zakładu) czy mogą być odprowadzane przez przelewy?: najczęściej nie sprzyja kanalizacji rozdzielczej. Gęstość zabudowy terenu: zwarta zabudowa sprzyja kanalizacji ogólnospływowej. Możliwości finansowe: w przypadku konieczności etapowania inwestycji sprzyja kanalizacji rozdzielczej. Czynniki przemawiające za wyborem kanalizacji ogólnospławnej: Brak rozwiniętej sieci hydrograficznej do odprowadzania wód deszczowych; Odbiornik gwarantuje samooczyszczanie się możliwe zrzuty ścieków z przelewów; Gęsta zabudowa - znaczne uszczelnienie terenu; Analiza ekonomiczna innego wariantu (kosztów budowy i eksploatacji) systemu wskazuje na większe koszty. Czynniki przemawiające za wyborem systemu rozdzielczego bądź półrozdzielczego: Rozwinięta sieć hydrograficzna krótkie kanały deszczowe; Brak możliwości zrzutu z przelewów ścieków mieszanych małe odbiorniki; Luźna zabudowa - mniejsze uszczelnienie terenu, mniejszy odpływ wód deszczowych; Większa pewność poprawnego działania z punktu widzenia ochrony środowiska (w porównaniu do systemu ogólnospławnego); Możliwość etapowania inwestycji - z braku środków finansowych (najczęściej większe koszty budowy i eksploatacji w porównaniu do systemu ogólnospławnego). 30

31 3.6. ETAPOWANIE BUDOWY KANALIZACJI System rozdzielczy częściowy; Najpierw, w I. etapie budowa kanalizacji ściekowej. Sprzyjają temu następujące czynniki: Dostarczanie wody z sieci wodociągowej, co przyczynia się do większego jej zużycia przez odbiorców i konieczność odprowadzania większego strumienia ścieków bytowogospodarczych, w porównaniu do braku wodociągu; Niski poziom wód podziemnych, grunt przepuszczalny i duże spadki powierzchni terenu w kierunku odbiorników; Luźna zabudowa, małe uszczelnienie powierzchni terenu i duża infiltracja opadów do wód podziemnych; System rozdzielczy częściowy; Najpierw, w I. etapie budowa kanalizacji deszczowej. Sprzyjają temu: Mniejsze wskaźniki odpływu ścieków bytowo-gospodarczych (np. brak wodociągu) i możliwość ich gromadzenia w zbiornikach bezodpływowych (bądź z drenażem rozsączającym) oraz wywożenia wozami asenizacyjnymi do oczyszczalni; Wysoki poziom wód podziemnych, grunt słabo przepuszczalny i małe spadki powierzchni terenów; Brak naturalnych odbiorników wód deszczowych. Etapowanie budowy kanalizacji stosuje się obecnie rzadko, głównie na terenach pozamiejskich (wiejskich). Etap II. realizowany jest najczęściej po okresie lat. W Europie odchodzi się obecnie od idei pełnego odwodnienia terenów zurbanizowanych, tj. odprowadzania do kanalizacji deszczowej bądź ogólnospławnej wszystkich wód opadowych. Prawidłowa gospodarka wodna w zlewniach rzek powinna polegać na pozostawianiu na miejscu (w zlewni) jak największej ilości czystych wód deszczowych, aby zapobiec trwałemu obniżaniu się poziomów wód podziemnych. Przyczynia się to też do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze maksymalne stany i przepływy wody w rzekach [6, 21, 60, 66, 102, 147, 201, 236]. 31

32 4. UKŁADY SIECI KANALIZACYJNYCH 4.1. UKŁADY GLOBALNE Topologia (układ) sieci kanalizacyjnych - kolektorów i kanałów bocznych zależy głównie od: konfiguracji terenu (spadków podłużnych i poprzecznych) względem rzeki, układu geometrycznego ciągów komunikacyjnych (pieszo-jezdnych), zabudowy terenu. Ogólną i podstawową zasadą jest lokalizowanie - ze względów hydraulicznych: kanałów bocznych (zbieraczy) na kierunkach największych spadków powierzchni terenu (tj. w miarę prostopadle do warstwic terenu), kanałów głównych (kolektorów) na kierunkach mniejszych spadków powierzchni terenu, przykanalików w miarę prostopadle do zbieraczy i kolektorów. W konkretnych warunkach terenowych, układ sieci kanalizacji grawitacyjnej, zarówno ogólnospławnej, rozdzielczej czy półrozdzielczej, może być zrealizowany w oparciu o poniższe schematy ideowe - globalne (w skali całego miasta) bądź lokalne. Układy globalne: I. Układ poprzeczny kolektorów kanalizacyjnych, II. Układ poprzeczny kolektorów kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym, III. Układ równoległy kolektorów kanalizacyjnych, IV. Układ równoległy kolektorów kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi. Ad I. Układ poprzeczny kolektorów kanalizacyjnych Rys Układ poprzeczny kolektorów kanalizacji grawitacyjnej (zmiana oznaczeń!) 32

33 Ad II. Układ poprzeczny kolektorów kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym Rys Układ poprzeczny kanalizacji grawitacyjnej z kolektorem zbiorczym Ad III. Układ równoległy kolektorów kanalizacyjnych Rys Układ równoległy kolektorów kanalizacji grawitacyjnej Ad IV. Układ równoległy kolektorów kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi Rys Układ równoległy kolektorów kanalizacji grawitacyjnej z kanałami odciążającymi 33

34 4.2. UKŁADY LOKALNE: V. Układ promienisty VI. Układ pierścieniowy VII. Układy strefowe Ad V. Układ promienisty w kotlinie Rys Układ promienisty kanalizacji grawitacyjnej Ad VI. Układ pierścieniowy na wzgórzu Rys Układ pierścieniowy kanalizacji grawitacyjnej 34

35 Ad VII. Układy strefowe a) b) Rys Układy strefowe kanalizacji grawitacyjno-pompowej: a) globalny; b) lokalny Na wybór układu systemu kanalizacyjnego, w danych warunkach terenowych (globalnych bądź lokalnych), wpływ ma także wiele innych czynników, takich jak: ilość i rodzaj ścieków (zwłaszcza przemysłowych), istniejąca sieć hydrograficzna, w tym wielkość odbiorników ścieków i ich zdolność do samooczyszczania się, możliwość odprowadzania ścieków przez przelewy burzowe, a także gęstość zabudowy terenu i możliwości finansowe inwestora (ewentualne etapowanie inwestycji). Wskazówki w tym zakresie podane są m.in. w pracach [1, 9, 18, 20, 102, 234, 243]. 35

36 5. ZASADY BILANSOWANIA STRUMIENI ŚCIEKÓW 5.1. ŚCIEKI BYTOWO-GOSPODARCZE I PRZEMYSŁOWE Grawitacyjne kanały ściekowe (w żargonie sanitarne ) powinny być wymiarowane na maksymalny godzinowy strumień objętości ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych, przy uwzględnieniu dodatkowo: strumienia wód przypadkowych, w tym infiltracyjnych, oraz rezerwy na przyszłościowy rozwój. Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej i/lub przemysłowej jest więc właściwy bilans strumieni ścieków. Obecnie odstępuje się często od sporządzania szczegółowych bilansów wodnych na rzecz bilansów opartych na wskaźnikach scalonych na perspektywę 50 lat. Bilans odpływu ścieków bytowo-gospodarczych oraz przemysłowych opracować można wg podobnej metody - jak bilans zapotrzebowania na wodę. Ogólnie, średnie dobowe w roku (Q dśr ) zużycie wody/odpływ ścieków (w m 3 /d) wynosi: 365 Q d, sr 1 Q i 1 d, i 365 (5.1) Rys Nierównomierność poboru wody bądź odpływu ścieków w roku (0,274%=100%/365 d) Współczynnik nierównomierności dobowej (N d ) i odpływ maksymalny dobowy odpływ ścieków (Q dmax ) wynosi: Qd max Nd Qd max Qdsr Nd (5.2) Q dsr Współczynnik nierównomierności godzinowej (N h ) i odpływ maksymalny godzinowy odpływ ścieków (Q hmax ) w dobie o Q dmax wynosi: N h Q Q hmax 24 hsr Q Q h max d max Q h max Q hsr N h (5.3) 36

37 Rys Nierównomierność odpływu ścieków w dobie (4,167%=100%/24 h) Stąd ogólnie maksymalny godzinowy strumień objętości ścieków (w dm 3 /s) wyniesie: Q hmax N N Q /86400 (5.4) d h d, sr Wielkość zużycia wody w danej jednostce osadniczej określić można najdokładniej na podstawie zarejestrowanego poboru wody (z wodomierzy). Odpływ ścieków bytowogospodarczych czy przemysłowych jest mniejszy od 100% - zarejestrowanego poboru wody i ma mniejszą nierównomierność godzinową (retencja sieci) w stosunku do poboru wody, w tym przesuniętą w czasie (rys. 5.3). Rys Nierównomierność poboru wody i odpływu ścieków w dobie Dotychczasowe wytyczne techniczne projektowania (WTP) kanalizacji z roku 1965 [242], a zwłaszcza zalecenia Instytutu Kształtowania Środowiska (IKŚ) z 1978 r. [241] cytowane w dotychczasowych podręcznikach z kanalizacji, straciły swą aktualność co do wartości wskaźników zużycia wody i odpływu ścieków z gospodarstw domowych. Były mocno przeszacowane, podawały bardzo duże wartości wskaźników q j zużycia wody w przeliczeniu na mieszkańca i dobę (- nawet 300 dm 3 /d na Mk). Obecnie obowiązują wg Rozporządzenia Ministra Infrastruktury z 2002 roku [194] znacznie niższe - przeciętne normy zużycia wody w gospodarstwach domowych ( mieszkalnictwo wg tab. 5.1). 37

38 Tab Wskaźniki zapotrzebowania na wodę w miastach wg [194] i [241] Elementy zagospodarowania przestrzennego terenu zurbanizowanego 1. Mieszkalnictwo wg [194]: - wielorodzinne kl. I i jednorodzinne, wg kl. II klasy wyposażenia kl. III instalacyjnego kl. IV mieszkań kl. V Jednostka Mk Mk Mk Mk Mk Wskaźnik zużycia wody q j, dm 3 /d * * 70 90* 50 60* 30 Współczynnik nierównomierności dobowej, N d 1,5 1,3 1,5 1,3 2 1,5 2 1,5 2 1,5 2. Usługi ogólnomiejskie wg [241] 3. Komunikacja zbiorowa 4. Mycie ulic i placów 5. Podlewanie zieleni miejskiej Mk Mk Mk Mk ,3 1,2 2,4 6,0 6. Tereny przemysłowo-składowe [241]: - wskaźnik na mieszkańca - przemysł niewodochłonny - przemysł wodochłonny Mk m 3 /d ha m 3 /d ha ,15 1,15 1,15 I klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z dostawą ciepłej wody użytkowej z zewnątrz; II klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źródłem ciepłej wody użytkowej; III klasa - niepełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źródłem ciepłej wody użytkowej; IV klasa - wodociąg, ubikacja bez łazienki; V klasa - wodociąg bez ubikacji i łazienki, brak kanalizacji; * niższe wartości dotyczą przypadku braku sieci kanalizacyjnej - zbiorniki bezodpływowe. * zaniżone wartości (w II klasie) - niezgodne z badaniami zużycia wody w miastach! Zaznaczyć jednak należy, że dotyczą one bardziej rozliczeń ryczałtowych w sytuacji braku pomiaru zużycia wody przez odbiorców, do czego ogranicza się delegacja ustawowa dla ministra, na podstawie Ustawy z dnia 7 czerwca 2001 r. o zbiorowym zaopatrzeniu w wodę i zbiorowym odprowadzaniu ścieków (Dz. U. Nr 72) [225]. Najczęściej, bilansuje się średnie dobowe (w m 3 /d) zapotrzebowanie na wodę w poszczególnych elementach zagospodarowania przestrzennego (wg tab. 5.1.), posługując się liczbą mieszkańców (Mk) miasta/osiedla i wskaźnikiem średniego dobowego zapotrzebowania na wodę (q j ): 6 Q d śr = 0,001 q j Mk (5.5) gdzie: q j - wskaźnik dobowego zużycia wody przez mieszkańca, w dm 3 /d (tab. 5.1), a następnie oblicza się maksymalny dobowy strumień odpływu ścieków (w m 3 /d): lub i1 Q d max śc = Σ (Q d śr N d η), (5.6) Q d max śc =0,001 Σ (q j Mk N d η) (5.7) gdzie: N d współczynnik nierównomierności dobowej (wg tab. 5.1), η współczynnik zmniejszający - określający strumień odpływu ścieków. 38

39 Przyjmuje się więc, że odpływ ścieków jest mniejszy od poboru wody wodociągowej o wartość mnożnika [241]: η = 0,95 dla mieszkalnictwa i usług ogólno miejskich (urzędów, szkół, szpitali, itd.), η = 1,0 dla komunikacji zbiorowej, η = 0,25 0,50 dla mycia ulic i placów - w kanalizacji ogólnospławnej oraz η = 0 - w kanalizacji rozdzielczej (kanały ściekowe) niezgodne z rzeczywistością, η = 0 dla podlewania zieleni miejskiej (woda nie trafia do kanalizacji), η = 0,85 dla terenów przemysłowo-składowych. Przyjmując za podstawę obliczony, maksymalny dobowy odpływ ścieków Q d max śc = 100% w poszczególnych elementach zagospodarowania przestrzennego (poz. 1 4 i 6 - tab. 5.1), sporządza się histogramy odpływów godzinowych ścieków - wykorzystując dotychczasowe (z braku aktualnych) modele symulacyjne zapotrzebowania na wodę, tj. % rozbiorów w poszczególnych godzinach doby - wg tab. 5.2 [241]. Tab Modele symulacyjne rozkładów godzinowych zapotrzebowania na wodę w dobie maksymalnej i wartości współczynników (η) określających dobowy odpływ ścieków [241] Elementy zagospodarowania przestrzennego terenu zurbanizowanego Godziny Mieszkalnictwo Usługi Komunika- Mycie ulic i Podlewanie Tereny wieloro- jedno- ogólno- cja zbiorowa placów zieleni przemysłowe* od - do dzinne rodzinne miejskie % % % % % % % 0 1 1,25 1,35 1,00-6,25-0, ,85 0,65 1,00 16,50 6,25-0, ,85 0,65 1,00 16,50 6,25-0, ,85 0,65 1,00 16,50 6,25-0, ,10 0,85 1,00 16,50 6,25 12,50 0, ,50 (3,00) 3,00 1,00-6,25 12,50 0, ,45 (6,25) 5,15 1, ,50 8, ,25 (5,45) 4,75 2, ,50 8, ,95 (4,45) 4,45 3, , ,40 4,20 7,00 8, , ,20 3,40 10,00 8,50 6,25-8, ,05 3,40 12,00 8,50 6,25-8, ,90 3,40 12,00 8,50 6,25-8, ,30 4,00 12,00-6,25-8, ,40 4,20 10, , ,75 3,80 7, , ,65 4,35 3, , ,30 5,00 3, ,50 3, ,65 6,85 3,00-6,25 12,50 3, ,30 9,15 3,00-6,25 12,50 3, ,60 9,00 2,00-6,25 12,50 3,25 39

40 ,80 7,45 2,00-6,25-3, ,45 5,50 1,00-6,25-0, ,20 4,80 1,00-6,25-0,50 Suma 100% 100% 100% 100% 100% 100% 100% η 95% 95% 95% 100% 0 50% 0% 85% * przy założonej przeciętnej zmianowości: I zmiana - 70%, II zmiana - 26%, III zmiana - 4%; ( ) wartości dla miast o przewadze funkcji przemysłowych. Zsumowanie odpływów godzinowych ścieków z wszystkich elementów zagospodarowania (w danej godzinie, w dobie maksymalnej), prowadzi do określenia największej wartości Q h max śc (najczęściej występującej w godzinach rannych lub wieczornych ), która jest podstawą doboru średnic kanałów ściekowych. Bilanse odpływu ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych opracowuje się najczęściej na perspektywę 50 lat. Należy uwzględnić planowane zagospodarowanie przestrzenne terenów, w tym liczbę mieszkańców, rodzaj przemysłu oraz usług w danych jednostkowych osadniczych. Decydujący o wielkości odpływu ścieków jest udział mieszkalnictwa wielo- i jednorodzinnego zwykle 60 80% Q d max śc. Wg danych ATV-DVWK-A118:1999:2006 [6], średnie dobowe zużycie wody przez mieszkańca, łącznie z usługami, kształtowało się w Niemczech na poziomie od 80 do 200 dm 3 /d. Odpowiednio w Polsce, wg danych z tabeli 5.1, wynosiło od 90 dm 3 /d do 220 dm 3 /d. Przeciętne zużycie wody w miastach przez mieszkańca Niemiec wyniosło w 1999 roku 127 dm 3 /d. W Polsce, w miastach szacowane jest obecnie na poziomie 130 dm 3 /d i ciągle maleje wraz ze wzrostem liczby wodomierzy, co jest skutkiem oszczędnego gospodarowania wodą - m.in. likwidacji przecieków z zaworów, spłuczek, większej liczby zmywarek do naczyń, pralek, montażu kabin natryskowych zamiast wanien kąpielowych, itd. (W przypadku terenów wiejskich nie przekracza na ogół 100 dm 3 /d) Z braku danych w polskiej literaturze można posługiwać się wytycznymi niemieckimi [6], które na perspektywę 2050 roku przewidują wskaźnik scalony: - q bg = 0,005 dm 3 /s na mieszkańca - jako maksymalny godzinowy strumień ścieków bytowogospodarczych (bez przemysłu) - miarodajny do wymiarowania osiedlowych kanałów ściekowych (dla N d = 1,25 oraz N h = 1,5 3 i q j = 150 dm 3 /d Mk) oraz 0,004 dm 3 /s Mk - do wymiarowania oczyszczalni ścieków. 40

41 Na tej podstawie strumień Q bg (w dm 3 /s) wynosi: Q bg = q bg Z F bg (5.8) gdzie: Z - gęstość zaludnienia, Mk/ha; F bg - powierzchnia zlewni ścieków bytowo-gospodarczych, ha. Zaludnienie terenów (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mk/ha - tereny wiejskie o luźnej zabudowie, do 300 Mk/ha - centra miast. Odnośnie terenów przeznaczonych na przemysł można tutaj również posługiwać się wskaźnikami scalonymi wg ATV A-118 [6], skąd Q p (w dm 3 /s): Q p q F (5.9) p gdzie: q p(n) = 0,2 0,5 dm 3 /s ha - dla przemysłu niewodochłonnego (wg polskich wytycznych (tab. 5.1): q p(n) = 0,3 1,2 dm 3 /s ha), q p(w) = 0,5 1,0 dm 3 /s ha - dla przemysłu wodochłonnego (wg polskich wytycznych (tab. 5.1): q p(w) = 1,2 5,8 dm 3 /s ha), F p powierzchnia terenów przemysłowych, ha. p Wartość Q p zależny od branży, technologii produkcji, czasu pracy - zmianowości i liczby pracowników, itp. Przemysł może mieć też istotny wpływ na nierównomierność godzinową odpływu ścieków (rys. 5.4). Polskie dotychczasowe [241] wytyczne znacznie przeszacowują racjonalnie uzasadnione potrzeby wodne zwłaszcza przemysłu wodochłonnego, w porównaniu do państw unijnych. Rys Wpływ zmianowości pracy w przemyśle na nierównomierność godzinową odpływu ścieków UWAGA: Odpływ ścieków z terenów przemysłowych może być większy niż zarejestrowany pobór wody wodociągowej. Zakłady posiadają często własne ujęcia wody. Wówczas ilość i nierównomierność odpływu ścieków przemysłowych ustalać należy na podstawie pomiarów. 41

42 5.2. WODY PRZYPADKOWE Szczegółowe ustalenie strumieni ścieków miarodajnych do wymiarowania kanałów powinno uwzględniać dodatkowy dopływ - wód przypadkowych, w tym infiltracyjnych. Głównie, wskutek niestarannego wykonania kanałów oraz starzenia się materiałów dochodzi do braku szczelności kanałów, co powoduje: - infiltrację wód podziemnych do wnętrza kanałów, bądź też - eksfiltrację ścieków do gruntu i skażenie wód podziemnych. Tabela 5.3. Możliwe składowe wód przypadkowych w zależności od rodzaju kanałów wg ATV A-118:1999:2006 [6] Kanał ogólnospławny Kanał deszczowy Kanał ściekowy ( sanitarny ) - infiltrujące wody podziemne (nieszczelności), - infiltrujące wody podziemne (nieszczelności), - infiltrujące wody podziemne (nieszczelności), - dopływające wody drenażowe i źródlane. - dopływające wody drenażowe, źródlane oraz powierzchniowe (ze - dopływające wody drenażowe i źródlane, strumieni, potoków itp.), - dopływające ścieki ( sanitarne ) poprzez błędne podłączenia. - dopływające wody deszczowe poprzez włazy studzienek i błędne podłączenia. Wg polskich wytycznych z 1965 roku [18, 20, 242], w przypadku gdy dno kanału zagłębione jest pod zwierciadłem wody podziemnej dla H 4 m (rys. 5.5): Rys Zagłębienie kanału względem zwierciadła wody podziemnej - infiltracje należało przyjmować, dla: sieć osiedlowa: q inf = 10 m 3 /d km lub odpowiednio 0,5 2,0 m 3 /d ha; sieć miejska: q inf = 10 m 3 /d km lub 0,5 2,0 m 3 /d ha - kanały murowane i tworzywowe, q inf = 30 m 3 /d km lub 1,5 6,0 m 3 /d ha - kamionkowe, q inf = 40 m 3 /d km lub 2,0 8,0 m 3 /d ha - betonowe. Przy zagłębieniu kanałów H > 4 m należało zwiększyć q inf o 20% co 1 m, powyżej 4 m. Dla przykładu: dla H = 6 m i kanału miejskiego z kamionki: q inf = 1,4 30 = 42 m 3 /d km. 42

43 UWAGA: Obecnie wykonuje się próby szczelności nowych kanałów - przy odbiorze technicznym - mniejsza infiltracja w przyszłości. Wody przypadkowe, obok infiltracyjnych, to głównie wody deszczowe, dopływające do kanałów ściekowych (podczas pogody deszczowej) przez: otwory wentylacyjne we włazach studzienek kanalizacyjnych, błędne podłączenia np. rynien dachowych, wpustów podwórzowych, itp. Wielkość dopływu wód przypadkowych, w tym infiltracyjnych, zależy od charakterystyki miasta/osiedla (rodzaju materiału kanałów, jakości wykonania i wieku kanałów oraz zagłębienia pod zwierciadłem wody podziemnej, spadków powierzchni terenu, rodzaju nawierzchni dróg, itp.) Można ją oszacować przez pomiar strumienia przepływu ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych w godzinach nocnych (przy odciętym dopływie wody wodociągowej), podczas pogody deszczowej i bezdeszczowej. Wg [102], na podstawie wytycznych niemieckich (ATV A-118:1999:2006 [6]), zaleca się przyjmowanie następujących wartości wskaźników: q inf [0,05; 0,15] dm 3 /s ha - dla infiltracji (wg polskich wytycznych [18, 242], dla H 4,0 m wskaźnik ten wynosił q inf = 0,006 0,10 dm 3 /s ha??), q dwd [0,2; 0,7] dm 3 /s ha - dla dopływu wód deszczowych (nie uwzględniany w dotychczasowych polskich wytycznych!!!). czyli łącznie: q przyp [0,25; 0,85] dm 3 /s ha - do szczegółowego wymiarowania kanałów ściekowych ZALECANE WYPEŁNIENIA KANAŁÓW ŚCIEKOWYCH W Polsce dotychczas (wg WTP z 1965 r. [242]) błędnie przyjmowano ryczałtowo strumień wód przypadkowych, w tym infiltracyjnych z rezerwą na przyszłościowy rozwój, w wysokości 100% Q h max śc, tj. ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych, a wymiar kanału dobierano na 2Q h max śc - do całkowitego wypełnienia kanału [18, 20, 242]. Zmienione zasady projektowe z 1983 roku [243] zalecały przyjmowanie wypełnień względnych kanałów ściekowych h/d 0,6 (tj. do 60% średnicy) dla kanałów o średnicach D < 1,0 m, ale dla miarodajnego (maksymalnego godzinowego) strumienia samych ścieków: Q = Q bg + Q p, czyli do 67% obliczeniowej przepustowości całkowitej (Q o = 100%) kanału kołowego. 43

44 Tym samym ograniczono rezerwę przepustowości takich kanałów łącznie na wody przypadkowe i infiltracyjne oraz na przyszłościowy rozwój - z ok. 50% do ok. 33% (rys. 5.6) przepustowości całkowitej (Q o ). Prowadzi to do niedowymiarowania średnic kanałów. Rys Przykładowe krzywe sprawności hydraulicznej kanału kołowego (Q/Q o od h/d) Wypracowane w Niemczech zasady wymiarowania kanałów ściekowych są poprawne [6, 201], bowiem rezerwa bezpieczeństwa przepustowości kanałów ściekowych (na przyszłościowy rozwój) jest uwzględniana dopiero po wyznaczeniu miarodajnego odpływu ścieków Q śc, tj. łącznie ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych, wód przypadkowych i nieuniknionego dopływu wód deszczowych. Tak więc miarodajny strumień objętości ścieków wyznacza się dla 4 składowych dopływu: Q śc = Q bg + Q p + Q inf + Q dwd, (5.11) - a kanały ściekowe dobiera się na wypełnienie h/d od 50 do 70%, co odpowiada przepustowości całkowitej (Q o = 100%) przekroju kołowego od 50 do 83% (rys. 5.6), czyli pozostaje czysta rezerwa na przyszłościowy rozwój od 50 do 17% Q o w zależności od ważności kanału ściekowego w systemie. Powstająca w ten sposób nadwyżka przepustowości kanału nie może być w żadnym wypadku traktowana w kategorii rozrzutności, lecz jako zabezpieczenie pewności działania systemu (ochrony przed wylaniem), a także jako rezerwa rozwojowa do ewentualnego wykorzystania w przyszłości. W ten sposób wymiarowanie staje się bardziej bezpieczne, a jego rezultat daje się potwierdzać w trakcie eksploatacji już istniejących systemów. 44

45 Przykład metodyczny 1. Podział zlewni miejskiej ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych na powierzchnie cząstkowe, przynależne do danego odcinka kanału ściekowego (A-B-C) i obliczenia strumieni ścieków miarodajnych do doboru średnic (rys. 5.7). Rys Schemat podziału zlewni ścieków na powierzchnie cząstkowe Wymiar kanału na odcinku AB dobieramy na strumień miarodajny - maksymalny godzinowy Q B (w dm 3 /s) - bezpośrednio przed węzłem B: Q B = (q bg F bg AB ), a wymiar kanału na odcinku BC na łączny strumień Q C (na odcinkach AB + BC) - bezpośrednio przed węzłem C: Q C = (q bg F bg AB + q bg F bg BC + q p F p BC ) Uwaga: Wskaźniki q bg i q p (w dm 3 /s ha) powinny uwzględniać wody przypadkowe i infiltracyjne. Przykład metodyczny 2. Przyporządkowanie pośrednich średnic kanałów na odcinkach kolektora A-B-C-D wg rysunku 5.8. Kolektor ściekowy AD podzielono na 3 odcinki i obliczono miarodajne strumienie ścieków: Q B, Q C i Q D : dla odcinka AB dla Q B i spadku dna kanału i k1 dobrano: D 1 = 0,6 m, dla odcinka BC dla Q C i spadku dna kanału i k2 dobrano: D 2 = 0,8 m, dla odcinka CD dla Q D i spadku dna kanału i k3 dobrano: D 3 = 1,2 m. Do wyznaczenia położenia pośrednich średnic kolektora pomocny jest wykres: Q = f(l AD ), na podstawie którego, zakładając proporcjonalny przyrost strumienia na długości kanału, można określić położenie innych średnic: np. D = 0,3 m, D = 0,4 m, D = 0,5 m i D = 1,0 m (rys. 5.8). 45

46 Rys Wykres metodyczny do określania pośrednich średnic kanałów Uwaga: Spadek dna kanału o średnicy D i musi być odpowiedni dla tej średnicy (i k min 1/D i ). 46

47 6. PODSTAWY BILANSOWANIA WÓD OPADOWYCH 6.1. OGÓLNA CHARAKTERYSTYKA SPŁYWÓW DESZCZOWYCH OPADY DESZCZOWE Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głównie w postaci deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej). Ze względu na odmienny na ogół charakter spływu tych wód: natychmiastowy w przypadku deszczu, przesunięty w czasie w przypadku topnieniu śniegu czy lodu, do wymiarowania kanalizacji rozważane są wyłącznie opady deszczowe, jako dające największe chwilowe odpływy. Spływy wód pochodzące z topnienia śniegu czy lodu stwarzają problemy natury jakościowej - są silnie zanieczyszczone, m.in. pyłami atmosferycznymi, po długim okresie zalegania na powierzchni terenu. Ogólnie, zjawisko opadów deszczowych charakteryzują 3 parametry: intensywność deszczu I = Δh/Δt (zmiany wysokości opadu Δh w czasie Δt), czas trwania deszczu t, zasięg terytorialny F. Intensywność deszczu nie jest stała w czasie jego trwania jak też w przestrzeni objętej opadem. Deszcze wyjątkowo intensywne (tzw. ulewne czy nawalne) zdarzają się rzadko (raz na kilka czy raz na kilkanaście lat), trwają krótko i mają mały zasięg terytorialny. Przykład: lokalne oberwanie chmury. Deszcze mało czy średnio intensywne występują częściej, trwają dłużej i obejmują większe obszary. Przykład: opad regionalny typu kapuśniaczek. Do wymiarowania systemów kanalizacyjnych największe znaczenie mają intensywne, a więc maksymalne opady, o czasie trwania do kilku godzin. Wywołują one bowiem największe przepływy w kanałach deszczowych czy ogólnospławnych. 47

48 W kanalizacji posługujemy się częściej pojęciem jednostkowego natężenia deszczu q, w dm 3 /s ha, zamiast intensywności deszczu I = Δh/Δt, w mm/min. Między tymi wielkościami zachodzi związek, wynikający z przeliczenia jednostek miar: i odwrotnie: I = q / 166,67. q = 166,67 I (6.3) Zasięg deszczu (w km 2 ) opisuje w przybliżeniu formuła Rosłońskiego, dla I < 5 mm/min: F = 5(5 I) 3, (6.4) Przykładowo: - dla I = 1 mm/min (q = 167 dm 3 /s ha) - F = 320 km 2 (obszar dużego miasta - Wrocław), - dla I = 2 mm/min (q = 333 dm 3 /s ha) - F = 135 km 2 (mniejsze miasto), - dla I = 3 mm/min (q = 500 dm 3 /s ha) - F = 40 km 2 (dzielnica miasta), - dla I = 4 mm/min (q = 667 dm 3 /s ha) - F = 5 km 2 (osiedle mieszkaniowe) PORÓWNANIE ILOŚCIOWE SPŁYWÓW DESZCZOWYCH ZE ŚCIEKAMI Nie cały opad na obszarze zurbanizowanym - zlewni deszczowej o powierzchni F spływa do kanalizacji. Część opadu deszczowego zwilża powierzchnie i wyparowuje, część wypełnia nierówności terenu i wsiąka w grunt, bądź też odpływa poza zlewnię zgodnie ze spadkiem terenu. Wielkość opadu, który nie stał się częścią spływu określa się jako straty. Tzw. opad efektywny - dający spływ powierzchniowy, związany jest ze zlewnią zredukowaną F zr (szczelną): F zr F (6.5) gdzie: ψ - współczynnik spływu powierzchniowego: ψ = (H (E + straty))/h; ψ[0; 1], H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min. 30 lat), m/rok, E - wysokość parowania terenowego, m/rok; straty - głównie wsiąkanie, m/rok. Jednostkową wielkość spływu powierzchniowego z opadów w okresie obliczeniowym np. 1 roku, z powierzchni zlewni F = 1,0 ha, oszacować można (w m 3 /rok) z wzoru: Q H F (6.6) Przyjmując dla Polski opad normalny H = 0,6 m, spływ wód opadowych z 1 ha powierzchni przykładowej zlewni miejskiej, przy średnim współczynniku spływu ψ = 0,3, wyniesie: Q rocz op H F 2 0,6m / rok 0, m 1800m 3 rok 48

49 Odpływ ścieków bytowo-gospodarczych z 1,0 ha zabudowy miejskiej przy przyjęciu gęstości zaludnienia Z = 200 Mk/ha i wskaźnika odpływu ścieków q j = 0,2 m 3 /Mk d wraz z usługami, wyniesie w roku: Q rocz ść q Z F d m Mk ha m j 365 0, , ( Mk d) ha Wynika stąd, że roczny odpływ ścieków bytowo-gospodarczych jest ok. 8 razy większy od odpływu wód opadowych: Q rocz. ść Q rocz. op : 1 Porównując jednak odpływy wód deszczowych i ścieków w krótszych okresach czasu, np. w czasie trwania intensywnych opadów (miarodajnych do wymiarowania kanałów ogólnospławnych i deszczowych), powyższe relacje odwrócą się. Przykładowo, przyjmując średnie natężenie deszczu np. q = 100 dm 3 /s ha, przy średnim współczynniku spływu ψ = 0,3, otrzymamy z powierzchni 1 ha: Q sek op 3 3. q F 100dm ( s ha) 0,3 1,0ha 30dm s, 3 rok a maksymalny godzinowy odpływ ścieków bytowo-gospodarczych, przy N d = 1,3, N h = 2.0, q j = 200 dm 3 /Mk d i Z = 200 Mk/ha, wyniesie z powierzchni 1 ha: Q sek ść N d N h q j Z F 1, dm Mk 1,0ha ( Mk d) ha 1,2 dm s sek sek Wynika stąd stosunek: Q Q 30 1,2 25 :1 (czasem nawet 100:1 - przy bardzo op rzadkich częstościach występowania intensywnych opadów). ść 6.2. POMIARY OPADÓW DESZCZOWYCH DESZCZOMIERZE KLASYCZNE Do rejestracji wysokości opadów atmosferycznych powszechnie stosowany jest deszczomierz Hellmanna (rys. 6.2). Składa się z cylindrycznej osłony i 2 naczyń, montowanych na wysokości 1,0 m n.p.t. Naczynie górne, zakończone lejkiem, kieruje opady do naczynia dolnego - zbiornika. Średnica wlotu wynosi 15,96 cm, stąd F = 200 cm 2. Zwarta budowa urządzenia zmniejsza parowanie. Deszczomierze umieszczane są w okolicy pozbawionej wysokich obiektów, drzew itp. 49

50 Rys Deszczomierz Hellmanna Odczyty odbywają się raz na dobę (najczęściej o godz. 7 rano). Woda przelewana jest wówczas ze zbiornika do szklanej menzurki, gdzie odczytuje się jej objętość, skąd wysokość opadu: h = V/F (1,0 mm wysokości opadu oznacza 1,0 dm 3 /m 2 ). Deszczomierz Hellmanna nie pozwala na śledzenie zmian intensywności opadów w czasie czy też rejestrację czasu trwania poszczególnych faz opadów. Do tych celów służą (od lat 50- tych XX wieku) pluwiografy pływakowe, z graficznym zapisem zdarzeń na pluwiogramach papierowych (rys. 6.3). Dokładność pomiaru i zapisu takich urządzeń jest rzędu 0,1 mm wysokości opadu, tj. 0,1 dm 3 /m 2. Rys Schemat pluwiografu pływakowego DESZCZOMIERZE NOWEJ GENERACJI - BEZOBSŁUGOWE Pluwiometry wagowe. Istotną wadą klasycznych deszczomierzy jest ich uciążliwa obsługa - codzienna w przypadku deszczomierza Hellmanna i co kilka dni w przypadku pluwiografu pływakowego (w tym także obecnie konieczność digitalizacji zapisów na pluwiogramach papierowych do formatu cyfrowego do ich interpretacji czy archiwizacji). 50

51 Rozwój automatyki, elektroniki i radiotelefonii nowej generacji skutkował opracowaniem nowych konstrukcji urządzeń do rejestracji opadów deszczowych (ciekłych) i śnieżnych (stałych), zwanych też pluwiointensometrami. Rys Schemat pluwiointensometru wagowego Pluwiointensometry wagowe pozwalają na rejestrację opadów atmosferycznych (śniegu i deszczu - opad łączny) z dokładnością do 0,01 mm wysokości opadu (h). Termostat z grzałką umożliwia eksploatację urządzenia w okresach wczesnowiosennych i późnojesiennych przymrozki (rys. 6.4). Pluwiogram w zapisie cyfrowym jest analogiczny do wyżej omówionego (papierowego), przesyłany może być drogą radiową do centrali. Pluwiometry korytkowe. Deszczomierze z naczyniami wywrotnymi (korytkami) stosowane są w automatycznych stacjach meteorologicznych, m.in. od 2007 r. w sieci IMGW - deszczomierze typu RG 50 firmy SEBA. Wyposażone są w dwa, na przemian napełniane i opróżniane zbiorniczki, o małej pojemności (2 cm 3 ). Rys Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r. z deszczomierza SEBA na stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu h = 38,7 mm) Impulsy zadziałania rejestrowane są z dokładnością sekundową i wysyłane drogą radiową do centrali w zapisie cyfrowym - w formie zestawień tabelarycznych, wykresów słupkowych (hietogramów) czy pluwiogramów - przykład na rysunku 6.5. Jeden impuls odpowiada opadowi o wysokości h = 0,1 mm (tj. 0,1 dm 3 /m 2 ). 51

52 DOKŁADNOŚĆ POMIARÓW OPADÓW I REPREZENTATYWNOŚĆ STACJI Rejestratory elektroniczne mają istotne wady. W odniesieniu do tradycyjnych pluwiografów pływakowych, które funkcjonują w zasadniczo niezmienionej postaci od kilkudziesięciu lat, urządzenia automatyczne są wrażliwe na zanieczyszczenia i ulegają często rozregulowaniu, a co za tym idzie ich wskazania stają się wówczas niemiarodajne. Przestawiając system pomiarowy wyłącznie na rejestrację elektroniczną, nie można więc zapominać o okresowych kontrolach i kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy). Rys Deszczomierze na stacji meteorologicznej IMGW w Legnicy, od lewej: pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna 6.3. CHARAKTERYSTYKA ILOŚCIOWA OPADÓW KRZYWE WZORCOWE OPADÓW O zjawisku (tzw. reżimie) opadowym określonego obszaru decyduje: położenie geograficzne, odległość od mórz i oceanów, ukształtowanie powierzchni i wyniesienie nad poziomem morza, pokrycie i sposób użytkowania terenu. Ekstremalnie intensywne opady występujące w warunkach polskich nie różnią się znacząco pod względem zwłaszcza dobowych sum wysokości od notowanych w krajach ościennych (położonych na granicy klimatu morskiego i kontynentalnego, jak Niemcy czy Czechy), podobnie jak i opady we Wrocławiu (na Strachowicach) w porównaniu do Warszawy (na Bielanach) tabela

53 Tab Maksymalne wysokości opadów (w mm) o czasie trwania od 5 minut do 72 godzin w wybranych krajach Europy na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany) Czas trwania opadu Kraj / minuty godziny doby Miejscowość Polska 25, , ,1 117, , Niemcy ,9 458 Czechy 29,8 39,8 50,2 79,9 92, ,6 158,5 203,6 345, ,7 Wrocław 13,1 18,7 24,7 32,9 35,3 57,7 61,9 63,1 64,2 80,1 103,9 116,9 Warszawa 20,6 21, ,6 40,8 49,5 50, ,1 109,7 113,3 Podstawową formą ilościowego opisu opadów deszczowych są modele na zależność: intensywności I (mm/min) lub natężenia jednostkowego q (dm 3 /s ha) bądź wysokości h (mm) opadu od czasu jego trwania t i prawdopodobieństwa wystąpienia p lub zamiennie częstości (powtarzalności) C opadu (lata), typu: I I( t, p); q q( t, p); h h( t, p) (6.7) Związek intensywności (czy natężenia jednostkowego) bądź wysokości opadu z czasem jego trwania prezentowany jest najczęściej w postaci krzywych typu IDF (Intensity-Duration Frequency), bądź krzywych typu DDF (Depth-Duration Frequency), dla różnych prawdopodobieństw p (zamiennie częstości C) wystąpienia opadu. Krzywe te stanowią rodzinę hiperbol o ogólnym równaniu: I a ( t b) n c, (6.8) w którym: a, b, c, n - współczynniki empiryczne, zależne od prawdopodobieństwa pojawienia się danego deszczu oraz od czynników klimatycznych i fizjograficznych zlewni. Krzywe deszczy typu IDF czy DDF są tworami syntetycznymi, ustalanymi na podstawie materiału empirycznego. Na ich podstawie tworzony jest opad blokowy - o stałej wartości natężenia, który jest podstawą wymiarowania kanalizacji deszczowej i ogólnospławnej tzw. metodami czasu przepływu ZWIĄZEK NATĘŻENIA OPADU Z CZĘSTOŚCIĄ WYSTĘPOWANIA Zależność pomiędzy natężeniem jednostkowym a czasem trwania deszczu o określonym prawdopodobieństwie pojawiania się - czyli częstości występowania (tj. powtarzalności w latach) przedstawiono poglądowo na rysunku

54 Rys Zależność (typu IDF) natężenia q od czasu trwania t deszczu o określonym prawdopodobieństwie p pojawiania się - częstości występowania C Prawdopodobieństwo (p) pojawienia się danego deszczu z częstością (C) jego występowania ujmuje związek: 100 p (6.9) C gdzie: p prawdopodobieństwo występowania deszczu wyrażane w % (bądź w ułamku, wówczas p = 1/C) określa ile razy w przeciągu 100-lecia zostanie osiągnięte lub przekroczone dane natężenia deszczu q (w dm 3 /s ha), C częstość pojawiania się deszczu wyrażana w latach oznacza, że w danym C letnim cyklu zdarzy się przynajmniej raz deszcz o natężeniu równym lub większym od q, stąd: C 100 (6.10) p - co interpretujemy jako 1 raz na C lat. W krajach zachodniej Europy funkcjonuje pojęcie częstotliwości n występowania opadu [6, 201]: Częstotliwość df 1 n, [1/rok] (6.11) C - stąd fizykalnie: n = p/100, gdy p wyrazimy w % oraz n = p, gdy p wyrazimy w ułamku. Tab Prawdopodobieństwo (p), częstotliwość (n) a częstość (C) występowania opadów Prawdopodobieństwo występowania deszczu p Częstotliwość występowania deszczu n Częstość - powtarzalność deszczu C [%] [-] [rok -1 ] [1 raz na C lat] ,5 0, ,2 0, ,1 0, ,05 0,01 0,05 0,

55 Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie mogą być tak projektowane, aby w czasie dowolnie intensywnego deszczu zagwarantować pełną ochronę terenu przed wylaniem. Nieopłacalne jest więc projektowanie kanalizacji na bardzo niskie prawdopodobieństwo pojawienia się ekstremalnie intensywnych deszczy, np. o p = 0,01 = 1%, tj. zdarzających się (teoretycznie) 1 raz na 100 lat, gdyż średnice kanałów byłyby wówczas bardzo duże i niewykorzystywane przez dziesięciolecia. Nie można też za pomocą obliczeń w wiarygodny sposób określić fizycznie największego (np. o C = 100 lat) odpływu, ze względu na stochastyczny tj. losowy charakter opadów. Do projektowania odwodnień terenów brane są pod uwagę intensywne opady o częstości występowania C [1; 10] lat oraz o C [10; 50] lat - do weryfikacji częstości wylewów. Wymagany standard odwodnienia terenu wg PN-EN 752:2008, definiowany jest jako: przystosowanie systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni wód opadowych z częstością równą akceptowanej społecznie częstości wystąpienia wylania z kanalizacji na powierzchnię terenu MODELE OPADÓW DO PROJEKTOWANIA KANALIZACJI MODELE OPADÓW O ZASIĘGU OGÓLNOPOLSKIM Model Reinholda W 1940 roku Reinhold opublikował zasady projektowania kanalizacji obiektów komunikacyjnych typu: autostrady, mosty i wiadukty, przejścia i przejazdy pod ulicami czy lotniska, w których sformułował model fizykalny opadów postaci [6, 68, 192, 201]: q q15,1 0,3684 q15,1 C 0,3684 (6.12) t 9 4 n t 9 gdzie: q - jednostkowe (maksymalne) natężenie deszczu, dm 3 /s ha, q 15,1 - natężenie deszczu (wzorcowego) o czasie trwania t = 15 min i częstotliwości występowania n = 1 rok -1 - czyli o częstości występowania C = 1 rok, dm 3 /s ha, t - czas trwania deszczu, min, n - częstotliwość występowania deszczu o natężeniu q lub większym (n = 1/C), rok -1. W modelu Reinholda przestrzenna zmienność natężenia opadów (q) uzależniona była od przyjmowanej wartości lokalnego natężenia deszczu wzorcowego (q 15,1 ). 55

56 Po wojnie, model Reinholda był powszechnie stosowany do projektowania kanalizacji w państwach zachodnich (Niemcy, Szwajcaria, Austria) a także w państwach Europy środkowej m.in. w Polsce - najczęściej do wymiarowania odwodnień przyjmowano q 15,1 = 100 dm 3 /s ha. Obecnie w Niemczech zaleca się odczytywanie jednostkowego natężenia deszczu wzorcowego z atlasu KOSTRA [12] - indywidualnie dla każdej zlewni miejskiej, bowiem q 15,1 zmienia się w granicach od 90 do 170 dm 3 /s ha. Uwaga: model Reinholda zaniża wyniki natężeń współczesnych deszczy o rząd 15%. Model Błaszczyka Dotychczas w Polsce, najczęściej stosowanym do projektowania kanalizacji był model fizykalny opadów wzór Błaszczyka (z 1954 r.) o postaci [17, 18, 20]: H C q (6.14) 2 / 3 t gdzie: q - jednostkowe (średnie w czasie t) natężenie deszczu, dm 3 /s ha, t - czas trwania deszczu, min, H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat), mm, C - częstość (powtarzalność) występowania deszczu o natężeniu q z przewyższeniem, lata. Wzór Błaszczyka oparty został na analizie statystycznej zbioru 79 intensywnych deszczy, zarejestrowanych w Warszawie w latach i czyli około 100 lat temu. Zmienność opadów na obszarze kraju scharakteryzowano za pomocą tzw. opadu normalnego (średniego w wieloleciu min 30 lat wg rys. 6.9). Rys Opad normalny (w mm) w Polsce w latach

57 Według wydawnictw atlasowych opad normalny zmienia się od 500 mm (Kujawy) do 1800 mm (Kasprowy Wierch), jednak na przeważającej części Polski zawiera się w granicach H [500; 700] mm. Po przyjęciu średniej: H = 600 mm, wzór Błaszczyka upraszczał się do postaci: C q (6.15) 2/3 t Uwaga: wzór Błaszczyka, oparty na deszczach zarejestrowanych 100 lat temu, zaniża wyniki natężeń współczesnych deszczy o rząd 40%, co wykazano m.in. w pracach [101, 105, 106], na przykładzie opadów zmierzonych na stacji meteorologicznej IMGW we Wrocławiu z okresu Model Bogdanowicz i Stachy Bogdanowicz i Stachy, na podstawie ogólnopolskich pomiarów deszczy ( ) na 20 stacjach meteorologicznych IMGW, opublikowali w 1998 roku tzw. charakterystyki projektowe opadów, w postaci modelu probabilistycznego [24]: h 0,33 0,584 max 1,42t ( R, t) ( ln p) (6.16) gdzie: h max - maksymalna wysokość opadu, mm, t - czas trwania deszczu, min, p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu: p(0;1], α - parametr (skali) zależny od regionu Polski i czasu t (rys. 6.10). a) b) c) R3 R2 R1 R1 R1 Wrocław Wrocław Wrocław R3 Rys Regiony opadów maksymalnych: a) dla czasów trwania deszczy t [5; 60) min; b) dla t [60; 720) min; c) dla t [720; 4320] min (R 1 - region centralny; R 2 - region północno-zachodni; R 3 - regiony południowy i nadmorski) Dla p = 1 (czyli dla C = 1 rok) model (6.16) upraszcza się do funkcji, będącej dolnym ograniczeniem przyjętego rozkładu prawdopodobieństwa, postaci: h (6.17) 0,33 max 1, 42t 57

58 Dla prawdopodobieństw przewyższenia p < 1 (czyli dla C > 1), w regionie centralnym Polski (R 1 ) parametr α obliczany jest z wzorów (rys. 6.10): ( R, t) 4,693ln( t 1) 1,249 - dla t [5; 120) min, (6.18) ( R, t) 2,223ln( t 1) 10,639 - dla t [120; 1080) min, (6.19) ( R, t) 3,01ln( t 1) 5,173 - dla t [1080; 4320] min. (6.20) Analogicznie, dla regionu północno-zachodniego (R 2 ) parametr α obliczany jest z wzorów (dla czasów trwania opadów 60 minut region R 2 zanika, przechodząc w R 1 ): ( R, t) 3,92ln( t 1) 1,662 - dla t [5; 30] min, (6.21) ( R, t) 9,160ln( t 1) 19,6 - dla t (30; 60) min. (6.22) Dla regionów południowego i nadmorskiego (R 3 ) parametr α obliczany jest z wzoru: ( R, t) 9,472ln( t 1) 37,032 - dla t [720; 4320] min. (6.23) UWAGI: 1. Model Bogdanowicz i Stachy nie obejmuje obszarów górskich i podgórskich. 2. Model Bogdanowicz-Stachy obarczony jest błędem odnośnie wysokości opadów dla częstości deszczy pojawiających się raz na rok (C = 1 rok). Wykazano to w badaniach porównawczych w pracy [106] na podstawie wyników pomiarów opadów we Wrocławiu, w tym samym okresie obserwacyjnym, tj. w latach Łatwo bowiem wykazać, że z przekształcenia wzoru (6.17) Bogdanowicz-Stachy do postaci wzoru na jednostkowe natężenie deszczu q (w dm 3 /s ha) dla p = 1 (tj. C = 1 rok) otrzymamy: q (max) = 236,7/t 0,67, (6.24) a z wzoru Błaszczyka (6.15) dla H = 600 mm i C = 1 rok mamy: q = 470/t 0,67, (6.25) a zatem identyczne funkcje czasu t, ale różniące się wartością współczynnika w liczniku aż 2- krotnie. Tak więc, dla C = 1 rok wyniki obliczeń q z wzoru (6.24) są dwukrotnie mniejsze nawet w stosunku do wzoru Błaszczyka. Dla częstości deszczy C = 2, 5 i 10 lat, z modelu Bogdanowicz-Stachy, przykładowo dla centralnej Polski (R 1 ), otrzymujemy o ok. 50% większe natężenia deszczy względem obliczanych z modelu Błaszczyka oraz o ok. 15% większe względem modelu Reinholda. 58

59 Te maksymalne natężenia opadów są już bliskie (nieznacznie wyższe) względem zmierzonych we Wrocławiu ( , [106]) MODELE OPADÓW O ZASIĘGU LOKALNYM DLA WROCŁAWIA Model Lambora Model fizykalny Lambora (z 1953 r.) na intensywność opadów we Wrocławiu ma postać [106]: 43,7 15log p I (6.26) 0,7 ( t 0,03) gdzie: I - intensywność opadu deszczu, mm/h, p - prawdopodobieństwo wystąpienia opadu, %, t - czas trwania deszczu, h. Przykładowo dla t = 15 min i p = 100% (C = 1 rok) z modelu Błaszczyka (6.15) otrzymujemy q 15,1 = 76,6 dm 3 /s ha, a z modelu (6.26) Lambora (dla Wrocławia) q 15,1 = 92,8 dm 3 /s ha. Model Licznara i Łomotowskiego Licznar i Łomotowski dla danych pluwiograficznych ze stacji UP Wrocław-Swojczyce z wielolecia wyestymowali współczynniki empiryczne różnych postaci modeli opadów. Najwyższą zgodność statystyczną opisów maksymalnych natężeń deszczy, w zakresie t [5; 180] minut i C [1; 10] lat, uzyskali dla modelu postaci [144]: a q c n ( t b) (6.27) max gdzie: q max - jednostkowe maksymalne natężenie opadów, dm 3 /s ha, t - czas trwania deszczu, min, a, b, c, n - współczynniki regresji, zależne od prawdopodobieństwa empirycznego (tab. 6.4). Tab Wartości współczynników a, b, c i n do wzoru (6.27) Prawdopodobieństwo p, % 10% 20% 50% 100% a = 713,8329 a = 82413,63 a = ,0 a = 1573,239 b = -3,88429 b = 19,57292 b = 64,88700 b = 4, c = -210,067 c = 20,40978 c = 20,62691 c = 6, n = 0, n = 1, n = 3, n = 0,

60 Autorskie modele opadów W monografii [106], dla danych pluwiograficznych ze stacji meteorologicznej IMGW Wrocław-Strachowice, z wielolecia wyodrębniono 514 opadów - spełniających kryterium wysokości h 0,75t 0,5 w 16-u przedziałach czasowych ich trwania (od 5 minut do 72 godzin). Na tej podstawie opracowano dwa modele (fizykalny i probabilistyczny) na maksymalną wysokość opadów dla stacji Wrocław-Strachowice. 1. Model fizykalny opadów maksymalnych, w zakresie t [5; 4320] minut i C [1; 50] lat, ma postać [101]: 0, 265 6,670 1,677 ln( C 0,530) ( t 3,450 h, (6.28) max ) a przekształcony na maksymalne natężenia opadów: 0, ,670 1,677 ln( C 0,530) ( t 3,450) t q (6.29) max 166,7[ ] gdzie: h max - maksymalna wysokość opadu, mm, q max - jednostkowe maksymalne natężenie opadu, dm 3 /s ha, t - czas trwania opadu, min, C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem), lata. 2. Model probabilistyczny - oparty na kwantylu rozkładu prawdopodobieństwa Fishera- Tippetta typ III min, dla zakresu t [5; 4320] minut i p [1; 0,01] (tj. C [1; 100] lat), przyjmuje postać [105]: h max 97,105t 0, ,675 ln 0, 809 4,583 7,412t 0,242 p, (6.30) a przekształcony na maksymalne natężenia opadów: 0,0222 0, ,105t 98,675 ln p t q (6.31) 0,242 max 166,7[ 4,583 7,412t ] gdzie: h max - maksymalna wysokość opadu, mm, q max - jednostkowe maksymalne natężenie opadu, dm 3 /s ha, t - czas trwania opadu, min, p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu: p (0; 1], PORÓWNANIE MODELU BŁASZCZYKA Z INNYMI MODELAMI OPADÓW Do celów porównawczych przyjęto wynik obliczeń natężenia opadu z wzoru Błaszczyka q B za 100%. Względne przewyższenia wyników obliczeń q z innych modeli względem modelu Błaszczyka (q/q B ) zaznaczono pogrubioną czcionką (tab. 6.5). 60

61 Częstość deszczu C, lata Czas trwania deszczu t, min Tab Porównanie natężeń deszczy obliczonych z modeli różnych autorów względem modelu Błaszczyka (q/q B ) - najczęściej stosowanego w Polsce do wymiarowania kanalizacji Błaszczyk qb = 1,0 (100%) Reinhold q15,1 = 100 dm 3 /s ha Bogdanowicz-Stachy - region północno-zachodni Bogdanowicz-Stachy - region centralny Lambor - Wrocław Licznar- Łomotowski - Wrocław-Swojczyce Kotowski [101] model fizykalny - Wrocław- Strachowice Kotowski-Kaźmierczak [105] model probabilistyczny - Wrocław- Strachowice ,00 1,25 0,50 0,50 1,18 1,27 1,47 1, ,00 1,30 0,50 0,50 1,21 1,28 1,49 1,40 C = ,00 1,27 0,50 0,50 1,23 1,25 1,48 1, ,00 1,15 0,50 0,50 1,23 1,19 1,44 1, ,00 0,98 0,50 0,50 1,21 1,17 1,39 1, ,00 0,87 0,50 0,50 1,07 1,20 1,36 1, ,00 1,29 1,22 1,46 1,24 1,36 1,58 1, ,00 1,34 1,25 1,49 1,27 1,46 1,60 1,49 C = ,00 1,31 1,27 1,49 1,29 1,42 1,59 1, ,00 1,18 1,46 1,46 1,30 1,19 1,55 1, ,00 1,01 1,39 1,39 1,28 1,12 1,49 1, ,00 0,90 1,30 1,30 1,27 1,25 1,45 1, ,00 1,31 1,28 1,57 1,44 1,38 1,46 1, ,00 1,36 1,32 1,61 1,48 1,41 1,50 1,39 C = ,00 1,33 1,34 1,61 1,50 1,31 1,49 1, ,00 1,20 1,57 1,57 1,50 1,13 1,45 1, ,00 1,02 1,49 1,49 1,49 1,06 1,39 1, ,00 0,91 1,38 1,38 1,47 1,13 1,36 1, ,00 1,30 1,20 1,48 1,15 1,25 1,32 1, ,00 1,35 1,24 1,52 1,17 1,28 1,35 1,25 C = ,00 1,32 1,26 1,52 1,19 1,35 1,34 1, ,00 1,19 1,48 1,48 1,19 1,32 1,30 1, ,00 1,01 1,40 1,40 1,18 1,05 1,26 1, ,00 0,90 1,30 1,30 1,17 0,67 1,23 1,25 Przewyższenia te są ogólnie różne w różnych zakresach t i C - sięgają nawet 60%, przeciętnie są na poziomie o 40% większym. Dla C = 1 rok, model Bogdanowicz-Stachy zaniża wyniki o 50% - nawet względem modelu Błaszczyka. WNIOSEK: Wynika stąd pilna konieczności zastąpienia modelu Błaszczyka (z 1954 r.) w wymiarowaniu systemów kanalizacyjnych w Polsce, dokładniejszymi modelami opadów maksymalnych - o zasięgu lokalnym, na podstawie których możliwe byłoby w przyszłości opracowanie szczegółowego atlasu opadów w Polsce - na wzór atlasu KOSTRA w Niemczech. 61

62 7. ZASADY BILANSOWANIA ODPŁYWU WÓD OPADOWYCH 7.1. METODY CZASU PRZEPŁYWU ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE Zjawisko opad-odpływ w danej zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem złożonym i trudnym do uogólnienia. Proces spływu wód opadowych można podzielić na 3 fazy: tworzenia spływu, koncentracji terenowej spływu, odpływu kanałowego. Tworzenie spływu obejmuje procesy fizyczne takie jak: zwilżanie, wypełnianie zagłębień terenu, parowanie i wsiąkanie w grunt, poprzedzające przekształcenie opadu w efektywny spływ powierzchniowy. Część opadu, która nie tworzy spływu określa się jako straty. Wielkość efektywnego spływu powierzchniowego zależy od wielu czynników, takich jak: rodzaj i stopień uszczelnienia (utwardzenia) powierzchni, nachylenie terenu (powierzchni przepuszczalnych i nie przepuszczalnych), natężenie deszczu i czas jego trwania, rodzaj gruntu i pokrycie roślinnością powierzchni przepuszczalnych, wilgotność i temperatura powietrza. Koncentracja terenowa obejmuje przekształcenie powierzchniowo rozdzielonego opadu efektywnego w powstający w najniższym punkcie rozpatrywanej zlewni hydrogram odpływu. Odgrywają przy tym rolę procesy spływu na powierzchni (przesunięcie w czasie) i efekty opóźniające (retencja terenowa). Odpływ w kanałach podlega również efektom przesunięcia w czasie i retencji m.in. w wyniku istnienia oporów przepływu (spowodowanych chropowatością ścian kanałów na zwilżonym obwodzie), jak i wypełnianiem się kanałów do przepływu obliczeniowego. Wymiarowanie kanalizacji deszczowej bądź ogólnospławnej (wraz z obiektami) opiera się z konieczności na szeregu założeniach upraszczających. Mianowicie zakłada się, że: dana zlewnia (F) zasilana jest deszczem o stałym natężeniu - opad blokowy, rozdział powierzchniowy opadu jest równomierny - zlewnia homogeniczna, 62

63 - wówczas uzyskuje się największy, miarodajny do wymiarowania systemów kanalizacyjnych odpływ wód deszczowych (Q m ), przy czasie trwania deszczu (t d ) równym czasowi spływu wód ze zlewni. Rys Schemat zlewni deszczowej o powierzchni F (Q m - miarodajny do wymiarowania kanału strumień objętości) Ogólny wzór wyjściowy na miarodajny odpływ wód deszczowych Q m (w dm 3 /s) ze zlewni: Q m q F (7.1) gdzie: q - natężenie jednostkowe deszczu: q = q(t d, C, H), dm 3 /s ha, φ - współczynnik opóźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu), -, ψ - współczynnik spływu powierzchniowego, -, F - powierzchnia zlewni, ha. Współczynnik opóźnienia (φ), zwany też współczynnikiem redukcji natężenia deszczu, związany jest z czasem spływu wód deszczowych od najdalszego punktu zlewni do przekroju obliczeniowego. Zależy od wielu czynników (opóźnienia i retencji), tj. głównie od czasu przepływu w kanale (t p ) oraz koncentracji terenowej (t k ) i retencji kanałowej (t r ). Jest różnie definiowany, w różnych metodach obliczeniowych (φ = φ(t d, t p, t k, t r, C, F). Współczynnik spływu powierzchniowego (ψ) ujmuje stosunek wielkości spływu wód opadowych Q sp ze zlewni o powierzchni F do wielkości opadu Q op w tej zlewni: Qsp 1 (7.2) Q op Wartość współczynnika spływu zależy głównie od rodzaju zagospodarowania (uszczelnienia) terenu zlewni, ale także od spadków powierzchni oraz natężenia i czasu trwania deszczu. Spływ powierzchniowy pochodzi ze zlewni zredukowanej - o równoważnej szczelnej powierzchni - F zr. 63

64 W wymiarowaniu kanalizacji oblicza się zastępczy - średni ważony współczynnik spływu dla zlewni cząstkowej (podzlewni), przyporządkowanej do danego odcinka kanału deszczowego czy ogólnospławnego, z wzoru: ( i Fi ) 1 F1 2 F2... n Fn i1 Fzr (7.3) n F1 F2... Fn F F gdzie: ψ i - współczynnik spływu (i-tej) powierzchni składowej podzlewni kanału, -, F i - (i-ta) powierzchnia składowa podzlewni F, ha. Stąd powierzchnia zredukowana zlewni/podzlewni kanału wyniesie: F zr n i1 i F (7.4) UWAGA: W projektowaniu odwodnień terenów w Polsce, współczynnik spływu ψ utożsamiany był błędnie ze stopieniem uszczelnienia powierzchni zlewni - praktycznie niezależnie od spadków terenu, a zwłaszcza od natężenia i czasu trwania deszczu miarodajnego (q(t, C)). Wartość współczynnika spływu (ψ i ) danej powierzchni cząstkowej (F i ) zlewni deszczowej przyjmowano błędnie w zależności od rodzaju pokrycia (uszczelnienia) terenu [18]. Gdy znane były szczegółowe plany zagospodarowania przestrzennego terenów: dachy szczelne. [0,9;0,95] drogi asfaltowe [0,85;0,90] bruki kamienne, klinkierowe.. [0,75;0,85] drogi tłuczniowe... [0,25;0,60] drogi żwirowe.. [0,15;0,30] parki, ogrody, łąki, zieleńce. [0,0;0,10] Gdy brak było szczegółowych planów zagospodarowania przestrzennego miast: zabudowa zwarta... [0,5;0,7 ] zabudowa luźna. [0,3;0,5 ] zabudowa willowa.. [0,2;0,3 ] powierzchnie niezabudowane..... [0,1;0,2 ] parki i duże obszary zieleni.... [0,0;0,1 ] Norma europejska PN-EN z 2001 r. [181], a także z 2008 r. [182], podaje tutaj ogólne zalecenia: ψ = 1,0 dla dachów o powierzchni F < 100 m 2 i ψ = 0,5 dla dachów o F > 1 ha, ψ = 0,9 1,0 dla powierzchni nieprzepuszczalnych i stromych dachów, ψ = 0 0,3 dla powierzchni przepuszczalnych. W przypadku stromych dachów oraz przy występowania dużych powierzchni pionowych (wysokich budynków) wielkość powierzchni nieprzepuszczalnych należy zwiększyć do 30%. 64

65 Należy zdawać sobie sprawę z faktu, że w wraz z rozwojem miast, w efekcie postępującego doinwestowania terenów, rośnie najczęściej wartość współczynnika spływu, w skutek wzrostu stopnia uszczelnienia powierzchni (zabudowy terenów) WYBÓR CZASU TRWANIA DESZCZU MIARODAJNEGO Po przyjęciu określonej częstości C występowania deszczu obliczeniowego (rys. 7.2), pojawiania się pytanie, jakie jest miarodajne natężenie deszczu (q m ), zależnie od miarodajnego czasu jego trwania (t dm ), do zwymiarowania kanału, w konkretnym węźle obliczeniowym? Rys Zależność (typu IDF) natężenia deszczu q od czasu trwania t d dla danej częstości C występowania Ogólnie: Każdemu przekrojowi (x) kanału, na jego trasie (rys. 7.3), odpowiada inny czas spływu deszczu, a zatem inna wartość q m (t dm ) jest miarodajna do zwymiarowania kanału w przekroju x. Im dalszy przekrój obliczeniowy tym dłuższy czas spływu i tym mniejsze q m (dla danej częstości C). Rys Idea wymiarowania kanałów w poszczególnych węzłach obliczeniowych zlewni deszczowej W przekroju x kanału obliczeniowy strumień objętości Q m zapisać można jako: Q q F q t dm Fzr m( x) zr m (7.6) gdzie: q m (t dm ) = qφ - miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane natężenie deszczu. 65

66 Dla ideowej - modelowej zlewni deszczowej o F = F zr (rys. 7.5) zostaną rozpatrzone 3 przypadki, związane z czasem trwania deszczu (t d ) w relacji do czasu przepływu (t p ) w kanale deszczowym (A-B) od początku zlewni (punktu A) do przekroju obliczeniowego (punktu B): I przypadek: t d > t p Q max 1 II przypadek: t d < t p Q max 2 III przypadek: t d = t p Q max 3 Okaże się, że dla: t d = t p q m(b) Q m(b) strumień ten będzie największy. Rys Przykładowa krzywa natężenia deszczu o częstości występowania C Z krzywej deszczu o danej częstości występowania (C) ustalono następujące natężenia jednostkowe (rys. 7.4): dla t dm 1 > t p q 1, dla t dm 2 < t p q 2, dla t dm 3 = t p q 3. Rys Schemat ideowy modelowej zlewni deszczowej (F = F zr ) kanału A - B 66

67 I przypadek: t d > t p Dla modelowej zlewni deszczowej kanału A-B (rys. 7.5), gdy t d > t p = t 3 : - po czasie t 1 do punktu B spłynie deszcz z powierzchni F 1 o strumieniu: Q1 F1 q, 1 - po czasie t 2 : Q2 ( F1 F2 ) q1 ; - a po czasie t 3 = t p : Q3 ( F1 F2 F3 ) q1 Q - cała zlewnia (F max 1 zr ) objęta będzie spływem deszczu o stałym natężeniu (q 1 ) co zobrazowano na rys Rys Ideowy hydrogram przepływu ścieków w punkcie B dla t d > t p = t 3 II przypadek: t d < t p ' ' Na przykład, gdy: t d = t 2 < t p = t 3, wówczas: Q 1 F1 q oraz 2 Q 2 ( F1 F2 ) q2 Qmax 2. Ponieważ: q 2 > q 1, pomimo że deszcz nie objął całej zlewni to najczęściej: Q max 2 > Q max 1 (rys. 7.7). Rys Ideowy hydrogram przepływu ścieków w punkcie B dla t d < t p = t 3 67

68 III przypadek: t d = t p '' '' '' Dla t d = t p = t 3, wówczas: Q 1 F1 q ; 3 Q 2 ( F1 F2 ) q i 3 Q 3 ( F1 F2 F3 ) q3 Qmax 3. Ponieważ: q 1 < q 3 < q 2 a deszcz obejmuje całą zlewnię to przepływ Q max 3 w punkcie B będzie największy (rys. 7.8). Rys Ideowy hydrogram przepływu ścieków w punkcie B dla t d = t p = t 3 Tak więc, gdy: t t Q max d - co jest podstawą tzw. metod czasu przepływu p m wymiarowania kanalizacji w wielu krajach świata; Np. metody współczynnika opóźnienia (MWO) - w krajach niemieckojęzycznych, czy rational method - w krajach anglojęzycznych, czy też metody granicznych natężeń (MGN) stosowanej dotychczas w Polsce METODA GRANICZNYCH NATĘŻEŃ (MGN) ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE W MGN przyjmowano, że miarodajny strumień objętości ścieków deszczowych (Q m ) w rozpatrywanym przekroju kanału występuje z pewnym opóźnieniem w stosunku do momentu rozpoczęcia opadu (co jest prawdą, ale tylko po okresie suchej pogody!), o czas niezbędny na: t k - koncentrację terenową - zwilżenie powierzchni, wypełnienie nierówności teren i dopływ po powierzchni do kanału (poprzez wpust deszczowy), t r - retencję kanałową - wypełnianie się kanału od wysokości 0 do wysokości wypełnienia obliczeniowego h(q m ), t p - przepływ w kanale - od początku kanału do przekroju obliczeniowego. 68

69 Tak więc w MGN uwzględniało się dodatkowo czasy opóźnienia-retencji t k i t r, stąd dla: t d t t t t q t ) Q ( t ) Q ( t ) (7.7) dm k r p ( dm m dm m p gdzie: lub Q ( t ) q( t ) F (7.8) m dm dm Q ( t ) q( t ) F (7.9) m dm p Czas koncentracji terenowej - t k Czas koncentracji terenowej zależy głównie od rodzaju i stopnia uszczelnienia terenu, spadków powierzchni oraz natężenia deszczu, ale także pośrednio od gęstości zabudowy czy rozmieszczenia wpustów deszczowych na trasie kanału, itp. Jest to czas niezbędny na zwilżenie powierzchni, wypełnienie nierówności terenu (- jedynie po okresie suchej pogody!) jak i sam dopływ po powierzchni do wpustu deszczowego i dalej przykanalikiem do kanału. W MGN, wg WTP z 1965 r. [242], uśredniony czas t k - w warunkach miejskich należało przyjmować od 2 do 10 minut. Według Zasad planowania i projektowania systemów kanalizacyjnych w aglomeracjach miejsko - przemysłowych i dużych miastach z 1983 r. [243] zmniejszono zalecane czasy koncentracji terenowej t k z 2 10 minut do 2 5 minut (tab. 7.1). Tab Dotychczas zalecane prawdopodobieństwa (zamiennie częstości) występowania deszczu miarodajnego do projektowania kanalizacji w Polsce [18, 242] Prawdopodobieństwo p (częstość C), Czas Lp. Warunki terenowe w zlewni deszczowej występowanie opadów, dla kanalizacji: koncentracji terenowej - deszczowej - ogólnospławnej t k, min 1. Kanały boczne w płaskim terenie 100% (C = 1 rok) 50% (C = 2 lata) 10 (5)* 2. Kolektory, kanały boczne przy spadku 50% (C = 2 lata) 20% (C = 5 lat) 5 (2)* terenu powyżej 2% 3. Kolektory w głównych ulicach o trwałych 20% (C = 5 lat) 10% (C = 10 lat) 2 nawierzchniach, kanały boczne przy spadku terenu powyżej 4% 4. Szczególnie niekorzystne warunki terenowe 10% (C = 10 lat) 5% (C = 20 lat) 2 (niecki o utrudnionym odpływie, zbocza, głębokie piwnice przy gęstej zabudowie) 5. Rowy otwarte w obrębie miast 10% (C = 10 lat) 2% (C = 50 lat) ** 2** * wartości zalecane wg Zasad planowania i projektowania systemów kanalizacyjnych z 1984 r. [243]; ** wartości zalecane do projektowania przepustów pod torami kolejowymi w województwie dolnośląskim. 69

70 Prawdopodobieństwo p (lub zamiennie częstość C) pojawiania się deszczu miarodajnego było przyjmowane w dostosowaniu do zalecanych wówczas standardów ochrony terenów przed wylaniami odrębnych dla kanalizacji deszczowej i ogólnospławnej!. UWAGI: Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji, bezpieczniejsze jest przyjmowanie mniejszych wartości t k. Czas t k powiększa bowiem czas trwania deszczu, a więc redukuje natężenie q(t dm ), miarodajne do wymiarowania kanałów w MGN, wg zależności: Q m (t dm ) < Q m (t d = t p ). W przypadku serii występujących po sobie intensywnych opadów, wartość t k może okazać się znikomo mała. Koncentracja terenowa jest pomijana w niemieckich metodach czasu przepływu wymiarowania kanalizacji deszczowej (w zlewniach o powierzchni do 2 km 2 ). Czas retencji kanałowej - t r W okresie braku opadów kanały deszczowe są prawie puste. Płyną jedynie wody przypadkowe, najczęściej infiltracyjne. Czas wypełniania się kanałów do wysokości obliczeniowej h(q m ), tj. wypełnienia normalnego h n (Q m ) w ruchu równomiernym, w MGN wyrażano w procentach czasu przepływu t p ścieków - od początku sieci do przekroju obliczeniowego. Czas ten szacowany był na: t r = (14% 20%) t p (7.11) Wg zaleceń WTP z 1965 r. [242] w MGN należało przyjmować wartość t r w wysokości aż 20% czasu t p, czyli t r = 0,2t p. UWAGI: Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji, bezpieczniejsze jest przyjmowanie mniejszych wartości czasów retencji kanałowej (np. t r = 0,1t p wg [54]), bowiem przyjmowanie dużych wartości t r znacznie redukuje natężenie deszczu q(t dm ), miarodajne do wymiarowania kanałów w MGN. W przypadku wystąpienia serii intensywnych opadów, czas t r ma małą wartość kanały są częściowo wypełnione po poprzednim opadzie!. Czas t r jest pomijany w obliczeniach kanalizacji metodami czasu przepływu stosowanymi np. w Niemczech (MWO, MZWS), gdzie przyjmuje się t d = t p. 70

71 TOK OBLICZEŃ W WYMIAROWANIU KANAŁÓW wg MGN Czas przepływu ścieków t p (w minutach) w kanale A-B (wg rys. 7.9) - od jego początku (A) do przekroju obliczeniowego (B) określa się z wzoru: L t p, (7.12) 60 znając długość kanału L (w m) i średnią prędkość przepływu υ (w m/s). Dla danych: Q m(b) i projektowanego spadku dna kanału i k, przyjmujemy przekrój (np. średnicę) kanału i ustalamy wypełnienie normalne h( ) oraz prędkość υ( ) przepływu - z nomogramów lub ze wzorów (Q m(b), i k h( ) υ( )). Rys Schemat zlewni deszczowej do doboru średnicy (wymiaru) kanału A-B Ponieważ do obliczenia strumienia objętości Q m(b) potrzebny jest czas przepływu t p toteż dobór wymiaru kanału, z określeniem wypełnienia oraz prędkości przepływu, prowadzi się iteracyjnie. W pierwszym przybliżeniu zakłada się dowolną prędkość przepływu np. υ z(1) = 1,0 m/s i oblicza się czas przepływu t p(1) = L/60υ z(1) (w minutach), a następnie wyznacza się miarodajny czas trwania deszczu t dm(1) (w min) z ogólnej postaci wzorów: t dm t t t, (7.13) p r k podstawiając za t r = 0,2t p stąd t dm t dm t 0,2t t 1, 2t t, (7.14) p p L L L 0,2 tk 1,2 t k p k k (7.15) Dalej (w 1. przybliżeniu) oblicza się natężenie deszczu miarodajnego q(t dm ) (1) (z wzoru Błaszczyka) i strumień objętości Q m (t dm ) (1) oraz dobiera się wymiar kanału (przy spadku i k ) i ustala się jego wypełnienie (w ruchu równomiernym) h (1) oraz ustala rzeczywistą prędkość przepływu υ rz(1). W 2. przybliżeniu, dla nowej założonej prędkości υ z(2) = υ rz(1) obliczamy nowe czasy t p(2) i t dm(2) oraz strumienie q(t dm ) (2) i Q m (t dm ) (2). Dla dobranego już kanału, ustalamy nowe wartości h (2) oraz υ rz(2). Obliczenia należy prowadzić do momentu, aż prędkość rzeczywista w n-tym przybliżeniu: υ rz(n) dla Q m(n) w dobranym kanale o wypełnieniu h (n) ( ) nie różni się więcej niż np. ± 0,1 m/s od υ rz(n-1). 71

72 Dla kanału złożonego z wielu odcinków czas t p jest sumowany - od początku kanału do ostatniego przekroju obliczeniowego, wówczas: t dm 1,2 t t (7.16) p k Minimalny czas trwania deszczu miarodajnego przyjmowano w MGN równy [18, 20]: t dm min = 10 min, - co oznacza w praktyce, że krótkie kanały - na początkowych odcinkach sieci, gdzie t dm 10 minut były wymiarowane na stały opad: q 10 (C), tj. dla t dm = 10 minut. Łatwo wykazać, że dla t dm = 10 minut, czas przepływu będzie wynosił: t p = 4,17 minut dla t k = 5 minut oraz t p = 6,67 minut dla t k = 2 minuty. W MGN miarodajne, jednostkowe natężenie deszczu q(t dm ) (w dm 3 /s ha) obliczano z nieaktualnego już wzoru Błaszczyka, postaci [18, 20]: 3 2 6,631 H C q( tdm) (7.17) t gdzie: t dm - czas trwania deszczu miarodajnego (t dm = t p + t r + t k ), min, H - wysokość opadu normalnego (średniego z wielolecia), mm, C - częstość występowania deszczu, lata. 2 / 3 dm METODA UPROSZCZONA STAŁYCH NATĘŻEŃ (MSN) Do wymiarowania kanalizacji deszczowej stosowana była też mniej pracochłonna bardzo uproszczona metoda, zwana też metodą stałych natężeń (MSN), mająca jednak ograniczone zastosowanie - do projektów wstępnych i do zlewni o F 50 ha. Nie wyznaczano tutaj czasu trwania deszczu miarodajnego, a natężenie deszczu redukowano najczęściej funkcją uwzględniającą przyrost powierzchni zlewni (F). Wzór do obliczania miarodajnego strumienia Q m (w dm 3 /s) w MSN ma postać: Q m q10, C ( II ) Fzr (7.23) gdzie: q 10,C - natężenie jednostkowe deszczu o czasie trwania t dm = 10 minut dla danej częstości występowania C lat (w dm 3 /s ha), obliczane z wzoru (7.17) Błaszczyka, postaci: 72

73 3 2 6,631 H C A A q10, C const (7.24) 2 / 3 0,667 t 10 4,64 dm φ (II) - współczynnik redukcji natężenia deszczu (oznaczony w MSN indeksem II - dla odróżnienia od MGN), obliczany najczęściej z formuły Bürkli-Ziglera, w zależności od wielkości powierzchni zlewni dla F 1,0 ha: 1 ( II ) (7.25) n F F - powierzchnia zlewni deszczowej, ha, n - parametr zależny od spadków powierzchni terenu i kształtu zlewni, -. Dla przeciętnych warunków terenowych, gdy spadek terenu warunkuje prędkość przepływu w kanałach rzędu 1,2 m/s, a długość zlewni jest około dwa razy większa niż jej szerokość, zalecano przyjmowanie: n = 6; dla spadków mniejszych i zlewni wydłużonych: n = 4; a dla spadków większych i zlewni zwartych: n = 8 [18] OSOBLIWOŚCI OBLICZENIOWE W MGN MGN sprawdzała się w przypadkach tzw. zlewni regularnych, tj. o zbliżonych wartościach parametrów podzlewni cząstkowych, w innych przypadkach prowadziła do błędnych wyników!!!. Konieczne było więc wykonywanie obliczeń sprawdzających, tj. porównań aktualnie obliczanej wartości Q m(x) - w węźle (przekroju) niżej położonym, względem obliczonej już wartości Q m(x-1) - w węźle (przekroju) wyżej położonym. W zlewni regularnej zawsze: Q m(x) Q m(x-1) (7.26) W przypadku gdy: Q m(x) < Q m(x-1) - do wymiarowania dolnego odcinka kanału przyjmujemy większą wartość strumienia, tj. Q m(x) - z górnego odcinka. Dotyczy to głównie przypadków: zlewni o różniących się znacznie parametrach podzlewni (F i, ψ i, l i, i i, ), występowania kanałów tranzytowych, połączeń w węźle kilku kanałów. Przykład zlewni regularnej kanału A-B-C przedstawiono poglądowo na rys

74 Rys Schemat zlewni regularnej kanału deszczowego A-B-C (F c ψ sr = F zr c ; F c = F 1 + F 2 ) Cechy szczególne przykładowej zlewni regularnej: kanał A-B-C złożony jest z dwóch odcinków o podobnych długościach: l 1 + l 2 = l, podzlewnie deszczowe F 1 i F 2 są podobnej wielkości, współczynniki spływu ψ 1 i ψ 2 są podobnej wartości, spadki terenu czy dna kanałów i 1 i i 2 są podobnej wartości, a ponadto przyjęta częstość deszczu C i czas koncentracji terenowej t k są jednakowe. Dla zlewni regularnej: Q mc > Q mb D D 2( C) 1( B) Q m q m F zr - strumień zwiększa się pomimo, że maleje q m, ale szybciej rośnie F zr średnice kanałów nie mogą maleć wraz ze wzrostem długości kanału Przykłady obliczeń zlewni nieregularnych konieczne sprawdzenia Q m w węzłach. Nieregularność zlewni powodowana jest najczęściej znacznymi różnicami wielkości powierzchni cząstkowych zlewni (F i ), bądź współczynników spływu (ψ i ), na wymiarowanych odcinkach (i) kanału, lecz nie tylko. Nieregularność może być też wywołana znacznymi różnicami wartości takich parametrów kanału, jak: długość i spadek dna, a więc związanych z czasem przepływu (t p ). Dla przykładu, w pracy [102] rozpatrzone zostały cztery klasyczne przykłady występowania zlewni nieregularnych - zwanych także współzależnymi, tj. wzajemnie oddziaływującymi na siebie. Poniżej omówiono dwa najczęstsze przypadki (I i IV z [102]). 74

75 Przykład I: 1 2 Rys Schemat zlewni nieregularnej, gdy ψ 1 >> ψ 2 Wymiarowanie w przekroju B (odcinka A-B o długości l 1 rys. 7.13): t pab l1 t 60 1 dmb q( t dmb ) Q mb q( t dmb ) F zr1 Wymiarowanie w przekroju C (odcinka B-C o długości l 2 ): t pbc l t p t pab t pbc t pac t dmc q( tdmc ) QmC q( tdmc ) ( Fzr1 Fzr2) Sprawdzenie relacji wyników obliczeń strumieni Q mb i Q mc : - jeżeli Q mb > Q mc to odcinek B-C wymiarujemy na strumień Q mb. Ma to miejsce zawsze wówczas, gdy: t pab t pac i jednocześnie Fzr 1 Fzr2. Uzasadnienie hipotezy wg rys Rys Wpływ relacji t pab << t pac i F zr1 >> F zr2 na wynik obliczeń strumieni Q mb i Q mc 75

76 Przykład IV: Połączenie dwóch kanałów w węźle Założenie wyjściowe: t p1 << t p2 - wg rys. 7.18; Rys Schemat zlewni nieregularnej wywołanej połączeniem kanałów węźle C, gdy t p1 << t p2 Kanał A-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C: Q mac - dla czasu przepływu t p2 ; Kanał B-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C: Q mbc - dla czasu przepływu t p1 ; Kanał C-D wymiarujemy na strumień miarodajny dla węzła D - największy z 4 możliwych: 1) dla sumy czasów t p2 + t p3 i zlewni F zr = F zr1 + F zr2 + F zr3 (najczęściej w praktyce), 2) dla sumy czasów t p1 + t p3 i zlewni F zr = F zr1 + F zr2 + F zr3 (sprawdzenie), 3) dla czasu t p2 i zlewni F zr = F zr1 + F zr2 (sprawdzenie), 4) dla czasu t p1 i zlewni F zr = F zr1 + F zr2 (sprawdzenie). Aby obliczyć F zr2 (do sprawdzeń 2. i 4.) należy określić położenie punktu A tak, aby czas przepływu od A do C był równy t p1, tzn. długość odcinka A C = t p1. Zakładając 2 proporcjonalny do długości kanału przyrost powierzchni zlewni: otrzymamy F' A' C AC zr2 F' F zr2 (7.27) zr2 A' C Fzr2 (7.28) AC 76

77 7.3. METODA WSPÓŁCZYNNIKA OPÓŹNIENIA (MWO) ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE I ZALECENIA DO PROJEKTOWANIA W metodzie współczynnika opóźnienia (MWO) stosowanej w Niemczech pomija się czasy retencji terenowej i kanałowej. Wyznaczone w ten sposób spływy wód deszczowych (Q m ) są większe w porównaniu do obliczanych wg MGN. W MWO miarodajny odpływ deszczu Q m dla t d = t p określa się (w dm 3 /s) z wzorów: Qm q15,1 ( td, C) s F, (7.29) lub obecnie (od 1999 r.) Qm q( td, C) s F (7.30) gdzie: q 15,1 - wzorcowe natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania t d = 15 minut i częstości występowania C = 1 rok, przyjmowane dawniej jako średnie dla Niemiec: q 15,1 = 100 dm 3 /s ha; Obecnie ustalane jest indywidualnie dla każdej miejscowości z atlasu KOSTRA: q 15,1 [90; 170] dm 3 /s ha, (t d,c) - współczynnik opóźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) dla czasu trwania deszczu t d (w minutach) i częstości wystąpienia C (w latach): 38 4 ( td, C) C 0,3684 (7.31) t 9 d q(t d,c) - miarodajne (maksymalne) natężenie jednostkowe deszczu (w dm 3 /s ha) dla czasu trwania t d = t p i częstości występowania C; obecnie ustalane na podstawie krzywych IDF z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej miejscowości, ψ s - szczytowy współczynnik spływu wód deszczowych, przyjmowany w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni, grupy nachylenia terenu i natężenia wzorcowego deszczy (q 15,C ), -, F - powierzchnia zlewni deszczowej, ha. Stąd, miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane jednostkowe natężenie deszczu (wg starego wzoru (7.29)) Reinholda: q 38 4 ( td, C) q15,1 ( C 0,3684) (7.32) t 9 15,1 d Dla q 15,1 = 100 dm 3 /s ha z (7.32) otrzymamy obliczeniowe natężenia deszczy zależne od C: o q 15,2 = 130 dm 3 /s ha dla t d = 15 minut i C = 2 lata ((t d,c) = 1,300), o q 15,5 = 180 dm 3 /s ha dla t d = 15 minut i C = 5 lat ((t d,c) = 1,784), o q 15,10 = 225 dm 3 /s ha dla t d = 15 minut i C = 10 lat ((t d,c) = 2,232). 77

78 W tabeli 7.4 podano pomocne w obliczeniach miarodajnego do wymiarowania kanalizacji, zredukowanego natężenia deszczu (wg Reinholda), wartości współczynnika opóźnienia (t d,c), w zależności od czasu trwania t d i częstości deszczy obliczeniowych C. Tab Wartości współczynnika (t d,c) dla różnych czasów trwania i częstości deszczy obliczeniowych Czas trwania deszczu t d, minuty Współczynnik opóźnienia odpływu (t d,c) dla deszczu o czasie t d i częstości C C = 20 lat C = 10 lat C = 5 lat C = 2 lata C = 1 rok 5 4,740 3,827 3,059 2,228 1, ,424 3,572 2,855 2,079 1, ,148 3,348 2,676 1,949 1, ,904 3,151 2,519 1,835 1, ,687 2,976 2,379 1,733 1, ,493 2,820 2,254 1,642 1, ,318 2,679 2,141 1,559 1, ,160 2,551 2,039 1,485 1, ,016 2,435 1,947 1,418 1, ,885 2,329 1,862 1,356 1, ,765 2,232 1,784 1,300 1, ,654 2,143 1,713 1,248 0, ,458 1,984 1,586 1,155 0, ,370 1,913 1,529 1,114 0, ,288 1,847 1,477 1,076 0, ,702 1,374 1,098 0,800 0, ,354 1,093 0,874 0,637 0, ,962 0,776 0,621 0,452 0, ,746 0,602 0,481 0,350 0, ,609 0,492 0,393 0,286 0, ,514 0,415 0,332 0,242 0, ,417 0,337 0,269 0,196 0,151 Tab Najkrótsze miarodajne czasy trwania deszczu (t d min ) w MWO w zależności od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni wg ATV A-118 z 1999 r. [6] Średni spadek terenu Stopień uszczelnienia Minimalny czas trwania deszczu Deszcz obliczeniowy < 1 % 50 % 15 minut q 15,C > 50 % 10 minut 1 % do 4 % > 0 % 10 minut q 10,C > 4 % 50 % 10 minut > 50 % 5 minut q 5,C Wartość współczynnika spływu szczytowego zależy głównie od stopnia uszczelnienia zlewni i spadków powierzchni terenu oraz od natężenia deszczu (tab. 7.6). 78

79 Tab Szczytowe współczynniki spływu ( s ) dla różnych natężeń i częstości deszczy obliczeniowych (q 15,C ) o czasie trwania 15 minut w zależności od grupy spadków terenu (i t ) oraz stopnia uszczelnienia (ψ) wg ATV A-118 z 1977 r. [201] Stopień Szczytowe współczynniki spływu s uszczelnienia 1). i t 1% 2). 1% < i t 4% 3). 4% < i t 10% 4). i t > 10% Grupy spadków terenu terenu Wzorcowe natężenie deszczu q ψ, % 15,C - w dm 3 /s ha (*) 0 0 0,10 0,31 0,10 0,15 0,30 (0,46) 0,15 0,20 (0,45) (0,60) 0,20 0,30 (0,55) (0,75) 10 (*) 0,09 0,09 0,19 0,38 0,18 0,23 0,37 (0,51) 0,23 0,28 0,50 (0,64) 0,28 0,37 (0,59) (0,77) 20 0,18 0,18 0,27 0,44 0,27 0,31 0,43 0,56 0,31 0,35 0,55 0,67 0,35 0,43 0,63 0, ,28 0,28 0,36 0,51 0,35 0,39 0,50 0,61 0,39 0,42 0,60 0,71 0,42 0,50 0,68 0, ,37 0,37 0,44 0,57 0,44 0,47 0,56 0,66 0,47 0,5 0,65 0,75 0,50 0,56 0,72 0, ,46 0,46 0,53 0,64 0,52 0,55 0,63 0,72 0,55 0,58 0,71 0,79 0,58 0,63 0,76 0, ,55 0,55 0,61 0,70 0,60 0,63 0,70 0,77 0,62 0,65 0,76 0,82 0,65 0,70 0,80 0, ,64 0,64 0,70 0,77 0,68 0,71 0,76 0,82 0,70 0,72 0,81 0,86 0,72 0,76 0,84 0, ,74 0,74 0,78 0,83 0,77 0,79 0,83 0,87 0,78 0,8 0,86 0,90 0,80 0,83 0,87 0, ,83 0,83 0,87 0,90 0,86 0,87 0,89 0,92 0,86 0,88 0,91 0,93 0,88 0,89 0,93 0, ,92 0,92 0,95 0,96 0,94 0,95 0,96 0,97 0,94 0,95 0,96 0,97 0,95 0,96 0,97 0,98 (*) Stopnie uszczelnienia 10 % wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań s Zasady doboru kanałów deszczowych i ogólnospławnych (w Niemczech) W projektowaniu wymiarów kanałów deszczowych bądź ogólnospławnych, według ATV A-118 z 1999 r., zaleca się dobierać następny większy przekrój, jeżeli wyznaczony strumień miarodajny (Q m ) przekracza 90% przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju, obliczanej wg metody opartej na wzorze Prandtla-Colebrooka (w Polsce nazywanego wzorem Colebrooka-White a). Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałów na względne wypełnienia: - h/d 0,75 - w przypadku kanałów o przekroju kołowym, bądź - h/h 0,79 - w przypadku kanałów jajowych. Przestrzeganie tych zaleceń prowadzi więc do uzyskania większej pewności poprawnego pod względem hydraulicznym działania grawitacyjnego kanału, jak i stworzenia dodatkowej rezerwy bezpieczeństwa na przyszłościowy rozwój czy też na wypadek jego przeciążenia, podczas intensywniejszych niż obliczeniowe opady. Należy zdawać sobie sprawę z faktu, że wraz z postępującym uszczelnienia powierzchni zlewni deszczowych miast, rośnie wartość spływu powierzchniowego. W Polsce utrwalił się błędny sposób wymiarowania kanałów deszczowych bądź ogólnospławnych - do całkowitego wypełnienia przekroju, tj. praktycznie bez pozostawienia odpowiedniej rezerwy bezpieczeństwa. 79

80 7.3.2 OSOBLIWOSCI OBLICZENIOWE W MWO Procedura wymiarowania hydraulicznego kanalizacji wg MWO jest podobna jak w MGN. Ogólnie, dla każdego przekroju obliczeniowego kanału (węzła x sieci) wyznacza się miarodajny czas trwania deszczu (t d ), odpowiadający sumarycznemu czasowi przepływu (t p ) w kanałach (sieci) wyżej położonych. Dla bardzo zróżnicowanych powierzchni cząstkowych zlewni pod względem kształtu, spadków terenu czy współczynników spływu szczytowego, występowanie zlewni współzależnych (oddziałujących na siebie) jest często spotykane. Rys Schemat zlewni nieregularnej, gdy ψ 1 << ψ 2 Przykładowo, dla zlewni przedstawionej na rys gdy ψ s1 << ψ s2 i F zr1 << F zr2 uzyska się w MWO największy miarodajny strumień w węźle C, przy pominięciu zlewni F 1 i wyznaczeniu parametrów deszczu tylko dla zlewni cząstkowej F 2 (zwłaszcza gdy: t p1 >> t p2 - uzasadnienie hipotezy analogiczne jak na rysunku 7.16 w [102]). Pomimo mniejszej zlewni całkowitej uzyskuje się w tym przypadku większy obliczeniowy strumień, ponieważ z przyczyny krótszego czasu przepływu, współczynnik opóźnienia odpływu (czyli redukcji natężenia deszczu) (t d,c) ma wówczas wyższą wartość niż dla sumarycznego czasu przepływu. W przypadku połączenia dwóch kanałów (jak na rysunku 7.18), jeżeli w wyniku oddzielnego wymiarowania tych kanałów, otrzymamy zależność: t p2 Qm2 Qm 1 (7.34) 9 gdzie: Q m1 miarodajny strumień objętości w kanale o krótszym czasie przepływu t p1, Q m2 miarodajny strumień objętości w kanale o dłuższym czasie przepływu t p2, to za miarodajny (skorygowany) strumień objętości (Q ms ) po połączeniu tych kanałów, uznajemy wynik z wzoru: 80

81 Q ms t p1 1( Qm 1 Qm2 ) (7.35) t gdzie: φ 1 współczynnik opóźnienia odpływu dla kanału o krótszym czasie przepływu t p1. Do dalszego toku obliczeń przyjmuje się wówczas krótszy czas przepływu (t p1 ) oraz przepływ skorygowany za pomocą wzoru (7.35). Jeżeli warunek (7.34) nie jest spełniony, to do obliczenia miarodajnego skorygowanego strumienia (Q ms ) stosujemy wzór: Q ( Q Q ) 2 (7.36) ms 2 m1 m gdzie: φ 2 współczynnik opóźnienia odpływu dla kanału o dłuższym czasie przepływu t p2. W przypadku połączenia większej liczby (n) kanałów, o zróżnicowanych czasach przepływu (t pi ), należy wyznaczyć skorygowany - średni ważony czas przepływu t ps, z wzoru: p2 t ps n t 1 pi Q mi n 1 Q mi (7.37) Wartość współczynnika opóźnienia odpływu φ w dalszych obliczeniach sieci ustala się na podstawie tak uśrednionego czasu przepływu t ps w węźle połączeniowym kanałów. 81

82 8. STANDARDY ODWODNIENIA TERENÓW ZURBANIZOWANYCH 8.1. WYMAGANIA DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie mogą być tak projektowane, aby dla każdego intensywnego opadu deszczu w wieloleciu mogły zagwarantować pełną ochronę terenów przed wylaniem, tj. zapobiec w pełni szkodom w wyniku podmoknięcia terenu czy podtopienia budowli, czy też utrudnieniom komunikacyjnym. Zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu definiuje się jako przystosowanie sieci kanalizacyjnej do przyjęcia maksymalnych - prognozowanych strumieni wód opadowych, z częstością równą dopuszczalnej - akceptowalnej społecznie częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu. Określenie dopuszczalnych częstości z jaką średnio w okresie wieloletnim użytkownik systemu kanalizacyjnego ma tolerować występowanie zaburzeń w funkcjonowaniu kanalizacji, powinno uwzględniać każdorazowo we właściwy sposób miejscowe uwarunkowania terenu (tab. 8.1). Tab Zalecane wg PN-EN 752:2008 dopuszczalne częstości wylewów z kanalizacji [182] Częstość deszczu obliczeniowego C *) [1 raz na C lat] Kategoria standardu odwodnienia terenu (Rodzaj zagospodarowania) Częstość wystąpienia wylania C w [1 raz na C lat] 1 na 1 I. Tereny pozamiejskie (w oryginale wiejskie ) 1 na 10 1 na 2 II. Tereny mieszkaniowe 1 na 20 1 na 5 III. Centra miast, tereny usług i przemysłu 1 na 30 1 na 10 IV. Podziemne obiekty komunikacyjne, przejścia i przejazdy pod ulicami, itp. *) Dla deszczu obliczeniowego nie mogą wystąpić żadne przeciążenia systemów. 1 na 50 Wdrożona w Polsce norma europejska PN-EN 752:2000 i 2008 [182] przyjmuje dopuszczalną częstość wylania (C w ) jako miarę stopnia ochrony terenów przed wylaniem, w zależności od rodzaju jego zagospodarowania. Jak wynika z tabeli 8.1, o wymaganym standardzie odwodnienia terenu decyduje rodzaj zagospodarowania, w tym obecność obiektów specjalnych infrastruktury podziemnej. Tym samym wyróżniono cztery kategorie standardu odwodnienia terenu, różniące się istotnie dopuszczalną częstością wystąpienia wylania (C w ). 82

83 Podobną kategoryzację (I - IV) przyjęto w Polsce w latach osiemdziesiątych ubiegłego wieku [243] - w zależności od zagospodarowania i spadków terenu, rozróżniając przy tym jeszcze rodzaj systemu kanalizacyjnego (tab. 8.2). Były to jednak znacznie niższe dopuszczalne wartości częstości (1, 2, 5 i 10 lat dla kanalizacji deszczowej) wystąpienia wylania w porównaniu do podanych w tabeli 8.1. Tab Dopuszczalne prawdopodobieństwa (częstości) wystąpienia zalewów terenu dla kanałów deszczowych i ogólnospławnych wg IKŚ * [243] Prawdopodobieństwo p w % (częstość C w w latach) Kategoria standardu odwodnienia terenu Rodzaju ukształtowania i zagospodarowania terenu - w standardach odwodnienia: I, II, III i IV kategorii - kanalizacja deszczowa - kanalizacja ogólnospławna I Wszystkie rodzaje zagospodarowania z wyjątkiem dzielnic śródmiejskich, centrów miast oraz ulic klasy E i P 100 (1) 50 (2) - teren płaski Wszystkie rodzaje zagospodarowania jw., teren o II spadkach 2 4%; Dzielnice śródmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i 50 (2) 20 (5) P na terenach płaskich III Wszystkie rodzaje zagospodarowania jak w 1, lecz w szczególnie niekorzystnych warunkach ze względu na odwodnienie (niecki terenowe); 20 (5) 10 (10) Dzielnice śródmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i P na terenach o spadkach 2 4%; IV Dzielnice śródmiejskie, centra miast oraz ulice klasy E i P na terenach szczególnie niekorzystnych ze względu na odwodnienie lub form zagospodarowania, wymagających 10 (10) 5 (20) wyjątkowej pewności odwodnienia *) Instytut Kształtowania Środowiska: Zasady planowania i projektowania systemów kanalizacyjnych w aglomeracjach miejsko-przemysłowych i dużych miastach, Warszawa Zalecenia PN-EN 752:2008 są więc na tym tle bardzo rygorystyczne, a przy tym nie różnicują częstości wylewów dla kanalizacji deszczowej i ogólnospławnej. Zgodnie z niemiecką praktyką kanalizacyjną: wylanie należy wiązać ze szkodami względnie zakłóceniami funkcjonowania jezdni, czy podziemnych obiektów komunikacyjnych, spowodowanymi wystąpieniem wód opadowych z systemu kanalizacyjnego na powierzchnię terenu, lub niemożnością ich odprowadzenia do systemu wskutek jego przeciążenia. samo wystąpienie wody opadowej na ulicę nie spełnia warunku faktycznego stanu wylania, dopóki spływ w przekroju poprzecznym ulicy uniemożliwia dalszy wzrost poziomu lustra wody powyżej krawężników i przekroczenie granic posesji. Przy niewystarczającym spadku podłużnym jezdni czy braku wpustu, zwierciadło wody może jednak podnieść się powyżej wysokości krawężnika i doprowadzić do wylania wody na teren posesji, a stamtąd do potencjalnego wnikania do budynków. 83

84 Zalecenia PN-EN 752:2008 co do dopuszczalnych częstości wylewów z kanalizacji są trudne do weryfikacji na etapie projektowania nowych systemów. Zwymiarowane metodami czasu przepływu - większe systemy kanalizacyjne (o powierzchni zlewni F > 2 km 2 ) zaleca się obecnie sprawdzać pod kątem ich maksymalnej przepustowości hydraulicznej (sieci i obiektów) w oparciu o skalibrowane modele symulacyjne (hydrodynamiczne), dla spełnienia wymagań PN-EN 752:2008 odnośnie akceptowalnych społecznie częstości wylewów (wg tab. 1). Wytyczna ATV A118:1999:2006 [6] wprowadza pojęcie częstości nadpiętrzenia (C n ) jako pomocniczą wielkość wymiarującą do obliczeń sprawdzających (modelowania działania) sieci kanalizacyjnych. Przez nadpiętrzenie w sieci (studzience) kanalizacyjnej należy rozumieć przekroczenie przyjętego poziomu odniesienia - najczęściej powierzchni terenu. Obliczenia sprawdzające przepustowości kanałów ograniczono więc zatem do takich stanów systemu, przy których lustro ścieków pozostaje wewnątrz systemu względnie osiąga poziom powierzchni terenu. Takie stany dają się w poprawny sposób odwzorować przy wykorzystaniu istniejących modeli hydrodynamicznych, na podstawie danych o geometrii sieci, wymiarów kanałów i obiektów. Przez to zostaje wyznaczony obliczeniowo stan przeciążenia, który jest najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej kolejności wylaniu (tab. 8.3). Tab Zalecane wg ATV A-118 częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających projektowanych bądź modernizowanych systemów kanalizacyjnych (poziom odniesienia powierzchnia terenu) [6] Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia C n [1 raz na C lat] I. Tereny pozamiejskie 2 II. Tereny mieszkaniowe 3 III. Centra miast, tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5 IV. Podziemne obiekty komunikacyjne, rzadziej niż 10 *) przejścia i przejazdy pod ulicami, itp. *) Przy przejazdach należy wziąć pod uwagę, że nadpiętrzeniu powyżej powierzchni terenu z reguły towarzyszy bezpośrednio wylanie, o ile nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające. Tutaj częstości nadpiętrzenia i wylania odpowiadają wymienionej w tabeli 8.1 wartości 1 na 50. Na przykładzie całkowicie wypełnionych kanałów o przekroju kołowym, łatwo wykazać, że wzrost ich przepustowości całkowitej (Q) zależy od średnicy kanału (d), w funkcji: Q Q i 3 8 d d i i d 3 8 (8.1) 1 1 d1 84

85 Dowód. Korzystając z wzoru Manninga na prędkość średnią (rozdział 9.): 1 2 / 3 1/ 2 R i, (8.2) n h dla promienia hydraulicznego R h = d/4 i współczynnika szorstkości kanału n = 0,013 s/m 1/3 otrzymamy 1 d 2 / 3 1/ 2 2 / 3 1/ 2 ( ) i 30,53d i, (8.3) n 4 stosując równanie ciągłości ruchu 2 d Q A 30,53d 2 / i 1/ 23,98 d i, (8.4) 4 przy spadku linii energii równemu spadkowi dna kanału i i = i 1 = idem, otrzymamy Q ( d i Q ( d i ) 23,98 ii. (8.5) ) i 3 8 di , 98 d di 3 8 d1 Na wykresie na rys. 8.1, przedstawiono względne zależności: d i /d 1 od Q i /Q 1 q mi /q m1 wyliczone z MGN i MWO. Rys Zależność względnej średnicy kanału od względnego strumienia objętości Z wykresu wynika, że dwukrotne zwiększenie wartości częstości deszczu z C = 1 rok na C = 2 lata powoduje wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika: 1,27 - wg wzoru Błaszczyka (MGN) lub o 1,3 - wg wzoru Reinholda (MWO), a więc wymaga wzrostu przepustowości kanału o rząd 30%, co wymaga z kolei wzrostu średnicy kanału tylko rzędu 10% - rys. 8.1 (Uwaga: oba wzory dają różne bezwzględne wartości strumieni Q!!!). Przykładowo, dziesięciokrotne zwiększenie wartości częstości deszczu, np. z C = 1 rok na C = 10 lat powoduje względny wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika ok. 2,2 (w MGN i MWO) i wymaga wzrostu średnicy kanału jedynie rzędu 35%. 85

86 Jak z tego wynika bezpieczne projektowanie średnic kanałów na większą wartość C, np. na C = 2 w porównaniu z C = 1, lub na C = 5 w porównaniu z C = 2, czy też na C = 10 w porównaniu z C = 5, wymaga tylko nieznacznego wzrostu średnicy o około 10%, a więc praktycznie nie podnosi kosztów budowy kanalizacji, zapewniając jednocześnie większą pewność poprawnego jej działania. Racjonalne jest więc zapewnianie wyższego standardu ochrony terenów zurbanizowanych przed wylaniami z kanalizacji, poprzez podnoszenie (w pewnym zakresie) wartości częstości obliczeniowych deszczy (C) - miarodajnych do projektowania kanalizacji, czyli obniżanie przyjmowanych wartości prawdopodobieństwa (p) ich pojawiania się PORÓWNANIE METOD WYMIAROWANIA KANALIZACJI Obliczane wg MWO miarodajne do wymiarowania kanalizacji strumienie ścieków deszczowych (Q m ) są znacznie większe w porównaniu do obliczanych wg MGN. Wynika to głównie z różnic zastosowanych modeli opadów, ale także z odmiennych założeń wyjściowych samych metod obliczeniowych, co do miarodajnego czasu trwania deszczu (w MWO t d = t p ) czy też wartości współczynników spływu ( s w MWO). Wyniki obliczeń strumieni Q m wg MWO mogą być nawet dwukrotnie większe w porównaniu do obliczanych wg MGN - dla tych samych parametrów zlewni deszczowych, tj. czasu przepływu i częstości występowania deszczu obliczeniowego [94-96]. Tab Porównanie natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast (z atlasu KOSTRA) na tle zmierzonych we Wrocławiu i w Bochum oraz obliczonych z modeli Reinholda (6.12), Błaszczyka (6.14) i Bogdanowicz-Stachy (6.16) Lp. Miejscowość Natężenie deszczu q 10,C (w dm 3 /s ha) Uwagi dla częstości C (w latach) C = 1 C = 2 C = 5 C = 10 1 Świnoujście 135,2 164,0 202,0 230,8 2 Szczecin 144,7 177,6 221,1 254,0 3 Kostrzyń 144,1 174,7 215,1 245,7 4 Słubice 148,6 164,8 186,3 202,5 [55] 5 Gubin 157,1 201,9 261,1 305,9 6 Zgorzelec 147,7 186,9 238,6 277,8 7 Bogatynia 141,0 186,6 246,9 292,6 8 Średnio ,5 179,5 224,4 258,5 9 Wrocław [106] 148,3 183,3 230,0 261, Wg modelu Reinholda 126,3 164,2 225,4 282,0 q 15,1 = 100 dm 3 /s ha 11 Wg modelu Błaszczyka 100,9 127,6 172,5 217,3 H = 600 mm 12 Różnica (10-11) / (11) 25,2% 28,7% 30,7% 29,8% - 13 Różnica (8-11) / (11) 44,2% 40,7% 30,1% 19,0% - 14 Wg Bogdanowicz- R 1 50,6 185,2 270,8 322, Stachy dla regionu: R 2 50,6 154,7 220,9 260,4 15 Bochum - Niemcy [10] 160,0 198,4 250,0 288,

87 Dla czasu trwania deszczu t d = 10 minut, wzajemne różnice wyników obliczeń natężeń deszczy q 10,C - obliczonych z modelu Reinholda względem obliczonych z modelu Błaszczyka są rzędu 30% (tab. 8.4, wiersz 12), na niekorzyść modelu Błaszczyka. Średnie wartości natężeń deszczy q 10,C dla polskich miast mieszczących się w zasięgu atlasu KOSTRA (z 1997 roku) są niemal identyczne ze zmierzonymi we Wrocławiu [106] i zbliżone wartościami do obliczonych z modelu Reinholda (tab wiersze 8, 9 i 10). Średnie te są znacznie wyższe od obliczonych z modelu Błaszczyka od 44% do 19%, w praktycznym do projektowania kanalizacji deszczowej zakresie C [1; 10] lat (tab wiersz 13). Wg modelu Bogdanowicz-Stachy, w regionie centralnym Polski (R 1 ) natężenia q 10,C są wyższe niż w regionie północno-zachodnim (R 2 ). Obliczane z tego modelu natężenia deszczy, poza C = 1 rok, korespondują zarówno ze zmierzonymi we Wrocławiu i w Bochum, jak i podanymi w atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych. Z przeprowadzonych analiz wynikają istotne wnioski interpretacyjne co do wartości natężeń deszczy - obliczanych dotychczas z wzoru Błaszczyka - w MGN. W dostosowywaniu do zaleceń PN-EN:2008 (tab. 8.1) odnośnie częstości projektowych (C) deszczy do wymiarowania kanalizacji (deszczowej i ogólnospławnej) należy konieczne podnieść wartości częstości C wprowadzanych do wzoru Błaszczyka: z C = 1 rok na C = 2 lata - w I kategorii standardu odwodnienia (tereny wiejskie), z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii, z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii, z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu. Zbliży to rezultaty wymiarowania do bezpieczniejszych, ze względu na zalecane obecnie częstości nadpiętrzeń (C n ) czy wylewów (C w ). Uwzględniając fakt, że w dotychczasowej MGN wymiarowania sieci kanalizacyjnych natężenia deszczy q są redukowane o zmienne czasy retencji terenowej i kanałowej - zależne od C i t p (t dm = 1,2t p + t k ), faktyczne różnice strumieni w obu metodach obliczeniowych są znacznie większe. Na ostateczny wynik obliczeń bezpiecznego - miarodajnego do wymiarowania kanalizacji strumienia Q m wpływ mają też współczynniki spływu: ψ - w MGN i ψ s - w MWO, przy czym ψ s > ψ. 87

88 8.3. ZALECENIA DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI W POLSCE W celu zapewnienia niezawodności działania systemów odwadniania terenów (w tym kanalizacji deszczowej i ogólnospławnej) budowanych czy modernizowanych w Polsce, zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 752:2008 pilna staje się potrzeba zmiany dotychczasowych zasad ich wymiarowania (MGN), w tym zastąpienie modelu Błaszczyka nowymi, dokładniejszymi modelami opadów maksymalnych o zasięgu lokalnym. W pracy [102], zaproponowano daleko idącą modyfikację MGN, poprzez wyeliminowanie czasów opóźnienia-retencji t k i t r, a więc uzależnienie opóźnienia odpływu jedynie od rzeczywistego czasu trwania opadu t d - równego czasowi przepływu t p, (na wzór MWO) i korzystanie z wiarygodnych polskich modeli opadów maksymalnych. W pracy [106] wykazano bowiem, iż miarodajne do projektowania bezpiecznych systemów odwodnień terenów zurbanizowanych, w tym systemów kanalizacyjnych, są maksymalne wysokości opadów deszczu, o czasach trwania od kilku minut do kilku godzin, które występują z reguły w okresach długotrwałych zjawisk opadowych, trwających nawet kilka dni. Wówczas znaczenie koncentracji terenowej (t k ) i retencji kanałowej (t r ) jest pomijalnie małe. MMN = MWO + polskie modele opadów maksymalnych Miarodajny strumień deszczu Q m (w dm 3 /s), wg umownie nazwanej metody maksymalnych natężeń (MMN), obliczyć należy z wyjściowej postaci wzoru: Qm qmax ( td, C) s F (8.6) gdzie: q max (t d, C) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu (w dm 3 /s ha) dla czasu trwania t d = t p i częstości występowania C z wiarygodnych modeli opadów maksymalnych - krzywych IDF (- t d min - wg tab. 7.4), ψ s - maksymalny (szczytowy) współczynnik spływu wód deszczowych, przyjmowany w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni (ψ), nachylenia terenu (i t ) oraz częstości deszczy C (- wg tabeli 7.6 PL), F - powierzchnia zlewni deszczowej, ha. 88

89 W MMN najkrótsze zalecane czasy trwania deszczu t d min należy dobierać w zależności od nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni. Zastosowanie więc mają czasy t d min {5, 10, 15} minut - wg tabeli 7.4. Tab Najkrótsze czasy trwania deszczu (t d min ) w zależności od spadku terenu (i t ) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN Średni spadek terenu Stopień uszczelnienia powierzchni Minimalny czas trwania deszczu < 1 % 50 % 15 minut > 50 % 10 minut 1 % do 4 % > 0 % 10 minut > 4 % 50 % 10 minut > 50 % 5 minut Tab. 7.6.PL. Szczytowe współczynniki spływu ( s ) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i spadków terenu (i t ) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C) Stopień Szczytowe współczynniki spływu s uszczelnienia i t 1% 1% < i t 4% 4% < i t 10% i t > 10% Spadki terenu terenu Częstości obliczeniowe deszczu C, lata ψ, % C= C= C= C= (*) 0 0 0,10 0,31 0,10 0,15 0,30 (0,46) 0,15 0,20 (0,45) (0,60) 0,20 0,30 (0,55) (0,75) 10 (*) 0,09 0,09 0,19 0,38 0,18 0,23 0,37 (0,51) 0,23 0,28 0,50 (0,64) 0,28 0,37 (0,59) (0,77) 20 0,18 0,18 0,27 0,44 0,27 0,31 0,43 0,56 0,31 0,35 0,55 0,67 0,35 0,43 0,63 0, ,28 0,28 0,36 0,51 0,35 0,39 0,50 0,61 0,39 0,42 0,60 0,71 0,42 0,50 0,68 0, ,37 0,37 0,44 0,57 0,44 0,47 0,56 0,66 0,47 0,5 0,65 0,75 0,50 0,56 0,72 0, ,46 0,46 0,53 0,64 0,52 0,55 0,63 0,72 0,55 0,58 0,71 0,79 0,58 0,63 0,76 0, ,55 0,55 0,61 0,70 0,60 0,63 0,70 0,77 0,62 0,65 0,76 0,82 0,65 0,70 0,80 0, ,64 0,64 0,70 0,77 0,68 0,71 0,76 0,82 0,70 0,72 0,81 0,86 0,72 0,76 0,84 0, ,74 0,74 0,78 0,83 0,77 0,79 0,83 0,87 0,78 0,8 0,86 0,90 0,80 0,83 0,87 0, ,83 0,83 0,87 0,90 0,86 0,87 0,89 0,92 0,86 0,88 0,91 0,93 0,88 0,89 0,93 0, ,92 0,92 0,95 0,96 0,94 0,95 0,96 0,97 0,94 0,95 0,96 0,97 0,95 0,96 0,97 0,98 (*) Stopnie uszczelnienia 10 % wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań s Na podstawie analiz porównawczych dotychczasowych modeli opadów do wymiarowania odwodnień terenów w Polsce można sformułować zalecenia co do ich przydatności w MMN: do wymiarowania sieci kanalizacyjnych: o dla częstości projektowej deszczu C = 1 rok (w I kategorii standardu odwodnienia terenu) należy stosować wiarygodne modele lokalne opadów maksymalnch, bądź do czasu ich opracowania, z konieczności stosować można wzór Błaszczyka (dla t d = t p ), jednak z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata; 89

90 o dla częstości projektowych deszczy C = 2, 5 i 10 lat zaleca się stosowanie wiarygodnych modeli lokalnych (jak np. w przypadku Wrocławia) bądź modelu Bogdanowicz-Stachy; Jednak na terenach podgórskich i górskich (których nie obejmuje model Bogdanowicz-Stachy - rys. 6.10), z konieczności stosować można wzór Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy (dla t d = t p ): z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii (wg tab. 8.1), z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii, z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu; do wymiarowania zbiorników retencyjnych ścieków deszczowych, ze względu na ich wagę w zapewnieniu niezawodności działania systemów odwodnieniowych terenów, należy odpowiednio zwiększyć wartości przyjmowanych częstości projektowych opadów dla zbiorników (C z > C) w stosunku do zalecanych częstości projektowych do wymiarowania sieci kanalizacyjnych (na wzór wytycznych niemieckich) i korzystać tutaj z zalecanych wyżej modeli opadów (tab. 8.5). Tab Zalecane modele opadów do wymiarowania systemów odwodnieniowych wg MMN [102] Standard Wymagane Zalecane modele opadów i częstości deszczy: odwodnienia terenu częstości projektowe C - do wymiarowania sieci odwodnieniowych C z - do wymiarowania zbiorników retencyjnych - lata lata lata Tereny wiejskie C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 lub model Błaszczyka dla C = 2 Modele lokalne dla C z = 2 lub model Błaszczyka dla C z = 5 Tereny mieszkaniowe C = 2 lata Modele lokalne lub model Bogdanowicz-Stachy dla C = 2 Modele lokalne lub model Bogdanowicz-Stachy dla C z = 5 Centra miast, tereny usług i przemysłu Podziemne obiekty komunikacyjne, przejścia, przejazdy C = 5 lat C = 10 lat (Model Błaszczyka dla C = 5) Modele lokalne lub model Bogdanowicz-Stachy dla C = 5 (Model Błaszczyka dla C = 10) Modele lokalne lub model Bogdanowicz-Stachy dla C = 10 (Model Błaszczyka dla C = 20) (Model Błaszczyka dla C z = 10) Modele lokalne lub model Bogdanowicz-Stachy dla C z 10 (Model Błaszczyka dla C z 20) Modele lokalne lub model Bogdanowicz-Stachy dla C z 20 (Model Błaszczyka dla C z 30) W przypadku Wrocławia, w pracy [106] wykazano, że lokalne różnice natężeń opadów maksymalnych na terenie miasta są znaczne. Ogólnie, w zachodnich rejonach miasta (Strachowice) występują wyższe wartości natężeń opadów, o rząd 15%, w stosunku do wschodnich (Swojczyce). Dla wschodnich rejonów miasta Wrocławia zaleca się więc do projektowania sieci i obiektów kanalizacyjnych model fizykalny opadów maksymalnych (6.27), w zakresie t d [5; 180] minut i C [1; 10] lat, o ogólnej postaci: gdzie: a qmax ( td, C) c (8.8) n ( t b) d 90

91 q max - jednostkowe maksymalne natężenie opadów, dm 3 /s ha, t d - czas trwania deszczu, min, a, b, c, n - współczynniki regresji, zależne od prawdopodobieństwa (p), wg tab Natomiast do projektowania sieci i obiektów kanalizacyjnych w zachodnich rejonach miasta Wrocławia zaleca się model fizykalny opadów maksymalnych (6.28), zwłaszcza dla praktycznego zakresu t d [5; 180] minut i C [1; 10] lat, postaci [101, 106]: 0, 265 6,67 1,68ln( C 0,53) ( t 3,45 h, (8.9) max ( td, C) d ) lub przekształcony na maksymalne natężenia opadów (6.29) o postaci: 0, ,67 1,68ln( C 0,53) ( t 3,45) t q max ( td, C) 166,7[ d ] d (8.10) gdzie: h max - maksymalna wysokość opadu (deszczu), mm, q max - jednostkowe maksymalne natężenie opadu, dm 3 /s ha, t d - czas trwania deszczu, min, C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem), lata. Ponadto zaleca się przyjąć w Polsce jako zasadę, dobór średnic grawitacyjnych kanałów deszczowych i ogólnospławnych na niecałkowite wypełnienie do 90% przepustowości przekroju przy strumieniu Q m (według zaleceń ATV A-118 z 1999 r. [6, 201]). Metoda maksymalnych natężeń (MMN) pozwoli osiągnąć w Polsce równie bezpieczne rezultaty wymiarowania systemów kanalizacyjnych, jak w wypadku metod czasu przepływu stosowanych w Niemczech (MWO i MZWS), zarówno pod względem wartości miarodajnych strumieni deszczy (Q m ), jak i osiąganych w praktyce częstości nadpiętrzeń (C n ) czy wylewów (C w ). Tak zwymiarowane (MMN) systemy kanalizacyjne, obejmujące zlewnie deszczowe o powierzchni F > 2 km 2 zaleca się dodatkowo sprawdzać pod kątem ich przepustowości hydraulicznej (sieci i obiektów) w oparciu o skalibrowane modele symulacyjne - hydrodynamiczne, dla spełnienia wymagań PN-EN 752 co do akceptowalnych społecznie częstości nadpiętrzeń czy wylewów (wg tab. 8.1, 8.3 i 8.5). Zastosowanie mają tutaj m.in. modele probabilistyczne opadów maksymalnych. 91

92 W przypadku Wrocławia, korzystać można z modelu opartego na rozkładzie prawdopodobieństwa Fishera-Tippetta (typ III min ), dla zakresu t [5; 4320] minut i p [1; 0,01], o postaciach [105, 106]: lub h 97,11t 0, ,68 ln 0, 809 0,242 max ( td, p) 4,58 7,41t d d p (8.11) 0,0222 0, ,11t 98,68 ln p t 0,242 q max ( td, p) 166,7[ 4,58 7,41t d d ] d (8.12) gdzie: h max - maksymalna wysokość opadu (deszczu), mm, q max - jednostkowe maksymalne natężenie opadu, dm 3 /s ha, t d - czas trwania deszczu, min, p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu: p (0; 1], -. 92

93 9. WYMIAROWANIE HYDRAULICZNE PRZEWODÓW ŚCIEKOWYCH I KANAŁÓW 9.1. RODZAJE I KLASYFIKACJE PRZEPŁYWÓW CIECZY W kanałach, przewodach ściekowych i obiektach kanalizacyjnych wyróżnić można pod względem hydraulicznym trzy zasadniczo różniące się przepływy cieczy [2, 39, 64, 69, 72, 84, 189, 232]: pod ciśnieniem - pełnym przekrojem przewodu ściekowego (kanału), o swobodnej powierzchni - przy częściowym wypełnieniu kanału, o swobodnej strudze - np. przez koronę przelewu. Odrębną grupę stanowią przepływy ciśnieniowe o ruchu wirowym, spotykane m.in. w urządzeniach do dławienia energii czy regulatorach hydrodynamicznych. Gdy parametry ruchu cieczy, takie jak ciśnienie, prędkość przepływu i przyspieszenie, nie zmieniają się w czasie i w przestrzeni, to taki ruch jest ustalony. W przeciwnym wypadku, tj. gdy parametry ruchu są funkcjami zarówno położenia jak i czasu, ruch taki jest nieustalony. Powiązanie parametrów ruchu cieczy z geometrią przewodów ściekowych czy kanałów ujmują układy równań różniczkowych de Saint-Venanta, o różnym stopniu uproszczeń stosowanych do ich wymiarowania (tab. 9.1). Tab Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałów i przewodów ściekowych odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110 [2] Oznaczenia do tabeli: x współrzędna drogi; t współrzędna czasu; Q strumień objętości; q jednostkowy dopływ/odpływ boczny (przyjmowany jako ustalony); A powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy; i spadek dna; J spadek linii energii wywołany tarciem; h wysokość napełnienia kanału względnie wysokość ciśnienia w przewodach całkowicie wypełnionych; v średnia prędkość przepływu; g przyspieszenie ziemskie.

94 KANALIZACJA I Przy rozwiązaniu pełnego układu równań różniczkowych ruchu cieczy, tj. równania zachowania pędu i równania zachowania masy (ciągłości przepływu) - oznaczonego w tab. 9.1 jako 0 - metoda obliczeniowa jest dokładna dla różnych stanów i uwarunkowań systemowych, w wyniku trwałego powiązania strumieni przepływu i poziomów cieczy z parametrami geometrycznymi przewodów, a także średnią prędkością przepływu. Znajduje zastosowanie do modelowania działania systemów kanalizacyjnych w czasie rzeczywistym. Układ równań oznaczony jako 1 ma ścisłe zastosowanie do kanałów/przewodów tranzytowych - bez bocznych dopływów/odpływów. Dalsze uproszczenia, tj. pominięcie pierwszego czy drugiego członu równania ruchu (postaci 1 ), może już prowadzić do błędów obliczeniowych (postać 4 ). Jednak błędy te mogą mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się. Układy równań różniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne analitycznie - poza postacią oznaczoną w tab. 9.1 jako 7 ( przepływ normalny ). Konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich rozwiązywania. Odcinki kanałów i przewodów ściekowych cechuje na ogół stały przekrój poprzeczny, niezmienny spadek podłużny dna i stała na ogół chropowatość/szorstkość ścian. Przy ich wymiarowaniu przepływy ścieków są traktowane najczęściej jako ustalone i równomierne (chwilowo niezmienne), co dla strumienia miarodajnego (maksymalnego) Q m, jest jak dotychczas podstawą doboru wymiarów liniowych kanału czy przewodu [2, 18, 64, 190]. Przykładowo, dla kanałów częściowo wypełnionych zakłada się, że rozwiązanie równania ruchu cieczy (postaci 7 tab. 9.1): i = J, mieści się w klasie dokładności danych wyjściowych, dotyczących głównie strumienia przepływu PRZEPŁYWY PEŁNYM PRZEKROJEM PRZEWODU METODY I WZORY WYJŚCIOWE Podczas przepływu cieczy newtonowskiej (ścieki - woda) w przewodach zamkniętych powstają naprężenia styczne (opory ruchu) wywołane lepkością, określane jako straty hydrauliczne. Wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh) w całkowicie wypełnionym rurociągu o długości l i średnicy wewnętrznej d wyraża wzór Darcy-Weisbacha: 94

95 KANALIZACJA I 2 2 l l Δh (9.3) d 2 g 4R g gdzie: λ - współczynnik oporów liniowych (tarcia), -, - średnia prędkość strumienia cieczy w przekroju poprzecznym rurociągu, m/s, g - przyśpieszenie ziemskie, m/s 2, R h - promień hydrauliczny: stosunek powierzchni przekroju poprzecznego (A) strumienia cieczy do obwodu zwilżonego (U); R h = d/4 - dla przewodów o przekroju kołowym, całkowicie wypełnionych, m. h 2 Dla izotermicznych (bez wymiany ciepła) przepływów turbulentnych cieczy, mających znaczenie praktyczne w sieciach kanalizacyjnych (i wodociągowych), tzn. przy wartościach liczby Reynoldsa: Re > 4000 (gdzie: Re = d/1, ), w literaturze naukowo-technicznej dostępnych jest wiele wzorów, określających wartość współczynnika λ - najczęściej w odniesieniu do konkretnych materiałów przewodów. Ich ogólna postać zależy od strefy w jakiej odbywają się przepływy wody/ścieków. W ruchu turbulentnym wyodrębnia się trzy takie strefy, a mianowicie: strefę I - przepływów w przewodach hydraulicznie gładkich, gdzie: λ = f 1 (Re); strefę II - przepływów przejściowych: λ = f 2 (Re, k/d); strefę III - przepływów o kwadratowej zależności oporów: λ = f 3 (k/d). Współczynnik oporów liniowych (λ) zaleca się obliczać z uwikłanej postaci wzoru Colebrooka-White a: 1 2,51 k 2,51 k 2log 2log Re 3,71d Re 3,71 4 gdzie: k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu, m, Re - liczba Reynoldsa: Re = d/ν 4R h /ν, -, ν - współczynnik lepkości kinematycznej cieczy, m 2 /s. R h, (9.4) Wzór (9.4) ma uniwersalny charakter, obejmujący swoim zakresem wszystkie 3 strefy przepływów turbulentnych. Dla przepływów w III strefie, jako alternatywną do metody bazującej na wzorach Darcy- Weisbacha (9.3) i Colebrooka-White a (9.4), do wymiarowania przewodów wodnych, w tym kanałów ściekowych całkowicie wypełnionych, stosowana jest metoda oparta na wzorze Chezy-Manninga na prędkość średnią (w m/s), o dogodnej postaci analitycznej: 95

96 KANALIZACJA I 1 n 2 / 3 1/ 2 CM Rh J Rh J (9.9) gdzie: n - współczynnik szorstkości przewodu, s/m 1/3, R h - promień hydrauliczny, m, J - jednostkowy spadek energii wywołany tarciem (J = Δh/l), -, C M - współczynnik Chézy do wzoru Manninga, m 1/2 /s: C 1/ 6 1 1/ 6 1 d M Rh (9.10) n n 4 Współczynnik szorstkości (n) we wzorze Manninga zależy od stanu hydraulicznego przewodów - analogicznie jak zastępcza chropowatość (k). W normie [181] definiowany jest jako współczynnik Manninga K = 1/n, którego wartość (w III strefie) można uzależnić od k za pomocą wzoru: 1/ ,7d K 4 g log (9.11) d k SPRAWNOŚĆ HYDRAULICZNA PRZEWODÓW I KANAŁÓW Wpływ zmian chropowatości przewodu w czasie na przepływność Wzór Darcy-Weisbacha (9.3), po uwzględnieniu równania ciągłości ruchu: Q = A, gdzie A - pole powierzchni przekroju porzecznego przewodu kołowego o średnicy d), przyjmie postać: Δh 8 g l d 2 Q (9.19) 2 5 Dzieląc obustronnie (9.19) przez l (długość przewodu), otrzymamy wzór na jednostkowy spadek energii: J Q CQ (9.20) 2 5 g d gdzie: 8λ/(gπ 2 d 5 ) = C oporność właściwa rurociągu o średnicy d (w s 2 /m 6 ). Zmiany oporności rurociągu w czasie t lat eksploatacji (z C 0 na C t ) charakteryzuje wskaźnik względnej oporności δ c : C d 5 t t 0 C (9.21) C0 0 dt 96

97 KANALIZACJA I Przy niezmiennym w czasie strumieniu przepływu (Q = idem), ze wzorów (9.20) i (9.21) wynika wprost, że δ c = J t /J 0 i po czasie t spadek linii energii J t zwiększa się (δ c >1) względem wyjściowego J 0 (dla czasu t = 0) do wartości: J t = δ c J 0. Przekształcając (9.20) ze względu na Q otrzymamy: 2 1 g 5/ 2 Q d J M J (9.22) 8 gdzie: λ 1/2 (gπ 2 /8) 1/2 d 5/2 = M - przepływność właściwa rurociągu o średnicy d (w m 3 /s), przy czym: M = C 1/2 (oraz C = 1/M 2 ). Zmiany przepływności rurociągu eksploatowanego przez t lat (z M 0 na M t ) charakteryzuje wskaźnik względnej przepływności η M : M 1/ 2 d 5/ 2 t 0 t M M (9.23) 0 t d0 Przy niezmiennym w czasie spadku linii energii (J = idem), z wzorów (9.22) i (9.23) wynika: Q t M Q 0, (9.24) stąd po czasie t lat, strumień przepływu Q t zmniejsza się (η M < 1) względem wyjściowego Q 0 (dla czasu t = 0) do wartości: Q t = η M Q 0. Do ilustracji zjawiska spadku przepływności (η M ), wywołanej wzrostem chropowatości (k t ), za punkt odniesienia wybrano dwa rurociągi hydraulicznie gładkie (k 0 = 0) o średnicach d 0 = 0,1 i 1,0 m i o przepływnościach właściwych M 0 (w czasie t 0 = 0). Przyrosty chropowatości w czasie t eksploatacji zadawano dyskretnie z przedziału k ti {0,1; 0,4; 1; 2; 3} mm. Przyjęto za wyjściową prędkość przepływu 0 = 1,0 m/s. Dla temperatury wody 283,15 K współczynniki λ 0 i λ ti obliczano ze wzoru Colebrooka-White a (9.4) dla k 0 = 0 i k ti. Wyniki obliczeń η M (k ti ) naniesiono na wykres (rys. 9.3). 97

98 KANALIZACJA I Rys Wpływ wzrostu chropowatości k t (w czasie t) na względną przepływność rurociągów η M (poziom odniesienia: η M = 1 - rury hydraulicznie gładkie: k 0 = 0) Przykładowo, z rysunku 9.3 wynika, że dla rurociągu o średnicy d 0 = 0,1 m ze wzrostem chropowatości np. do k t = 1,0 mm jego przepływność zmniejszy się o rząd 33% (η M = 0,67) w porównaniu do k 0 = 0 mm. Dla rurociągu o średnicy d 0 = 1,0 m analogiczny rezultat spadku przepływności o 33% (η M = 0,67) osiągnięty zostanie przy wzroście chropowatości do wartości k t = 3,0 mm. Wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu na wartość η M uwidacznia się jedynie w wypadku przewodów o małych średnicach. Wpływ zmian średnicy przewodu w czasie na przepływność Wpływ zmniejszenia średnicy (np. wskutek znacznego odkładania się osadów) na sprawność hydrauliczną ciśnieniowych rurociągów wodnych zilustrować można na podstawie metodologii opartej na wzorze Manninga (9.9) - dla III strefy przepływów turbulentnych (n = idem). Wzór (9.9), po uwzględnieniu równania ciągłości ruchu, przyjmie postać: 2 / d 1/ 2 d 1 8 / 3 1/ 2 Q J d J M M J (9.25) 5 / 3 n 4 4 n 4 gdzie: πd 8/3 /(4 5/3 n) = M M - przepływność właściwa rurociągu (d) do wzoru Manninga (w m 3 /s). Względne zmiany przepływności rurociągu (M Mi /M M0 ) ujmuje, jak w (9.23), współczynnik η MM : M n d 8/ 3 Mi 0 i MM M, (9.26) M 0 ni d0 a przy niezmiennym spadku linii energii J = idem oraz n = idem, z wzorów (9.25) i (9.26) wynika: 8 / 3 Q i di MM, (9.27) Q0 d0 stąd strumień przepływu Q i zmieni się względem wyjściowego Q 0 do wartości: Q i = η MM Q 0. 98

99 KANALIZACJA I Z rysunku 9.4 wynika m.in., że wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu z d 0 do d i, dla warunków jednakowej chropowatości ścian (w III strefie przepływów turbulentnych n = idem), na spadek przepływności rurociągu η MM = (d i /d 0 ) 8/3 - wynika głównie z fizycznego zmniejszania się pola powierzchni przekroju poprzecznego rurociągu w funkcji (d i /d 0 ) 2, a tylko w mniejszej części w funkcji (d i /d 0 ) 2/3 - z oporów ruchu: (d i /d 0 ) 8/3 = (d i /d 0 ) 2 (d i /d 0 ) 2/3. Rys Wpływ względnej średnicy rurociągu przy n = idem na względną przepływność η MM Podobnie też można interpretować wpływ zwiększenia średnicy rurociągu d i /d 0 > 1 (np. po jego oczyszczeniu z osadów) na wzrost η MM = Q i /Q DOBÓR PRZEKROJÓW PRZEWODÓW I KANAŁÓW CIŚNIENIOWYCH Wzór Darcy-Weisbacha (9.3) na wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh w m) w przewodach i kanałach ściekowych - całkowicie wypełnionych, ma ogólna postać: gdzie: λ - współczynnik oporów liniowych, -, l - długość przewodu (kanału), m, R h - promień hydrauliczny (R h = d/4), m, - średnia prędkość strumienia cieczy, m/s, g - przyśpieszenie ziemskie, m/s 2. 2 l Δh, (9.28) 4R g h 2 99

100 KANALIZACJA I Uwzględniając fakt, że w praktyce na wartość współczynnika oporów liniowych (λ) wpływ mają również straty miejscowe - na połączeniach odcinków rur, na niedokładnościach osiowego ułożenia, na zmianach spadków dna (kierunków tras przewodu) czy też niecałkowicie kołowego kształtu przekroju poprzecznego rur (zwłaszcza tworzywowych - wynikających z technologii zabudowy), a także wynikające z efektów starzenia się przewodów wodnych w czasie eksploatacji (prowadzących do spadku przepływności), możemy zapisać: 2 2 l Δh hl hm (9.29) 4R 2 g 2g h Nieliniowe straty miejscowe (Δh m w m) można rozłożyć równomiernie na długości przewodu uzyskując tym samym zastępczą chropowatość eksploatacyjną (k e ), i wówczas: 4R h e (9.30) l gdzie: λ e - współczynnik oporów dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej k e, -, λ - współczynnik oporów liniowych, wywołany chropowatością k, wg (9.4), -, ξ - współczynnik oporów miejscowych, wywołany zaburzeniem rozkładu prędkości, -. Po uwzględnieniu (9.29) i (9.30) i przekształceniu (9.28) na spadek linii energii otrzymamy: 2 h 1 J e (9.31) l 4R 2g gdzie: J - jednostkowy, sumaryczny spadek energii (spadek hydrauliczny), wywołany tarciem i oporami miejscowymi na odcinku kanału o długości l, -. Przekształcając (9.31) ze względu na h 1 1 8gRh J 2gdJ (9.32) e i wykorzystując ogólną postać wzoru (9.4) Colebrooka-White a dla liczby Reynoldsa Re = 4R h /ν d /ν, zapisanego jako: e 1 e 2,51 ke 2log 4R 3,71 4R h e h, (9.33) po podstawieniu (9.33) do (9.32) i dalszych przekształceniach otrzymamy wzór na średnią prędkość przepływu (w m/s): 100

101 KANALIZACJA I 2,51 k e 2log 8gRh J (9.34) 4R gr J 3,71 4R h 8 h h Stosując równanie ciągłości ruchu Q = A (gdzie: A - pole powierzchni przekroju poprzecznego przewodu, m 2 ), otrzymamy ostatecznie ogólny wzór analityczny na strumień objętości przepływu (Q w m 3 /s): k Q 2,51 e 2log 8gRh J A, (9.35) R gr J R 4 3,71 4 h 8 h h skąd dla przewodów/kanałów o kołowym kształcie przekroju poprzecznego - o średnicy d (w m), całkowicie wypełnionych R h = d/4: Q 0,567 k 6,957 log d d dj 3,71d e 2 dj (9.36) Wg ATV-A110 do wymiarowania przewodów ściekowych i kanałów tranzytowych działających pod ciśnieniem (w tym tworzywowych) zaleca się przyjmować uśrednioną wartość zastępczej chropowatość eksploatacyjnej, w wysokości: k e = 0,25 mm. Podana wartość nie uwzględnia jednak strat miejscowych na: armaturze, kolanach i łukach, kształtkach połączeniowych, wlotach i wylotach ścieków w obiektach kanalizacyjnych, takich jak syfony, rury dławiące czy reduktory ciśnienia. Straty te należy ustalać indywidualnie. Wskazówki znaleźć można m.in. w pracy [2]. Współczynnik lepkości kinematycznej wody w temperaturze 10ºC (283,15 K) wynosi ν 10 = 1, m 2 /s, a dla ścieków przyjmuje się odpowiednio [61]: ν 10 = 1, m 2 /s przy stężeniu zawiesin ok. 100 mg/dm 3, ν 10 = 1, m 2 /s przy stężeniu zawiesin ok. 300 mg/dm 3, ν 10 = 1, m 2 /s przy stężeniu zawiesin ok. 600 mg/dm 3. W celu ułatwienia i wyeliminowania ewentualnych pomyłek w obliczeniowych inżynierskich, do doboru przekroi - średnic przewodów czy kanałów można posługiwać się nomogramami, opracowanymi do wzoru Colebrooka-White a dla przyjętej wartości zastępczej chropowatości eksploatacyjnej k e. Przykładowo, wykorzystując nomogramem logarytmiczny przedstawiony na rysunku 9.5, dotyczący sprawności hydraulicznej ciśnieniowych przewodów żelbetowych o przekroju kołowym dla k = 1,0 mm i lepkości wody ν 10 = 1, m 2 /s, należy dla ustalonej wartości strumienia Q (w dm 3 /s) i założonej prędkości przepływu ( w m/s) dobierać średnicę (d w mm) przewodu, a następnie odczytać wartość spadku linii ciśnienia (J w promilach). 101

102 KANALIZACJA I Rys Przykładowy nomogram logarytmiczny do doboru przewodów (żelbetowych) ciśnieniowych o przekroju kołowym wg wzoru Colebrooka-White a dla k = 1,0 mm (ν 10 = 1, m 2 /s) 9.3. PRZEPŁYWY W KANAŁACH CZĘŚCIOWO WYPEŁNIONYCH METODY I WZORY WYJŚCIOWE U podstaw obliczeń hydraulicznych służących do doboru wymiarów liniowych kanałów czy przewodów grawitacyjnych działających ze swobodnym zwierciadłem cieczy (tj. częściowo wypełnionych), leży założenie upraszczające, iż mamy do czynienia z ruchem ustalonym i równomiernym. Odcinki kanałów i przewodów ściekowych cechuje na ogół stały przekrój poprzeczny, niezmienny spadek podłużny dna oraz stała chropowatość/szorstkość ścian. W ruchu równomiernym (ustalonym) występuje wzajemna równoległość dna kanału (i), wysokości zwierciadła cieczy (h n (Q)) i linii wysokości energii (J = i), a rozkłady prędkości są jednakowe we wszystkich przekrojach poprzecznych na danym odcinku kanału ( = idem). 102

103 KANALIZACJA I Wychodząc z ogólnej postaci wzoru Darcy-Weisbacha (9.3) na wysokość liniowych strat hydraulicznych, po uwzględnieniu dodatkowo oporów miejscowych wg (9.29) (9.31), otrzymamy dla przewodów i kanałów ściekowych częściowo wypełnionych wzór na spadek hydrauliczny: h 1 i e l 4R h 2 2g (9.40) gdzie: Δh - różnica wysokości den kanału na odcinku o długości l, równa różnicy wysokości wypełnień normalnych h = h n (w ruchu równomiernym): Δh = i l, m, i - spadek dna kanału, równy sumarycznemu spadkowi linii energii - wywołanej tarciem i oporami miejscowymi (na odcinku l), -, λ e - współczynnik oporów dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej k e, -, R h - promień hydrauliczny: R h = A/U, m, A - powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy, m 2, U - obwód zwilżony, m, - średnia prędkość strumienia cieczy, m/s, g - przyśpieszenie ziemskie, m/s 2. Promień hydrauliczny w przypadku przewodów i kanałów całkowicie wypełnionych jest miarą hydrauliczną różnych kształtów przekroi poprzecznych (kołowych, jajowych, dzwonowych, itp.). W przypadku przewodów i kanałów częściowo wypełnionych pełni dodatkowo rolę miary hydraulicznej stopnia wypełnienia przekrojów (np. h/d wg rys. 9.6). Rys Schemat hydrauliczny kanału zamkniętego częściowo wypełnionego (A/U = R h ) Pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy w kanale o przekroju kołowym przy częściowym - względnym wypełnieniu η h = h/d, oblicza się z zależności geometrycznych: 103

104 KANALIZACJA I 2 2 D h h h A n arccos (9.41) 4 D D D gdzie: A n pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy wypełnieniu (normalnym) h = h n, m 2, D - wewnętrzna średnica kanału, m. Zależność pomiędzy polem powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (A n ) a polem powierzchni całego przekroju poprzecznego kanału (A) - o średnicy D, ujmuje wskaźnik względnej powierzchni (η A ) postaci: A n 1 h h A 2arccos 1 2 sin 2arccos 1 2 A (9.42) 2 D D Promień hydrauliczny R h, w tym dla względnego wypełnienia przekroju h/d, oblicza się z ogólnej postaci wzoru: 2 1 2h / D 1 1 2h / D arccos 1 2h D R D 1 h 4 / (9.43) Związek pomiędzy promieniem hydraulicznym przy częściowym wypełnieniu a promieniem hydraulicznym całego przekroju poprzecznego rur określa się z zależności geometrycznych, dla przekroju kołowego: Rhn sin 2arccos 1 2h / D Rh 1 (9.44) Rh 2arccos 2h / D gdzie: η Rh - wskaźnik względnego promienia hydraulicznego, -, R h - promień hydrauliczny przewodu o (wewnętrznej) średnicy D przy całkowitym wypełnieniu: R h = A/U = D/4, m, R hn - promień hydrauliczny strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (normalnym): h = h n, m. 1 Obliczanie przepływów cieczy w kanałach czy przewodach ściekowych częściowo wypełnionych zaleca się obecnie opierać na wzorze Colebrooka-White a [2], przy przyjęciu zastępczej chropowatości eksploatacyjnej (k e ). Tym samym odstępuje się od stosowania wzoru Manninga, ze współczynnikiem szorstkości (n), jako mniej uniwersalnego, właściwego jedynie dla przepływów turbulentnych w III strefie (tzw. kwadratowego prawa oporów). Norma PN-EN 752:2008 dopuszcza jednak stosowanie wzoru Manninga, w zmienionej postaci [181, 182] (ze współczynnikiem Manninga K = 1/n - wg wzoru (9.11)): 104

105 KANALIZACJA I w której ogólnie: D = 4R h. 1/ ,7D 2 / 3 1/ 2 4 g log Rh i, (9.45) D k Przekształcając wzór Darcy-Weisbacha (9.3), ściślej równanie (9.40), ze względu na 1 8gR h i (9.46) i wykorzystując wzór (9.4) Colebrooka-White a, dla Re = 4R h /ν, po odpowiednich przekształceniach, otrzymamy wzór na średnią prędkość przepływu (w m/s): e 2,51 k e 2log 8gRhi (9.47) 4R gr i 3,71 4R h 8 h h Stosując równanie ciągłości ruchu postaci: Q = A n, gdzie: A n - pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (normalnym h n = h), otrzymamy postać ogólną wzoru analitycznego na strumień objętości przepływu w ruchu równomiernym ustalonym (i = J): Q n 2,51 4Rhn 8gR e 2log 8 hn i k 3,714R hn gr i An, (9.48) hn który dla przekroju kołowego, uwzględniając zapis A n wg (9.41), przyjmie szczegółową postać (9.49) dla h = h n : Q n 2 D 0,6275 ke 2h 2h 2h 2log 8gR hni arccos R 8gR i 14,84Rhn D D D hn hn 2 Stosując odmienną metodologię Manninga, wzór na strumień objętości przepływu w kanale o przekroju kołowym, niecałkowicie wypełnionym, przyjmuje analityczną postać (h = h n ): Q n n D 2 2 h i arccos 1 D 1 2h sin 2arccos 1 2 D D(2 2arccos( 1 2h / D) sin(2 arccos( 1 2h / D))) arccos( 1 2h / D) gdzie: n - współczynnik szorstkości kanału, s/m 1/3, i - spadek dna kanału: i = J w ruchu równomiernym, -, h = h n wypełnienie normalne (w ruchu równomiernym), m. 2 (9.50) 105

106 KANALIZACJA I Współczynnik szorstkości kanału w (9.50), przyjmuje (w III strefie przepływów turbulentnych) postać: 1/ 6 8 3,7 4 Rhn n 4 log e g (9.51) Rhn ke gdzie: n e - współczynnik szorstkości eksploatacyjnej kanału, uzależniony od zastępczej chropowatości eksploatacyjnej k e. 1 Wg ATV-A110 do wymiarowania grawitacyjnych przewodów ściekowych i kanałów działających przy częściowym wypełnieniu zaleca się przyjmować uśrednione wartości zastępczej chropowatość eksploatacyjnej, w wysokości: k e = 0,50 mm - dla przewodów/kanałów tranzytowych ze studzienkami o kinetach do wysokości przekroju kanału, k e = 0,75 mm - dla przewodów/kanałów zbierających ścieki ze studzienkami o kinetach do wysokości przekroju kanału, k e = 1,5 mm - dla przewodów/kanałów zbierających ścieki ze studzienkami o kinetach do wysokości połowy przekroju kanału. Podane wartości nie uwzględniają strat miejscowych na armaturze, zmianach kierunków tras, wlotach i wylotach ścieków w obiektach kanalizacyjnych, takich jak studzienki rewizyjne, połączeniowe, kaskadowe, separatory czy przelewy burzowe. Straty te należy ustalać dodatkowo - indywidualnie. Wskazówki znaleźć można m.in. w pracy [2]. Podane wartości nie są miarodajne do obliczeń sprawdzających starych systemów kanalizacyjnych DOBÓR PRZEKROJÓW PRZEWODÓW I KANAŁÓW CZĘŚCIOWO WYPEŁNIONYCH Posługiwanie się wzorami analitycznymi na strumień Q a zwłaszcza na Q n stwarza dużą trudność, ze względu na ich uwikłaną postać. W celu ułatwienia obliczeń hydraulicznych kanałów niecałkowicie wypełnionych opracowano charakterystyki sprawności hydraulicznej różnych przekroi kanałów, tj. zależności na wskaźniki: względnych prędkości przepływu η = n / oraz względnych strumieni objętości η Q = Q n /Q. Przykładowo, dla przekroju kołowego, stosując metodologię opartą na wzorze Colebrooka-White a, przy przyjęciu pewnych uproszczeń (bowiem przy częściowym wypełnieniu, zarówno jak i Q zależą również od i oraz k), otrzymamy wg Franke [2, 54]: 106

107 KANALIZACJA I oraz 5 / 8 n Rhn (9.52) Rh Qn An Rhn Q (9.53) Q A Rh gdzie: η - wskaźnik względnych prędkości przepływu: stosunek prędkości n przy częściowym wypełnieniu (h = h n ) do prędkości przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D), R h - promień hydrauliczny przy całkowicie wypełnionym kanale (R h = D/4), m, R hn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu - normalnym h n, m, η Q - wskaźnik względnych strumieni objętości: stosunek strumienia Q n przy częściowym wypełnieniu (h = h n ) do strumienia Q przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D), A - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu (A = πd 2 /4), m 2, A n - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy częściowym wypełnieniu - h n (wg wzoru (9.41)), m 2. 5 / 8 Na rysunku 9.7 przedstawiono krzywe sprawności hydraulicznej η i η Q od h/d (w %) dla kanału o przekroju kołowym o średnicy D. Rys Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym (oznaczono: Q/Q 0 Q n /Q oraz V/V 0 n /) Według metodologii opartej na wzorze Colebrooka-White a, całkowita przepustowość kanału (100%), tj. przy całkowitym wypełnieniu przekroju (100%), osiągana jest już przy względnym wypełnieniu h/d = 0,827 - w kanałach o przekroju kołowym bądź h/h = 0,867 - w kanałach jajowych, czy też h/h = 0,807 - w kanałach dzwonowych (gdzie: H oznacza wysokość przekroju kanału, proporcjonalną do jego szerokości B) wg rys Promień hydrauliczny osiąga wówczas (prawie) maksymalne wartości, a warunki przepływu odpowiadają panującym w kanałach otwartych. Krzywe sprawności hydraulicznej kanałów interpretuje się więc tylko do wymienionych wyżej względnych wypełnień [2, 64]. 107

108 KANALIZACJA I Kanały grawitacyjne należy dobierać na przepływ ze swobodnym zwierciadłem, również ze względu na niebezpieczeństwo samoistnego zapowietrzania się strumienia i niestabilne warunki przepływu przy całkowitych wypełnieniach (powstawać mogą wówczas poduszki powietrzne na załamaniach spadków odcinków kanałów). Rys Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju jajowym (oznaczono: Q/Q 0 Q n /Q oraz V/V 0 n /) Rys Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju dzwonowym (oznaczono: Q/Q 0 Q n /Q oraz V/V 0 n /) Wymiarowany przekrój kanału powinno dobierać się tak, aby teoretyczna jego przepustowość całkowita Q (przy danym spadku dna) była zawsze większa od strumienia obliczeniowego. 108

109 KANALIZACJA I Wg zasad wypracowanych w Niemczech (ATV A-118 z 1999:2006), w wypadku kanałów deszczowych bądź ogólnospławnych, zaleca się dobierać następny większy przekrój, jeżeli strumień obliczeniowy przekracza 90% przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju przy danym spadku dna (i). Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałów na względne wypełnienia: h/d 0,75 - w wypadku kanałów o przekroju kołowym, bądź h/h 0,79 w przypadku kanałów jajowych, czy też h/h 0,72 w przypadku kanałów dzwonowych (rys. 9.7, 9.8 i 9.9). W praktyce inżynierskiej występują najczęściej dwa typy zadań hydraulicznych: dobór wymiaru - przekroju poprzecznego kanału (kołowego, o średnicy D lub innego, o wysokości przekroju H) dla danego strumienia przepływu (Q n ) i spadku dna (i) z określeniem wypełnienia normalnego h n (Q n ) oraz średniej prędkości przepływu n (Q n ), obliczenie przepustowości (Q lub Q n ) kanału o danym spadku dna (i). Do wymiarowania kanałów ściekowych, deszczowych i ogólnospławnych, stosowany był powszechnie wzór Manninga (9.9), w którym współczynnik szorstkości kanału przyjmowany jest najczęściej w stałej wartości n = 0,013 m 1/3 /s (ogólnie: n [0,010; 0,016] s/m 1/3, czemu odpowiada w przybliżeniu k [0,25; 5,0] mm wg [2]). W celu ułatwienia doboru przekrojów kanałów sporządzone zostały wykresy i nomogramy do wzoru Manninga, przedstawiające graficznie zależności pomiędzy parametrami: konstrukcyjnymi, takimi jak: średnica (przekrój) kanału, spadek dna, szorstkość a hydraulicznymi, takimi jak: wypełnienie, prędkość i strumień przepływu. Najczęściej stosowane były dwa rodzaje pomocy graficznych, a mianowicie: nomogramy drabinkowe, przedstawiające zależności: D, Q,, i dla kanałów całkowicie wypełnionych, które wymagały dodatkowo posługiwania się wykresami sprawności hydraulicznej przekrojów kanałów, przy niecałkowitym wypełnieniu, nomogramy logarytmiczne (scalone), opracowane dla różnych przekrojów kanałów niecałkowicie wypełnionych (dla n = constans). Przykład obliczeniowy z zastosowaniem nomogramu drabinkowego i krzywych sprawności przekroju kołowego (wg rys i 9.11). Należy dobrać średnicę kanału (ściekowego) dla obliczeniowego strumienia przepływu Q n = 15 dm 3 /s i spadku dna i =

110 KANALIZACJA I Rys Przykład nomogramu drabinkowego do doboru kanałów kołowych (oznaczono: Q c Q oraz V c ) Tok postępowania: 1/. Prowadzimy prostą (1) przechodząca przez punkty i = 5 oraz Q = 15 dm 3 /s (rys. 9.10). Dobieramy pierwszą większą (katalogową) średnicę, tj. D = 0,20 m. Przez punkty D = 0,2 m oraz i = 5 prowadzimy prostą (2) i odczytujemy strumień przepływu przy całkowitym wypełnieniu Q = 22 dm 3 /s oraz prędkość przy całkowitym wypełnieniu = 0,80 m/s. 2/. Następnie korzystamy z krzywej sprawności hydraulicznej przekroju kołowego, przedstawiającej zależność pomiędzy względnym wypełnieniem kanału (h/d) a względnym strumieniem przepływu (η Q ) - wyrażonych w % (rys. 9.11). Krzywa ta umożliwia ustalenie wartości względnego wypełnienia przekroju kanału i względnej prędkości przepływu (dla odczytanych z nomogramu drabinkowego, parametrów hydraulicznych całkowicie wypełnionego kanału, tj. strumienia Q i prędkości ). η Q = Q/Q c η = / c Rys Idea korzystania z wykresu sprawności hydraulicznej przekroju kołowego (oznaczono: Q/Q C Q n /Q oraz v/v C n /) Dla ustalonej z nomogramu drabinkowego (rys. 9.10) wartości strumienia przy całkowitym wypełnieniu: Q = 22 dm 3 /s obliczamy wartość funkcji sprawności przepływu η Q = 15/22 = 0, %. Następnie, z krzywej sprawności (rys. 9.11) dla η Q = 68% odczytujemy: po lewej stronie: h/d = 61 % = 0,61, po prawej stronie: η υ = 108 % = 1,

111 KANALIZACJA I Stąd wypełnienie (normalne) w dobranym kanale wyniesie: h n = 0,61 D = 0,61 0,2 = 0,12 m, a prędkość przepływu: n = η = 1,08 0,80 = 0,86 m/s. Dla innych (niż kołowy) przekrojów poprzecznych kanałów, np. jajowych, jajowych podwyższonych, gruszkowych czy dzwonowych, korzystamy z właściwych nomogramów drabinkowych i krzywych sprawności danego przekroju kanału. Tok postępowania przy wykorzystaniu nomogramów scalonych - logarytmicznych, opracowanych dla różnych (typowych) przekrojów kanałów, przedstawiono na rysunku Rys Idea korzystania z nomogramu logarytmicznego do doboru kanałów kołowych (wg wzoru Manninga) Przykłady obliczeniowe - z zastosowaniem nomogramów scalonych. 1). Dla danych: Q n = 20 dm 3 /s oraz i = 4,0 należy dobrać kanał (deszczowy) o przekroju kołowym dla n = 0,013 s/m 1/3. Wychodząc od strumienia Q n = 20 dm 3 /s - wg rys. 9.12: po prawej stronie nomogramu - dobrano średnicę D = 0,25 m i odczytano wypełnienie h = h n = 0,13 m, a następnie po lewej stronie nomogramu - dla D = 0,25 m i h n = 0,13 m odczytano prędkość przepływu n = 0,80 m/s. 2). Dla danych: Q n = 400 dm 3 /s oraz i = 2,0 należy dobrać kanał (ogólnospławny) o przekroju jajowym dla n = 0,013 s/m 1/3. Z nomogramu scalonego podanego na rys dobrano kanał jajowy J0,6 x 0,9 m i odczytano wypełnienie h = h n = 0,70 m (h/h = 0,78 < 0,79 - dla 90% przepustowości Q, wg rys. 9.8) oraz ustalono n = 1,2 m/s (dokładny wynik obliczeń h n i n uzyskamy tylko po zastosowaniu wzorów analitycznych). 111

112 KANALIZACJA I Rys Przykładowy nomogram logarytmiczny do wzoru Manninga do doboru kanałów grawitacyjnych o przekroju jajowym (dla n = 0,013 m 1/3 /s) 9.4. ZALECANE SPADKI DNA KANAŁÓW GRAWITACYJNYCH W systemach kanalizacyjnych, spadek dna (i) kanałów grawitacyjnych powinien zawierać się w granicach: i min i i max, (9.55) zależnie od wymiaru (średnicy D) kanału i spadku terenu. Spadek mniejszy od minimalnego (i min - dla danej średnicy), w efekcie zbyt małych prędkości przepływu ścieków, prowadziłyby do odkładania się osadów i w efekcie do zamulenia kanału. Spadek większy od maksymalnego (i max - dla danej średnicy) prowadziłyby do niszczenia kanałów - wskutek erozji, powodowanej głównie zawiesiną mineralną przy znacznych prędkościach przepływu. Powszechnie w literaturze zalecana jest formuła Imhoffa na spadek minimalny (i min ): 1 imin (9.56) D gdzie: i min - w promilach, gdy wymiar średnicy D wyrażony jest w metrach lub i min - w ułamku, gdy D w mm (w przypadku kanałów o przekroju jajowym za D do formuły (9.56) należy przyjmować szerokość przekroju w tzw. pachach). 112

113 KANALIZACJA I Według badań Suligowskiego [219], formuła (9.56) może być stosowana dla względnych wypełnień kanałów większych od 30% (h/d > 0,3), co zostanie również wykazane w pracy. Historycznie, w wytycznych technicznych projektowania (WTP) miejskich sieci kanalizacyjnych z 1965 roku [242], sformułowano zasadę zachowania minimalnej prędkości ( min ) przepływu ścieków przy całkowitym wypełnieniu kanałów, jako warunku ich samooczyszczania się, odpowiednio: w systemie kanalizacji rozdzielczej, tj. w kanałach bytowo-gospodarczych, przemysłowych oraz deszczowych: min = 0,8 m/s, w systemie kanalizacji ogólnospławnej: min = 1,0 m/s. Wychodząc z powyższych założeń i stosując np. wzór Manninga (9.9) dla n = 0,013 s/m 1/3 możliwie było ustalenie wartości minimalnych spadków dna kanałów ze względu na samooczyszczanie, podanych w tabeli 9.4 dla przykładowych średnic. Wyższe wartości spadków minimalnych, względem obliczonych z formuły 1/D, wyboldowano. Tab Obliczone z formuły 1/D i z wzoru Manninga (dla n = 0,013 s/m 1/3 i min ) minimalne spadki dna kanałów grawitacyjnych Minimalne spadki dna kanałów i min Średnica Obliczone z Obliczone z wzoru Lp. kanału formuły Manninga dla prędkości: D 1/D min = 0,8 m/s min = 1,0 m/s - m 1 0,20 5,0 5,87 9,18 2 0,25 4,0 4,36 6,81 3 0,30 3,33 (3,0*) 3,42 5,34 4 0,40 2,5 2,33 3,64 5 0,50 2,0 1,73 2,70 6 0,60 1,67 1,36 2,12 7 0,80 1,25 0,92 1,45 8 1,00 1,00 0,69 1,07 9 1,50 0,67 (0,5*) 0,40 0, ,00 0,5 0,27 0,43 (*) - stosowane w praktyce Maksymalne spadki (i max ) dna kanałów określano (wg WTP) w podobny sposób, tj. przy całkowitym wypełnieniu, prędkość przepływu ścieków nie powinna przekraczać wartości: max = 3,0 m/s - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur betonowych i ceramicznych, max = 5,0 m/s - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur żelbetowych i żeliwnych, max = 7,0 m/s - w kanałach deszczowych i ogólnospławnych, niezależnie od materiału kanałów, jako że kanały takie przy znacznym wypełnieniu działają okresowo, w porównaniu z kanałami bytowo-gospodarczymi i przemysłowymi. 113

114 KANALIZACJA I W pracy [243] z 1983 roku zalecono ograniczenie maksymalnych prędkości przepływu ścieków, niezależnie od materiałów rur, do: max = 3,0 m/s - w kanałach ściekowych i ogólnospławnych, max = 5,0 m/s - w kanałach deszczowych i burzowych, co jest racjonalne, ze względu na trwałość - długowieczność bezawaryjnego działania kanalizacji. W tabeli 9.5 podano obliczone z wzoru Manninga (9.9) dla n = 0,013 s/m 1/3 wartości maksymalnych spadków dna kanałów dla prędkości max przy całkowitym wypełnieniu. Tabela 9.5. Obliczone z wzoru Manninga (9.9) dla n = 0,013 s/m 1/3 maksymalne spadki dna kanałów grawitacyjnych Lp. Średnica kanału Maksymalne spadki dna kanałów i max z wzoru Manninga, dla prędkości: D max = 3 m/s max = 5 m/s max = 7 m/s - m 1 0,20 82,8 230,0 450,8 2 0,25 60,3 167,5 328,3 3 0,30 47,7 132,5 259,7 4 0,40 32,4 90,0 176,4 5 0,50 24,3 67,5 132,3 6 0,60 18,9 52,5 102,9 7 0,80 13,5 37,5 73,5 8 1,00 9,9 27,5 53,9 9 1,50 5,6 15,6 30,6 10 2,00 3,8 10,6 20,9 Grawitacyjne przewody i kanały transportujące ścieki, tj. mieszaniny ciał stałych i cieczy, powinny być układane z takim spadkiem, aby możliwy był zarówno transport zanieczyszczeń zawartych w ściekach, w tym wleczonych przy dnie, jak i rozmywanie już odłożonych (przy mniejszych strumieniach przepływu) złogów i osadów. Z punktu widzenia hydromechaniki, transport zanieczyszczeń można zapewnić, jeżeli opór tarcia wyrażony stycznymi naprężeniami ścinającymi ( ), pomiędzy ścianką rury a ściekami, będzie większy od min. Przyjmując minimalne naprężenia ścinające w wysokości: min 2, 0 Pa - dla kanałów bytowo-gospodarczych i przemysłowych, min 1, 5 Pa - dla kanałów deszczowych, przy czym: R i - dla małych kątów α pochylenia kanałów (wówczas i sinα). W h Rh przypadku przekroju kołowego otrzymamy: D Rhn i (9.57) 4 Rh gdzie: - naprężenia ścinające, Pa, - ciężar właściwy ścieków, N/m 3, D - średnica wewnętrzna przewodu (kanału), m, 114

115 KANALIZACJA I R hn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu kanału (normalnym h n ), m, R h - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu kanału (R h = D/4), m, i - spadek dna, ułamek. Stąd ogólnie i min Rh 1 4 min, (9.58) g R D hn a dla kanałów bytowo-gospodarczych (dla min 2, 0 Pa) i min 3 Rh 1 0,816 10, (9.59) R D hn i dla kanałów deszczowych (dla min 1, 5 Pa) i min 3 Rh 1 0, (9.60) R D hn Przykłady obliczeniowe: Dla kanału o średnicy D = 0,3 m z formuły (9.56) spadek minimalny wynosi i min = 1/0,3 = 3,33 (w praktyce przyjmowany jako 3 ). Z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (9.59) otrzymamy dla kanału bytowo-gospodarczego o D = 0,3 m, dla wypełnień względnych: h/d = 10% (R h /R hn = 3,936) - i min = 0,0107 = 10,7 h/d = 20% (R h /R hn = 2,073) - i min = 0,00564 = 5,64 h/d = 30% (R h /R hn = 1,462) - i min = 0,00398 = 3,98 h/d = 40% (R h /R hn = 1,167) - i min = 0,00317 = 3,17 h/d = 50% (R h /R hn = 1,000) - i min = 0,00272 = 2,72 h/d = 75% (R h /R hn = 0,829) - i min = 0,00225 = 2,25 h/d = 100% (R h /R hn = 1,000) - i min = 0,00272 = 2,72 Podobnie, z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (9.60) dla kanału deszczowego o średnicy D = 0,3 m otrzymamy, dla: h/d = 10% (R h /R hn = 3,936) - i min = 0,00803 = 8,03 h/d = 20% (R h /R hn = 2,073) - i min = 0,00423 = 4,23 h/d = 30% (R h /R hn = 1,462) - i min = 0,00298 = 2,98 h/d = 40% (R h /R hn = 1,167) - i min = 0,00238 = 2,38 h/d = 50% (R h /R hn = 1,000) - i min = 0,00204 = 2,04 h/d = 75% (R h /R hn = 0,829) - i min = 0,00170 = 1,70 h/d = 100% (R h /R hn = 1,000) - i min = 0,00204 = 2,04 Tak wyliczane spadki (i min ) spełniają kryterium hydromechaniczne samooczyszczania się kanałów, ważne zwłaszcza dla małych wypełnień (i średnic) kanałów, tj. dla małych strumieni objętości. 115

116 KANALIZACJA I Minimalne spadki kanałów są wówczas znacznie większe od wyliczanych z formuły 1/D, czy też z warunku min = 0,8 m/s (przewyższenia dla D = 0,3 m wyboldowano). Wykazał to Suligowski [219] dla innych średnic kanałów. Formuła (9.56) ma więc praktyczne zastosowanie dla względnych wypełnień kanałów większych od 30%. Dla względnych wypełnień kanałów h/d > 0,3 spadki i min wg kryterium hydromechanicznego są nieco mniejsze niż stosowane i min = 1/D - dla kanałów całkowicie wypełnionych. Według badań Dąbrowskiego [40], uwzględniając nierównomierność godzinową strumienia ścieków, w wymiarowaniu kanałów bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy przyjmować min 2, 5Pa - dla średnic 0,20 i 0,25 m oraz min 2, 2 Pa - dla średnic 0,30, 0,35, 0,40 i 0,50 m. Przyjmowane dotychczas naprężenia minimalne min 2, 0 Pa są właściwe dla średnic 0,60 m. Dla kanałów bytowo-gospodarczych, przyjmując min 2, 2 Pa, otrzymamy: i min 3 Rh 1 0,897 10, (9.61) R D hn wówczas dla przykładowej średnicy D = 0,3 m minimalne wartości spadków wyniosą już: h/d = 10% (R h /R hn = 3,936) - i min = 0,0118 = 11,8 h/d = 20% (R h /R hn = 2,073) - i min = 0,00620 = 6,20 h/d = 30% (R h /R hn = 1,462) - i min = 0,00437 = 4,37 h/d = 40% (R h /R hn = 1,167) - i min = 0,00349 = 3,49 h/d = 50% (R h /R hn = 1,000) - i min = 0,00299 = 2,99 h/d = 75% (R h /R hn = 0,829) - i min = 0,00248 = 2,48 h/d = 100% (R h /R hn = 1,000) - i min = 0,00299 = 2,99 Na tym tle, zalecone w pracy [243] minimalne spadki dna kanałów ściekowych dla jednostek osadniczych o liczbie mieszkańców 1000: i min = 10 wydają się uzasadnione. Przytoczone przykłady podkreślają wagę i znaczenie obliczeń sprawności hydraulicznej kanałów do prawidłowego funkcjonowania sieci i zarazem uzasadniają konieczność ich wykonywania już na etapie koncepcji programowo-przestrzennej (KPP) czy też w projektach budowlano-wykonawczych (PB i PBW). Co jest jednak najczęściej pomijane. Projektanci dobierają często świadomie większe średnice kanałów, dążąc za wszelką cenę do wypłycenia kanalizacji, co jest błędnym i drogim w eksploatacji rozwiązaniem. 116

117 KANALIZACJA I 9.5. STOSOWANE PRZEKROJE KANAŁÓW GRAWITACYJNYCH Wybór kształtu przekroju poprzecznego kanałów zależy od: warunków hydraulicznych, tj. strumienia i nierównomierności przepływu ścieków (w dobie) oraz wymaganych prędkości samooczyszczania, warunków statycznych zabudowy kanału: o zagłębienia dna, o przykrycia wierzchu rury (sklepienia), rodzaju materiału i sposobu wykorzystania kanału, w tym dostosowania do pokonania przeszkód terenowych, uniknięcia kolizji itp. Najczęściej stosowane są przekroje kołowe, praktycznie we wszystkich systemach kanalizacyjnych. Pod względem statycznym przekrój ten jest właściwy zarówno dla małych, jak i znacznych zagłębień kanału. Łatwy w prefabrykacji, w montażu i budowie, ze względu na pełną symetrię przekroju (w przypadku braku tzw. stopki). Polska norma PN-71/B [172] zalecała do stosowania pięć podstawowych kształtów przekroi poprzecznych kanałów. W Niemczech obowiązują obecnie znormalizowane kształty i wymiary tylko dla trzech rodzajów przekroi kanałów (kołowego, jajowego i dzwonowego [2]). 1/. Kanały kołowe o średnicach wewnętrznych d D = h = b (w metrach) - oznaczone jako K: K 0,15; 0,20; 0,25; 0,30; 0,40; 0,50; 0,60; 0,80; 1,0; 1,2; 1,4; 1,6; 1,8; 2,0 m i większe o wielokrotności 0,5 m, tj. np.: K 2,5; 3,0; 3,5; 4,0 m. Rys Geometria kanałów kołowych (K) Przekroje kołowe są powszechnie stosowane w kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej, deszczowej oraz ogólnospławnej, przy czym w kanalizacji ogólnospławnej najczęściej do wymiaru K 0,5 m. 117

118 KANALIZACJA I 2/. Kanały jajowe o wymiarach: szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h =1,5b), oznaczone jako J: J 0,6 x 0,9 m; 0,7 x 1,05 m; 0,8 x 1.2 m; 1,0 x 1,5 m; 1,2 x 1,8 m. Rys Geometria kanałów jajowych (J) Przekroje jajowe kanałów były powszechnie stosowane w kanalizacji ogólnospławnej (powyżej K0,5 m) do wymiaru J1,2 x 1,8 m. Powyżej tego wymiaru należało stosować przekroje złożone - z kinetami na ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe (Z porównania sprawności hydraulicznej kanału kołowego o średnicy D z jajowym o przekroju D x 1,5D wynika, że przy całkowitym wypełnieniu: Q (J) = 1,61Q (K) oraz (J) = 1,10 (K) ). 3/. Kanały jajowe podwyższone o wymiarach: szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h =1,75b), oznaczone jako JP: JP 0,6 x 1,05 m; 0,7 x 1,225 m; 0,8 x 1,40 m; 1,0 x 1,75 m; 1,2 x 2,10 m. Rys Geometria kanałów jajowych podwyższonych (JP) 4/. Kanały gruszkowe o wymiarach: szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h =1,25b), oznaczone jako GR: GR 1,4 x 1,75 m; 1,6 x 2,0 m; 1,8 x 2,25 m; 2,0 x 2,5 m i większe o wielokrotności 0,5 m. 118

119 KANALIZACJA I Rys Geometria kanałów gruszkowych (GR) 5/. Kanały dzwonowe o wymiarach: szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h =0,85b), oznaczone jako DZ: DZ 1,4 x 1,19 m; 1,6 x 1,36 m; 1,8 x 1,53 m; 2,0 x 1,70 m i większe o wielokrotności 0,5 m. Rys Geometria kanałów dzwonowych (DZ) Kanały dzwonowe, ze względu na małą wysokość przekroju h < b, znajdują zastosowanie wszędzie tam, gdzie nie ma wystarczającej wysokości bądź przykrycia terenem, czy też przy występujących kolizjach z istniejącym uzbrojeniem. Geometria sklepienia kanałów DZ - jak kanałów GR. Poza normowe - nietypowe przekroje kanałów Odstępstwa geometrii kanałów od zdezaktualizowanej obecnie normy (branżowej) budowlanej PN-71/B wymagały zgody Polskiego Komitetu Normalizacji (PKN) na ich produkcję i stosowanie. Obecnie, zgodnie z Ustawą z 12 września 2002 r. o normalizacji (DZ. U. Nr 169, poz. 1386) stosowanie Polskich Norm jest dobrowolne (nie tworzy się też norm branżowych - B). Jednak pewna unifikacja geometrii kanałów (nie tylko betonowych) jest nadal potrzebna, ze względów praktycznych - eksploatacyjnych (napraw, konserwacji czy przyszłościowej wymiany). Przykładem może być tutaj norma PN-EN 1916:2005. (Odniesienie do problemów prawnych jest omówione w rozdziale 10.8 w [102]). 119

120 KANALIZACJA I Do budowy nowych czy modernizacji istniejących systemów kanalizacyjnych dopuszczalne jest obecnie stosowanie innych, w tym nietypowych, kształtów i wymiarów przekroi poprzecznych kanałów, podanych dla przykładu na rysunkach Przekrój eliptyczny: Rys Geometria kanałów eliptycznych (h = 0,67b) Przekrój kołowo-trójkątny: Rys Geometria kanałów kołowo-trójkątnych Przekrój prostokątny: Rys Geometria kanałów prostokątnych Przekrój pięciokątny ( fünfeck, wg [64]): Rys Geometria kanałów pięciokątnych 120

121 KANALIZACJA I Przekrój kołowy z kinetą ściekową ( Lindley a ): Rys Geometria kanałów kołowych z kinetą Nietypowe, w tym złożone przekroje kanałów (opisane m.in. w pracach [2, 40, 130, 150]), nie mają na ogół opracowanych charakterystyk przepływu - h = f(q), należy je wówczas wyznaczyć doświadczalnie lub analitycznie, opierając się na podanych już równaniach ruchu, np.: Q A oraz 1 2 / 3 1/ 2 R i h, przy R h A/ U n Rys Przykładowa charakterystyka przepływu h = f(q) złożonego przekroju kanału 9.6. PRZEPEŁNIANIE SIĘ KANAŁÓW GRAWITACYJNYCH Przepełnianie się kanałów grawitacyjnych i praca pod ciśnieniem jest problemem eksploatacyjnym, zwłaszcza w systemach kanalizacji deszczowej bądź ogólnospławnej, podczas występowania deszczu o rzadszej powtarzalności niż częstość (C) przyjęta do zwymiarowania kanałów. Wówczas kanały zaczynają działać z większym niż projektowane wypełnienie (dla strumienia Q(C)), następnie z całkowitym, i w końcu pod ciśnieniem (przy Q max ). Spadek linii ciśnienia (J = J max ) będzie wówczas większy od spadku dna kanału (i k ). Wynika to wprost z analizy postaci np. wzoru Manninga (9.9) w połączeniu z równaniem ciągłości ruchu. 1 2 / 3 1/ 2 Qmax A Rh J max (9.62) n gdzie: A - powierzchnia przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu, m 2, 121

122 KANALIZACJA I R h - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu, m. J - spadek linii ciśnienia (energii), -. Rys Przebieg linii ciśnienia (i l.c.max J max ) wzdłuż trasy kanału grawitacyjnego o spadku dna i k - podczas działania pod ciśnieniem; skreślenia oznaczają nieaktywność parametrów ruchu (Q n i h n ) Prowadzić to może w efekcie do wylewania się ścieków z kanałów w tzw. punktach krytycznych sieci, tj. w najniżej położonych wpustach ulicznych, podwórzowych czy piwnicznych, czy też studzienkach kanalizacyjnych. Maksymalny spadek linii ciśnienia J max jest ograniczony przez punkt krytyczny - przecięcie się linii ciśnienia z powierzchnią terenu, wg rysunku Wartości spadku J max odpowiada maksymalny strumień przepływu Q max, zgodnie z wzorem (9.62). Większy strumień deszczu niż Q max nie zmieści się już w kanale, pozostanie więc na powierzchni terenu jako nieodebrany - rozlewając się po powierzchni i niewiele podnosząc spiętrzone w kanale (studzience) zwierciadło ścieków. Stąd na podstawie (9.62) możemy napisać: Qmax a J max, (9.63) przy czym 1 2 / 3 a A Rh const n oraz H min H J max idem - wg rys l Strumień objętości ścieków (Q) przy całkowitym wypełnieniu kanału o spadku dna i k, wynosi: Q a (9.64) i k przy czym i k = l H - wg rys. 9.25, a stąd stosunek strumieni: Q max Q a J a i max k H min H H H H min 1 (9.65) Oznaczając: H H min Qmax s, otrzymamy s 1, a stąd Q max Q s 1, a więc: Q 122

123 KANALIZACJA I Q max > Q, ponieważ s 1 > 1. Wynika stąd, że strumień Q max ograniczony jest zagłębieniem kanału H min - w punkcie krytycznym (rys. 9.25). Im większa będzie wartość H min, tym większa jest wartość s 1 i tym większy będzie strumień Q max. Z powyższej analizy wynika, że każdy kanał (kolektor) ma w sobie pewną rezerwę przepustowości, która jest wykorzystywana w przypadku pojawienia się większego strumienia przepływu niż obliczeniowy - przyjęty do wymiarowania kanału Q(C), a spowodowany deszczem o mniejszym prawdopodobieństwie wystąpienia. Jednak po przeanalizowaniu oddziaływania spiętrzonych ścieków w kolektorze na warunki odbioru ścieków w kanałach bocznych (zbieraczach), powyższy wniosek nie musi odnosić się do całej sieci. Praca kolektorów kanalizacyjnych pod ciśnieniem powoduje wzrost ich przepustowości, ale jednocześnie wywołuje podtapianie kanałów bocznych (zbierających również ścieki opadowe), mogąc przyczynić się z kolei do obniżenia ich przepustowości hydraulicznej. Na rysunku 9.26 przedstawiono trzy przypadki spadków linii ciśnienia w kanałach bocznych, wymuszone przez różne poziomy cieczy w kolektorze (analogia do naczyń połączonych). Rys Trzy przypadki wpływu wysokości ciśnienia w kolektorze na działanie kanałów bocznych o spadku dna i k (b) 1. Przypadek - przepływ w kolektorze ze swobodnym zwierciadłem: - dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym i l.c. J b = J bmax > i k(b) wówczas strumień objętości Q bmax > Q b (C); 2. Przypadek - przepływ w kolektorze pod ciśnieniem: - dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym J b = i k(b) wówczas strumień objętości Q b = Q b (C); 3. Przypadek - przepływ w kolektorze pod znacznym ciśnieniem: - dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym J b < i k(b) wówczas strumień objętości Q b < Q b (C); 123

124 KANALIZACJA I Z rysunku 9.26 wynika, że kolektor podtopiony do poziomu w 3-cim rozważanym przypadku wywoła spadek linii ciśnienia J b w kanale bocznym (b) mniejszy od spadku dna kanału bocznego i k(b) i wówczas strumień przepływu pod ciśnieniem Q b w tym kanale będzie mniejszy niż jego strumień obliczeniowy Q b (C). Wystąpi więc dławienie przepływu i spadek przepustowości kanału bocznego - brak odbioru ścieków w studzience na jego początku. Przy różnicach rzędnych studzienek, ścieki mogą nawet wylewać się z kolektora na powierzchnię terenu, poprzez kanał boczny. Chcąc ograniczyć niekorzystne skutki wynikające z takich przypadków, sformułowano w Polsce jako zasadę już nieaktualną [18, 243] iż: kolektory powinny być wymiarowane na większy strumień przepływu, tj. na większą wartość częstości obliczeniowej deszczu C: np. C = 2 lata - dla kanalizacji deszczowej oraz C = 5 lat w kanalizacji ogólnospławnej (w płaskim terenie - tab. 7.1), a kanały boczne (zbieracze) na mniejszy strumień, tj. na mniejszą wartość częstości deszczu np. C = 1 rok - dla kanalizacji deszczowej oraz C = 2 lata - w kanalizacji ogólnospławnej (w przypadku płaskiego terenu - tab. 7.1). Powyższą zasadę uzasadniano ekonomicznie: otóż koszt jednostkowy budowy kolektorów jest znacznie większy, ale dotyczy mniejszej ich długości w sieci, w porównaniu z kosztem budowy kanałów bocznych, o zdecydowanie większej długości w sieci kanalizacyjnej. Zasada ta, straciła swą aktualność w świetle normy PN - EN 752:2008 [182] - ujednolicenia częstości deszczy dla kolektora i kanałów bocznych. Zasięg cofki piętrzącej (l c ) w kanale o niecałkowitym wypełnieniu obliczyć można rozwiązując równanie różniczkowe ustalonego, nierównomiernego ruchu cieczy (tab. 9.1), z którego wynika spadek dh/dl, czyli kształt zwierciadła ścieków na długości (l) kanału: dh dl i J i J (9.66) Fr Q b 1 3 ga gdzie: h - (zmienne) wypełnienie w kanale, zależne od długości l (w zasięgu cofki piętrzącej zmienia się od h = h n do h = h sp - wg rys. 9.27), m, i - spadek dna kanału (równy spadkowi zwierciadła ścieków i spadkowi linii energii w ruchu równomiernym, przy wypełnieniu normalnym h n ), -, J (n) - (zmienny) spadek linii energii w ruchu nierównomiernym (spowodowany stratami tarcia), -, Fr - liczba Froude a, -, b - szerokość zwierciadła cieczy w kanale, m. 124

125 KANALIZACJA I Rys Schemat do obliczeń zasięgu cofki piętrzącej w kanale Zasięg cofki piętrzącej obliczyć też można w przybliżony sposób, stosując uproszczone wzory na zasięg l c (stosowane w budownictwie wodnym - dla rzek), postaci: l c hn h, (9.67) i lub dla małych spiętrzeń (Δh), z dużym przybliżeniem: h l c 2 (9.68) i 125

126 KANALIZACJA I 10. PROJEKTOWANIE, BUDOWA I EKSPLOATACJA SIECI KANALIZACYJNYCH PROJEKTOWANIE TRAS KANAŁÓW SYTUOWANIE KANAŁÓW W PLANIE Położenie sytuacyjne osi przewodów kanalizacyjnych (podobnie jak wodociągowych, ciepłowniczych, gazowych, itp.) powinno być równoległe względem: osi ulic (krawężników, chodników), linii rozgraniczających zabudowy, istniejącego zbrojenia podziemnego. W szerokich ciągach komunikacyjnych (pieszo-jezdnych) o szerokości przekraczającej 30 m i obustronnej zabudowie, należy projektować dwa równoległe kanały bytowogospodarcze. Liczba i układ kanałów deszczowych zależy od warunków miejscowych. Uzyskamy wówczas ciągi kanałów o stosunkowo płytkim posadowieniu, o mniejszych średnicach i mniejszych kosztach budowy (mniej kolizji z istniejącym uzbrojeniem). Wymagane odległości projektowanych kanałów od istniejącego uzbrojenia podziemnego i nadziemnego terenu regulowane są odpowiednimi przepisami miejscowymi, np. powiatowymi czy wojewódzkimi, ustalanymi w Zespołach Uzgadniania Dokumentacji Projektowych (ZUDP). Przykładowo, we Wrocławiu minimalna odległość zewnętrznego obrysu kanału od: krawężnika - wynosi 2,0 m (wg [230]: 1,2 m) budynku mieszkalnego 5,0 m (wg [230]: 4,0 m) torów kolejowych 5,0 m (wg [230]: od skrajnej szyny torowiska) autostrad 5,0 m drzew, krzewów 1,0 m (wg [230]: 2,0 m) drenażu podziemnego 2,0 m przewodu ciepłowniczego 3,0 m (wg [230]: 1,2 1,4 m w zależności od średnicy) przewodu wodociągowego 2,0 m (wg [230]: 1,2 1,7 m w zależności od średnicy) kabli energetycznych i telekomunikacyjnych 2,0 m Zmiany kierunków tras kanałów Kanały nieprzełazowe - o wysokości przekroju H = D < 1,0 m należy układać odcinkami prostymi pomiędzy studzienkami inspekcyjnymi (rewizyjnymi). Każda zmiana kierunku trasy musi odbywać się więc w studzience (rys. 10.1): 126

127 KANALIZACJA I Rys Trasowanie kanałów o wysokościach h = D < 1,0 m w łukach dróg Kanały przełazowe - o wysokości przekroju H = D 1,0 m (dawniej o H 1,4 m, a dla H [1,0; 1,4] m - tzw. półprzełazowe) można budować w łukach - o łagodnych krzywiznach o promieniach (R), przy czym: R min 5b, gdzie b = D - szerokość kanału w tzw. pachach, oraz R min 5,0 m. Rys Trasowanie kanałów o wysokościach przekroju H = D 1,0 m w łukach dróg Na początku i końcu łuku właściwe jest lokalizowanie studzienek rewizyjnych, aby umożliwić wejście i czyszczenie takiego odcinka (niewidoczny przelot kanału). Łączenie kanałów Łączenie tras kanałów powinno odbywać się w studzienkach tzw. połączeniowych, pod kątem 90 do kierunku przepływu ścieków (rys. 10.3): Rys Sposób łączenia kanałów dla tras pod kątem

128 KANALIZACJA I Gdy z układu tras łączonych kanałów wychodzi kąt ostry: 90 należy zastosować dodatkową studzienkę rewizyjną (rys 10.4): Rys Sposób łączenia kanałów dla tras pod kątem 90 Kanały nieprzełazowe (H < 1,0 m) łączymy w studzienkach połączeniowych (o przekroju kołowym), a kanały przełazowe (H 1,0 m) w komorach połączeniowych (najczęściej o przekroju wieloboku): A) B) Rys Sposób łączenia kanałów: A) nieprzełazowych - w studzienkach połączeniowych (St.P. - kołowa) B) przełazowych - w komorach połączeniowych (K.P. - wielobok foremny) WYSOKOŚCIOWE SYTUOWANIE KANAŁÓW Ogólną zasadą jest prowadzenie - układanie kanałów możliwie jak najpłycej względem powierzchni terenu (najmniejsze koszty budowy wykopów). Jednakże zagłębienie kanału determinowane jest przez: wymagane, minimalne zagłębienie kanału Z min, umożliwiające grawitacyjny dopływ ścieków tzw. przykanalikami (o spadkach minimalnych dna 15 dla D = 0,15 m oraz 10 dla D = 0,20 m) z budynków, wpustów ulicznych, podwórzowych, itp., strefę przemarzania gruntu H z, stąd wynika minimalne przykrycie H min H z, spadki i ukształtowanie terenu po trasie kanału, inne czynniki, jak np. kolizje z istniejącym uzbrojeniem podziemnym (rys. 10.6). 128

129 KANALIZACJA I Rys Przykładowy profil kanału grawitacyjnego Rys Podział Polski na strefy głębokości przemarzania gruntu (H Z ) wg PN-81/B Ogólnie, o niezbędnym przegłębieniu kanałów ulicznych decydują najczęściej tzw. punkty krytyczne sieci, tj. najniżej zlokalizowane wpusty uliczne lub podwórzowe czy też piwniczne (z których najczęściej występują wylania z kanalizacji). Należy przy tym zwrócić uwagę na konieczność przestrzegania warunków wytrzymałościowych odnośnie stosowanych rur kanalizacyjnych i warunków ich zabudowy - montażu (wynikających z obciążeń statycznych naziomem gruntu oraz obciążeń dynamicznych z ruchu pojazdów [18, 150]). Minimalne zagłębienia przykanalików i kanałów Z min Minimalne przykrycie gruntem przykanalika (H min H z ) wynosi od 0,8 do 1,4 m, w zależności m.in. od strefy przemarzania gruntu (wg rys. 10.7). Zasadniczo przykanaliki i kanały powinny być układane głębiej: H min H z + (0,2 0,4) m. Minimalne zagłębienie przykanalika (Z min ) zależy od średnicy - wysokości przekroju. Dla przykanalika o np. D min = 0,20 m (jak w kanalizacji bytowo-gospodarczej) wówczas Z min(0,2) [1,2;1,8] m - w zależności od strefy przemarzania. 129

130 KANALIZACJA I Gdy zagłębienie kanału na jego trasie jest mniejsze niż Z min wówczas należy go docieplić materiałem o małym współczynniku przewodzenia ciepła np. keramzytem lub nasypem ziemnym Rys Schematy dociepleń kanałów na odcinkach, gdzie H < (H z = H min ) Nasyp ziemny może jednak stanowić przeszkodę komunikacyjną i może też utrudniać spływ wód powierzchniowych czy roztopowych. Maksymalne zagłębienia kanałów Z max Najczęściej przyjmuje się obecnie: Z max 6,0 m p.p.t. (wg WTP z 1965 r.: Z max [6; 8] m p.p.t.). Gdy Z > Z max stosuje się pompownie strefowe lub górnicze metody budowy kanałów, tj. tzw. wiercenia poziome lub przeciski (rys. 10.9). Rys Przykładowe sposoby pokonywania wzniesień na trasie kanału 130

131 KANALIZACJA I Obliczenia niezbędnego zagłębienia kanałów ulicznych W przeciętnych warunkach terenowych miast jako niezbędne (i zarazem minimalne) zagłębienie kanałów ulicznych przyjmuje się na ogół: Z [1,8; 2,3] m p.p.t. - w kanalizacji deszczowej, Z [2,3; 2,8] m p.p.t. - w kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej, Z [2,5; 3,0] m p.p.t. - w kanalizacji ogólnospławnej. Takie zagłębienia kanałów (kolektorów) umożliwiają: prawidłowe podłączenie przykanalików i kanałów bocznych - zbieraczy, nie powodują na ogół kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym terenu, np. z przewodami wodociągowymi Z [1,5; 1,8] m p.p.t., czy ciepłociągami Z [1,2; 1,5] m p.p.t. Szczegółowo, niezbędne zagłębienie kanałów ustalić można na podstawie obliczeń, według poniższych schematów (w zależności od rodzaju kanalizacji). Kanalizacja ściekowa - schemat obliczeniowy (wg rys ) R t R u R t p.p = 0,00 g 1 i Z 2 Z 3 Z 2 1 i 1 p 1 d p1 h = i l 1 1 l 2 l 3 l 1 h Rys Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ściekowego, alternatywnie: wariant z 2 kanałami (o zagłębieniu Z 1 i Z 2 ) i wariant z jednym kanałem (o Z 3 ) Wzór wyjściowy na niezbędne zagłębienie kanałów: Z = g + p + d p + il + h (R t R u ) (10.1) gdzie: g - zagłębienie posadzki piwnicy względem rzędnej terenu przy budynku R t, m p - położenie przykanalika względem fundamentu (p min = 0,5 m dla kamionki i 0,3 m dla żeliwa), m d p - średnica przykanalika (d p min = 0,15 m), m i - spadek dna przykanalika (i min = 15 dla d p = 0,15 m i i min = 10 dla d p = 0,20 m), h - wypełnienie w kanale ulicznym (najczęściej przyjmuje się h = 0,5d), m R u - rzędna osi ulicy (ewentualnie rzędna terenu nad kanałem), m n.p.m., R t - rzędna terenu przy budynku (ewentualnie poziom progu - p.p. = 0,00 m n.p.m.). 131

132 KANALIZACJA I Kanalizacja deszczowa - schemat obliczeniowy (wg rys ) Z = H + d p + il + h (R t R u ) (10.2) Rys Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału deszczowego Kanalizacja ogólnospławna - schemat obliczeniowy (wg rys ) Do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogólnospławnego stosujemy wzory (10.1) lub (10.2). Rys Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogólnospławnego: h - wypełnienie w kanale (do tzw. pach przekroju jajowego), Zp - zamknięcie przeciwcofkowe PROJEKTOWANIE SPADKÓW DNA KANAŁÓW GRAWITACYJNYCH Spadki dna kanałów grawitacyjnych (i k ) powinny być dostosowane do spadku terenu (i t ), ale jednocześnie muszą spełniać warunek hydrauliczny: i kmin i k i kmax - zależnie od średnicy kanału (np. i k min = 1/D - rozdział 9.). Każda zmiana spadku na trasie kanału grawitacyjnego musi rozpoczynać się i kończyć w studzience kanalizacyjnej, podobnie jak i zmiana przekroju kanału czy wysokości dna kanału na odpływie, czy też zmiana trasy kanału - dla średnic < 1,0 m. 132

133 KANALIZACJA I I przypadek, gdy it i k min, tj. gdy spadek terenu i t jest mniejszy od minimalnego spadku dna kanału i k min, wówczas na trasie kanału występuje systematyczny wzrost wartości zagłębienia kanału od np. Z min do Z max (rys ). Rys Racjonalny spadek dna kanału w terenie płaskim: i k = i k min II przypadek, gdy i k min i t i k max - kanał równoległy do terenu, tj.: i k = i t, wówczas zagłębienie kanału na jego trasie jest niezmienne i wynosi np. Z min (rys ). Rys Racjonalny spadek dna kanału w terenie pochyłym, zgodnym z kierunkiem przepływu ścieków: i k = i t III przypadek, gdy it i k max (wg rys ) Rys Racjonalny spadek dna kanału w stromym terenie: i k = i k max 133

134 KANALIZACJA I PROJEKTOWANIE POŁĄCZEŃ KANAŁÓW Mamy do dyspozycji 4 sposoby połączeń kanałów przy wzroście wymiarów (średnic bądź wysokości przekroju) kanałów, mianowicie poprzez: a) wyrównanie den - tanie w budowie, jednak hydraulicznie mniej poprawne (cofka); b) wyrównanie sklepień - drogie w budowie (zagłębienie), poprawne hydraulicznie; c) wyrównanie osi kanałów trudne w budowie, poprawne hydraulicznie; d) wyrównanie zwierciadeł ścieków - trudne w budowie, hydraulicznie właściwe. Ad a) h 0 Rys Schemat połączeń kanałów przy wyrównywaniu den Ad b) h d 2 d1 Rys Schemat połączeń kanałów przy wyrównywaniu sklepień 134

135 KANALIZACJA I Ad c) d 2 d h 1 2 Rys Schemat połączeń kanałów przy wyrównywaniu osi Ad d) h h 2 h1 h1 h h2 Rys Schemat połączeń kanałów przy wyrównywaniu zwierciadeł ścieków Przykłady sposobów łączenia kanału bocznego (zbieracza) z kolektorem, bądź przykanalika z kanałem bocznym, podano na schematach (rys ). Rys Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem o przekroju kołowym - przy wyrównaniu sklepień 135

136 KANALIZACJA I Rys Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem o przekroju jajowym - przy wyrównaniu sklepień Rys Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem (widok z góry) W sieciach kanalizacyjnych nie dopuszcza się do zmniejszenia przekroju kanału na jego trasie - niezależnie od wypełnień w kanałach. Przykład takiej potencjalnej możliwości - sytuacji podano na rysunku Rys Sytuacja terenowa stwarzająca potencjalną możliwość zmniejszenia przekroju kanału na dolnym odcinku (przyjmujemy jednak d 1 = d 2 ) 136

137 KANALIZACJA I Dolny (drugi) odcinek kanału, o bardzo dużym spadku dna (bo spadek terenu jest duży), przy danym strumieniu objętości wymaga hydraulicznie mniejszej średnicy kanału (d 2 ), w porównaniu do średnicy (d 1 ) - na górnym (pierwszym) odcinku kanału - o małym spadku dna (bo i małym spadku terenu); przyjmujemy jednak: d 1 = d 2 - ze względów praktycznych, np. nie zatykania się kanałów ściekowych, transportowanymi wraz ze ściekami dużymi elementami. Wówczas wypełnienie kanału dolnego (h 2 ) będzie mniejsze niż górnego (h 1 ). Przypadek odwrotny do sytuacji podanej na rys niekorzystne hydraulicznie połączenie kanałów o różnych spadkach dna i terenu zobrazowano na rysunku Wówczas h 2 > h 1 oraz d 2 > d 1. Rys Niekorzystny przypadek połączenia kanałów (d 2 > d 1 ) - występuje cofka piętrząca i praca górnego odcinka kanału pod ciśnieniem PROJEKTOWANIE STUDZIENEK KANALIZACYJNYCH Rozstaw tzw. włazowych studzienek kanalizacyjnych, na kanałach nieprzełazowych - o wysokości przekroju kanału H < 1,0 m i przełazowych - do H < 1,4 m, nie powinien być większy niż: m wg zaleceń [18, 20], m wg zaleceń [230] (z 2003 roku). Natomiast dla kanałów przełazowych o H 1,4 m: m wg [18, 20], m wg [230]. Polska norma (branżowa) budowlana PN-B z 1999 r. [175] zalecała minimalną średnicę betonowych studzienek kanalizacyjnych: min 1,0m - dla kanałów o średnicach D 0,3 m, min 1,2m - dla kanałów o średnicach D = 0,4 0,6 m oraz min 1,4m dla D = 0,8 m, a powyżej D = 0,8 m - min 1,6m. Podobne zalecenia w tym zakresie wynikają też z 137

138 KANALIZACJA I polskiej normy PN-EN 1917:2004 (zharmonizowanej z normą europejską). Zgodnie z Ustawą z 2002 roku o normalizacji norma nie jest aktem prawnym. Tak więc unormowane wartości są jedynie wskazówkami - zalecanymi jednak do stosowania (patrz rozdział 10.8). Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw. nie włazowych studzienek kanalizacyjnych (zarówno rewizyjnych przelotowych, jak i połączeniowych), tj. o małych średnicach studni rzędu 0,3 0,6 m, wykonanych najczęściej z tworzyw sztucznych. Jednak stosowanie takich studzienek ograniczone jest zwykle do małych średnic kanałów (0,15 0,3 m), płytko ułożonych. Ze względów eksploatacyjnych, na terenach o luźnej zabudowie, wydaje się właściwe stosowanie wówczas np. naprzemiennie studzienek włazowych (jako połączeniowych) i nie włazowych (jako rewizyjnych). Należy zwrócić uwagę na fakt, iż betonowe studzienki kanalizacyjne, jak wykazała praktyka w Niemczech, lepiej sprawdzają się w gruntach o zmiennym poziomie wód podziemnych, w warunkach występowania naprężeń dynamicznych, a także w czasie zalania (podtopienia) odwadnianego terenu. Są niewrażliwe na wyparcie przez wodę, ze względu na swój ciężar. Przykładowe konstrukcje betonowych, włazowych studzienek rewizyjnych (tzw. inspekcyjnych) i połączeniowych przedstawiono na rysunkach 10.25, i Rys Przykładowa betonowa studzienka rewizyjna o głębokości < 3,0 m (1- właz żeliwny; 2- płyta pokrywowa z pierścieniem podporowym; 3 - krąg studzienny komina złazowego; 4 - krąg przejściowy; 5 - krąg komory roboczej; 6 - betonowa kineta ściekowa; 7 - krąg fundamentowy monolityczny; 8 - fundament; 9 - stopnie złazowe) 138

139 KANALIZACJA I Rys a. Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości < 3,0 m zlokalizowana w trawniku (1- właz żeliwny; 2- płyta pokrywowa; 3 i 4 - kręgi studzienne; 5 - fundament; 6- stopnie złazowe) Rys Betonowa studzienka połączeniowa o głębokości > 3,0 m (w przypadku lokalizacji w jezdni niezbędne jest oparcie płyty pokrywowej z włazem na pierścieniu podporowym [18]) 139

140 KANALIZACJA I Studzienki kaskadowe i komory kaskadowe służą do pokonywania różnic wysokości, przy zmianach zagłębień kanałów. Studzienki kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla małych średnic kanałów (mała energia kinetyczna strumienia ścieków). Przykładowo, dla kanałów bytowo-gospodarczych o średnicy d 0,4 m należy stosować studzienki kaskadowe z dodatkowym, pionowym bądź ukośnym, przewodem spadowym (o mniejszej średnicy) na zewnątrz studzienki. W kanalizacji ogólnospławnej, dla kanałów o średnicy d 0,6 m, pionowym przewodem spadowym spływają ścieki podczas pogody bezdeszczowej. Różnica poziomów den kanałów (H max ) przy takiej konstrukcji studzienek kaskadowych nie powinna przekraczać 4 m (rys i 10.28). Rys Schemat studzienki kaskadowej dla kanałów ściekowych o d 0,4 m przy różnicy poziomów H max 4 m Rys Przykład betonowej połączeniowej studzienki kaskadowej 140