WYBRANE ZAGADNIENIA Z KANALIZACJI

POLITECHNIKA WROCŁAWSKA WYDZIAŁ INŻYNIERII ŚRODOWISKA INSTYTUT INŻYNIERII OCHRONY ŚRODOWISKA ZAKŁAD NAUKOWY USUWANIA ŚCIEKÓW WYBRANE ZAGADNIENIA Z KANALIZACJI Część I Systemy kanalizacyjne Przewodnik do wykładów 1 9 LITERATURA PODSTAWOWA: 1. Heidrich Z., Kalenik M., Podedworna J., Stańko G.: Sanitacja wsi. Wyd. Seidel- Przywecki, Warszawa 2008 [65], 2. Kaźmierczak B., Kotowski A.: Weryfikacja przepustowości kanalizacji deszczowej w modelowaniu hydrodynamicznym. Oficyna Wydawnicza Politechniki Wrocławskiej, Wrocław 2012 [77], 3. Kotowski A.: Podstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień terenów. Wyd. Seidel- Przywecki, Warszawa 2011 [102], 4. Kotowski A., Kaźmierczak B., Dancewicz A.: Modelowanie opadów do wymiarowania kanalizacji. Wyd. Komitet Inż. Lądowej i Wodnej PAN, Warszawa 2010 [106]. LITERATURA UZUPEŁNIAJĄCA: 1. Bień J., Cholewińska M.: Kanalizacja podciśnieniowa i ciśnieniowa. Wyd. Politechniki Częstochowskiej. Częstochowa 1995. 2. Błaszczyk W., Roman M., Stamatello H.: Kanalizacja. Tom I. Wyd. Arkady, Warszawa 1974. 3. Błaszczyk W., Stamatello H., Błaszczyk P.: Kanalizacja. Sieci i pompownie. Wyd. Arkady, Warszawa 1983. 4. Edel R.: Odwadnianie dróg. Wyd. Komunikacji i Łączności, Warszawa 2009. 5. Geiger W., Dreiseitl H.: Nowe sposoby odprowadzania wód deszczowych. Oficyna Wydawnicza Projprzem EKO, Bydgoszcz 1999. 6. Mielcarzewicz E. W., Wartalski J.: Systemy zaopatrzenia w wodę i usuwania ścieków - wybrane zagadnienia. Wyd. Politechniki Wrocławskiej, Wrocław 1990. 7. Wytyczna ATV-A116: Specjalne systemy kanalizacji; Kanalizacja podciśnieniowa i ciśnieniowa. DVWK, Hennef 1992. Wrocław, 2013 r. 1

TREŚCI PROGRAMOWE studia dzienne II stopnia (mgr) Forma zajęć - wykład Wy1 Program wykładów. Wprowadzenie 2 Wy2 Charakterystyka konwencjonalnych i niekonwencjonalnych systemów usuwania ścieków 2 Wy3 Zasady projektowania ciśnieniowej kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej 2 Wy4 Zasady projektowania podciśnieniowej kanalizacji bytowogospodarczej i przemysłowej 2 Wy5 Zasady bezpiecznego projektowania konwencjonalnych systemów odwodnień terenów 2 Wy6 Podstawy modelowania opadów do wymiarowania kanalizacji 2 Wy7 Zasady modelowania systemów odwodnień terenów zurbanizowanych 2 Wy8 Weryfikacja przepustowości kanalizacji w modelowaniu SWMM 2 Wy9 Wpływ zmian klimatu na działanie kanalizacji w przyszłości 2 Wy10 Metody projektowania i modernizacji przelewów burzowych 2 Wy11 Podstawy wymiarowania udoskonalonych przelewów burzowych 2 Wy12 Zasady wymiarowania udoskonalonych separatorów objętości 2 Wy13 Zasady projektowania i wymiarowania zbiorników retencyjnych 2 Wy14 Podstawy projektowania i doboru regulatorów hydrodynamicznych 2 Wy15 Zasady doboru separatorów sedymentacyjno-flotacyjnych 2 Suma godzin 30 Liczba godzin TREŚCI PROGRAMOWE studia dzienne II stopnia (mgr) Forma zajęć - projekt Program ćwiczenia projektowego z kanalizacji niekonwencjonalnej Pr1 (ciśnieniowej lub podciśnieniowej): wydanie tematu, omówienie treści 2 i zakresu projektu, określenie wymagań Pr2 Sporządzenie bilansu odpływu ścieków komunalnych 2 Pr3 Sporządzenie grafu obliczeniowego sieci kanalizacyjnej (z wariantowaniem tras przepływu ścieków) 2 Wstępny dobór średnic przewodów i wariantowe obliczenia Pr4 hydrauliczne sieci kanalizacyjnej (podczas normalnego działania, z 6 ewentualną korektą średnic) Pr5 Wariantowe obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej (podczas płukania, z ewentualną korektą średnic) 4 Pr6 Wykonanie profilu podłużnego głównego przewodu (z liniami ciśnienia podczas normalnego działania i podczas płukania systemu) 2 Pr7 Sporządzenie planu sieci kanalizacji niekonwencjonalnej z obiektami 2 Pr8 Obliczenia hydrauliczno-techniczne wybranego urządzenia zbiornikowo-tłocznego ścieków (z doborem urządzeń i armatury) 3 Pr9 Projekt wybranego urządzenia zbiornikowo-tłocznego ścieków 5 Pr10 Sporządzenie opisu technicznego projektu 2 Suma godzin 30 Liczba godzin 2

TREŚCI PROGRAMOWE studia zaoczne II stopnia (mgr) Forma zajęć - wykład Wy1 Program wykładów. Wprowadzenie. 2 Wy2 Charakterystyka niekonwencjonalnych systemów usuwania ścieków 2 Wy3 Zasady projektowania ciśnieniowej kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej 2 Wy4 Zasady projektowania podciśnieniowej kanalizacji bytowogospodarczej i przemysłowej 1 Wy5 Zasady bezpiecznego projektowania konwencjonalnych systemów odwodnień terenów 2 Wy6 Podstawy modelowania opadów do wymiarowania kanalizacji 2 Wy7 Zasady modelowania systemów odwodnień terenów zurbanizowanych 2 Wy8 Weryfikacja przepustowości kanalizacji w modelowaniu SWMM 2 Wy9 Wpływ zmian klimatu na działanie kanalizacji w przyszłości 2 Wy10 Metody projektowania i modernizacji przelewów burzowych 1 Wy11 Podstawy wymiarowania udoskonalonych przelewów burzowych 1 Wy12 Zasady wymiarowania udoskonalonych separatorów objętości 1 Wy13 Metody projektowania i wymiarowania zbiorników retencyjnych 2 Wy14 Zasady projektowania i doboru regulatorów hydrodynamicznych 1 Wy15 Zasady doboru separatorów sedymentacyjno-flotacyjnych 1 Suma godzin 24 Liczba godzin TREŚCI PROGRAMOWE studia zaoczne II stopnia (mgr) Forma zajęć - projekt Program ćwiczenia projektowego z kanalizacji niekonwencjonalnej: Pr1 wydanie tematu, omówienie treści i zakresu projektu, określenie 2 wymagań Pr2 Sporządzenie bilansu odpływu ścieków komunalnych 1 Pr3 Sporządzenie grafu obliczeniowego sieci kanalizacyjnej z wariantowaniem tras przepływu ścieków 1 Wstępny dobór średnic przewodów ciśnieniowych i wariantowe Pr4 obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej (podczas normalnego 2 działania, z ewentualną korektą średnic) Pr5 Wariantowe obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej (podczas płukania, z ewentualną korektą średnic) 1 Wykonanie profilu podłużnego głównego przewodu kanalizacji (z Pr6 liniami ciśnienia podczas normalnego działania i podczas płukania 1 systemu) Pr7 Sporządzenie planu sieci kanalizacyjnej z obiektami 1 Pr8 Obliczenia hydrauliczno-techniczne wybranego urządzenia zbiornikowo-tłocznego ścieków (z doborem urządzeń i armatury) 1 Pr9 Projekt koncepcyjny wybranego urządzenia zbiornikowo-tłocznego ścieków 1 Pr10 Sporządzenie opisu technicznego projektu 1 Suma godzin 12 Liczba godzin 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. Współcześnie, kanalizacja rozumiana jako system powierzchniowego odwadniania terenów zurbanizowanych - mieszcząca się w pojęciu hydrologii miejskiej, jest często wspomagana melioracjami terenów, jako systemem służącym do regulacji poziomów wód podziemnych - mieszczącym się z kolei w pojęciu hydrogeologii miejskiej. Cele kanalizacji na terenach zurbanizowanych to: 1) utrzymanie warunków higienicznych (sanitarnych) przez zbieranie i odprowadzanie ścieków do oczyszczalni, gdzie następuje ich unieszkodliwienie; 2) zapobieganie szkodom związanym z zalewaniem bądź podmakaniem terenów i obiektów, 3) utrzymanie powierzchni komunikacyjnych: jezdni, przejść pieszych, w tym podziemnych, w stanie używalności - woda co najwyżej do poziomu krawężników (fot. 1). Fot. 1. Wylanie z kanału deszczowego pod przejazdem 4

STAN PRAWNY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI Zgodnie z Ustawą o normalizacji z 2002 r. stosowanie Polskich Norm - PN jest dobrowolne, podobnie też Norm Europejskich - EN, w tym tzw. Norm zharmonizowanych - PN-EN, a także Norm Międzynarodowych - ISO. Normy nie są więc obecnie aktami prawnymi. Rangę prawną mają natomiast np. ustawy czy rozporządzenia do ustaw. Ustawa z 2002 r. dostosowała krajową normalizację do reguł europejskiego systemu prawnego [102]. Dla projektantów, wykonawców czy eksploatatorów obiektów budowlanych branży sanitarnej (i nie tylko), od lat przyzwyczajonych do obowiązkowego stosowania polskich norm (w tym branżowych - BN), jest to istotna zmiana. Nie oznacza to jednak, że nie należy stosować norm, a zwłaszcza zaleceń wynikających z treści ( ducha ) norm, jako źródła przepisów pozaprawnych, podobnie jak i aktualnych wytycznych technicznych projektowania (WTP) czy też publikowanych wyników z prac badawczych (odnośnie np. metod wymiarowania kanalizacji, sposobów oznaczania wskaźników zanieczyszczeń czy technologii budowy sieci i instalacji, itp.). Obecny stan prawny nakłada więc na projektantów i wykonawców obiektów budowlanych większą odpowiedzialność i obowiązek starannego, w tym bezpiecznego projektowania i wykonywania obiektów zgodnie ze sztuką budowlaną, wynikającą z najlepszej dostępnej wiedzy technicznej (BAT best available techniques). Idea ta znajduje zastosowanie w niniejszym wykładzie m.in. w odniesieniu do zasad projektowania i wymiarowania systemów kanalizacyjnych m.in. wg zaleceń najnowszej normy PN-EN 752:2008. Uwzględniono przy tym branżowe propozycje Niemieckiego Stowarzyszenia Gospodarki Wodnej, Ściekowej i Odpadowej (Deutsche Vereinigung für Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V.) - DWA-A 118:2006 oraz postulat Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) - osiągnięcia w państwach UE ujednolicenia poziomu wymagań co do ochrony terenów zurbanizowanych przed wylewami z systemów kanalizacyjnych. Uwzględniono także najnowsze doniesienia literaturowe o wzroście intensywności opadów w przyszłości (do 2100 r.). 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. bilansu ścieków, modelu 5

opadów czy algorytmu wymiarowania 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. Bezpieczne projektowanie i wymiarowanie systemów kanalizacyjnych 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. 1.1). Tab. 1.1. Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia wylania wg PN-EN 752:2008 [102] Częstość deszczu Częstość wystąpienia obliczeniowego Rodzaj zagospodarowania terenu wylania [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 Co nas czeka w przyszłości - kilka faktów: 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. 1. 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., 2008. 2. Z powodu ocieplenia klimatu zmieniać się będzie wysokość i intensywność opadów regionalnych i lokalnych w Polsce - w projekcji do 2100 roku - wg [**]. [**] Pińskwar I.: Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce. Monografia Kom.Gosp.Wod. PAN, 2010. 3. Na podstawie badań podjętych na PWr., na przestrzeni ostatnich 50 lat (1960-2009) 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, 2013. 6

Nasilające się w ostatnich latach ekstremalne zjawiska przyrodnicze, takie jak gwałtowne bądź długotrwałe opady i związane z nimi powodzie, czy wylewy z kanalizacji, powodują znaczne straty gospodarcze. Zmuszać to nas powinno do ciągłego doskonalenia zasad projektowania i wymiarowania systemów kanalizacyjnych - na perspektywę do 100 lat. Wymiarowanie kanalizacji deszczowej czy modernizacja ogólnospławnej w Polsce napotyka na podstawową trudność, wynikającą z braku wiarygodnego modelu opadów do określania miarodajnego natężenia deszczu. Stosowany dotychczas wzór Błaszczyka, oparty na deszczach zarejestrowanych 100 lat temu, zaniża bowiem wyniki obliczeń strumieni deszczy o rząd 40%, co wykazano m.in. na przykładzie opadów zmierzonych na stacji meteorologicznej IMGW we Wrocławiu z okresu 50 lat (1960-2009) [77, 102, 106]. Ma to swoje konsekwencje przy wymiarowaniu odwodnień terenów wg zaleceń europejskiej normy PN-EN 752:2008 - dostosowanej do dyrektywy Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) odnośnie ujednolicenia do 2050 r. wymagań w zakresie ochrony terenów przed wylewami z kanalizacji w państwach członkowskich Unii Europejskiej, wpływając bezpośrednio na większą częstość występowania tych niekorzystnych zjawisk w Polsce. Pilna stała się potrzeba zastąpienia modelu opadów Błaszczyka w wymiarowaniu systemów odwodnień terenów w Polsce, dokładniejszymi modelami - o zasięgu lokalnym, na podstawie których możliwe będzie w przyszłości opracowanie atlasu opadów maksymalnych w Polsce - na wzór atlasu KOSTRA (z 1997 r.) w Niemczech. Zastosowanie mają tutaj współczesne modele fizykalne i probabilistyczne opadów maksymalnych. Dla przykładu, dane o opadach dla polskich miast przygranicznych, takich jak Szczecin, Gubin czy Zgorzelec, mieszczących się w zasięgu atlasu KOSTRA, czy też zmierzone we Wrocławiu, wskazują na znacznie wyższe natężenia deszczy niż obliczane z wzoru Błaszczyka. Zjawisko opad-odpływ w zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem niezmiernie złożonym i trudnym do uogólnienia. Obliczanie miarodajnego do wymiarowania systemów (sieci i obiektów) kanalizacji deszczowej bądź ogólnospławnej strumienia ścieków deszczowych- tzw. metodami czasu przepływu (zwanymi też stacjonarnymi) - opiera się z konieczności na założeniach upraszczających. Mianowicie zakłada się, że zlewnia zasilana jest deszczem o stałym natężeniu (opad blokowy), a rozdział powierzchniowy opadu jest równomierny (zlewnia homogeniczna), wówczas uzyskuje się największy strumień odpływu wód deszczowych, przy czasie trwania deszczu równym czasowi spływu wód. 7

Dotychczas stosowana w Polsce, metoda granicznych natężeń (MGN) z wzorem Błaszczyka zaniża wyniki obliczeń strumieni spływu wód opadowych nawet o 100%, co skutkuje zaniżeniem średnic kanałów rzędu 30% - w porównaniu do innych metod czasu przepływu, stosowanych w Europie (np. MWO, MZWS). Ma to negatywne skutki przy weryfikacji dopuszczanych normą PN-EN 752:2008 częstości wylewów z kanałów w Polsce, co wykazano m.in. w pracach [77, 102]. Do wymiarowania systemów kanalizacji deszczowej w Polsce zalecana jest obecnie metoda maksymalnych natężeń (MMN) - z polskimi modelami opadów maksymalnych z okresów pomiarowych 1960-1990-2009 [102]. 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 jak największej ilości czystych wód deszczowych, tak aby: opóźnić spływ powierzchniowy wód opadowych do odbiorników, zapobiec trwałemu obniżaniu się poziomów wód podziemnych w miastach. Stosuje się w tym celu odpowiednie kształtowanie (plantowanie) powierzchni terenu, w tym zbiorniki retencyjno-infiltracyjne, oczka wodne czy ostatnio lansowane zielone dachy. Unikać też należy nadmiernego uszczelniania powierzchni terenu. Przyczyni się to do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze maksymalne stany i przepływy wody w rzekach. W Polsce, wg Rozporządzenia MŚ z 2006 r. odnośnie ścieków opadowych i roztopowych pochodzących z zanieczyszczonych powierzchni szczelnych: terenów przemysłowych i składowych, baz transportowych, portów, lotnisk, budowli kolejowych, miast, dróg (w tym autostrad), parkingów (o powierzchni powyżej 0,1 ha), obowiązujący jest wymóg ich podczyszczania dla strumienia odpływu, który powstaje z deszczu o natężeniu jednostkowym co najmniej q = 15 dm 3 /s ha, do wartości stężenia maksymalnie: 100 mg/dm 3 zawiesiny ogólnej, oraz 15 mg/dm 3 substancji ropopochodnych. 8

2. CHARAKTERYSTYKA KONWENCJONALNYCH I NIEKONWENCJONALNYCH SYSTEMÓW USUWANIA ŚCIEKÓW 2.1. RODZAJE ŚCIEKÓW Definicje podstawowych pojęć - wg Ustawy z dnia 18 lipca 2001 r. Prawo Wodne (Dz. U. RP z dnia 11 października 2001 r., Nr 115, poz. 1229): ścieki bytowe rozumie się przez to ścieki z budynków przeznaczonych na pobyt ludzi, z osiedli mieszkaniowych oraz terenów usługowych, powstające w szczególności w wyniku ludzkiego metabolizmu oraz funkcjonowania gospodarstw domowych (w żargonie inżynierskim tzw. sanitarne ); ścieki komunalne rozumie się przez to ścieki bytowe lub mieszaninę ścieków bytowych ze ściekami przemysłowymi albo wodami opadowymi lub roztopowymi (tzw. ogólnospławne ); ścieki przemysłowe rozumie się przez to ścieki odprowadzane z terenów, na których prowadzi się działalność handlową lub przemysłową albo składową, niebędące ściekami bytowymi lub wodami opadowymi; ścieki opadowe lub roztopowe rozumie się przez to wody opadowe lub roztopowe ujęte w systemy kanalizacyjne, pochodzące z powierzchni zanieczyszczonych, w tym z centrów miast, terenów przemysłowych i składowych, baz transportowych oraz dróg i parkingów o trwałej nawierzchni (tzw. deszczowe ). 2.2. KLASYFIKACJA SYSTEMÓW USUWANIA ŚCIEKÓW Kanalizacja to zespół urządzeń (czyli system) do zbierania i odprowadzania ścieków (wód zużytych) i wód opadowych (deszczowych i roztopowych) z terenów zurbanizowanych i przemysłowych do oczyszczalni ścieków, 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, wspólnotowa, prywatna), o sieć zbiorcza miejska (komunalna), o obiekty sieciowe (pompowanie, zbiorniki retencyjne, przelewy burzowe, separatory, regulatory, syfony, wpusty uliczne, studzienki rewizyjne, ), oczyszczalnie ścieków. 9

Budowane obecnie systemy usuwania ścieków można ogólnie podzielić na (rys. 2.2): konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ścieków, niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem. 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 Rys. 2.2. fragmentami kanalizacja konwencjonalna i fragmentami niekonwencjonalna Rys. 2.1. Generalny podział systemów kanalizacyjnych ze względu na przepływ ścieków 2.3. KANALIZACJA KONWENCJONALNA Kanalizacja grawitacyjna, tj. działająca pod wpływem siły ciążenia, stosowana jest powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej (- szczegółowo omówiona na I stopniu wg [102]). Kanalizacja konwencjonalna Grawitacyjna Grawitacyjnopompowa Rys. 2.2. Podział kanalizacji konwencjonalnej Grawitacyjne systemy kanalizacyjne: 1. System ogólnospławny (jednoprzewodowy) - obecnie nie budowany, 2. System rozdzielczy (dwu lub więcej przewodowy) - składający się z kanałów bytowogospodarczych i przemysłowych oraz deszczowych, 3. System półrozdzielczy (dwu lub więcej przewodowy) - składający się z kanałów bytowogospodarczych i przemysłowych oraz deszczowych z separatorami strumieni ścieków. 10

Rodzaje kanałów ściekowych: kanał bytowo-gospodarczy i/lub przemysłowy - w żargonie inżynierskim sanitarny, kanał deszczowy - na ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe), kanał ogólnospławny - na wszystkie rodzaje ścieków komunalnych. Ad 1. System ogólnospławny Rys. 2.3. Schemat funkcjonalny kanalizacji ogólnospławnej P.b. - przelew burzowy; zb.r. - zbiornik retencyjny; O.Ś.- oczyszczalnia ścieków Do odciążenia hydraulicznego sieci i oczyszczalni ścieków (podczas trwania opadów deszczu) stosowane są przelewy burzowe i zbiorniki retencyjne: Przelew burzowy: Zbiorniki retencyjne: na boczniku na kolektorze odpływ awaryjny Rys. 2.4. Schematy ideowe sposobów odciążeń kanalizacji ogólnospławnej 11

Ad 2. System rozdzielczy Rys. 2.5. Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej Ad 3. System półrozdzielczy Rys. 2.6. Schemat funkcjonalny kanalizacji półrozdzielczej (s. separator) System kanalizacji półrozdzielczej - stosowany jest przy modernizacjach istniejących systemów rozdzielczych bądź przebudowywanych ogólnospławnych. Zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i przemysłowe), połączone separatorami. Separatory - instalowane na kanałach deszczowych, służą do kierowania zanieczyszczeń spłukiwanych ze zlewni (zwłaszcza po okresie suchej pogody) do kanałów ściekowych i do oczyszczalni ścieków. 12

2.4. 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. Kanalizacja niekonwencjonalna (Nad)ciśnieniowa (tłoczna) Podciśnieniowa (próżniowa) Pneumatyczna Hydrauliczna (pompowa) Jedno przewodowa Dwu przewodowa Rys. 2.7. Podział niekonwencjonalnych systemów kanalizacyjnych Możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej 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 występuje: pasmowa zabudowa terenu - o małej gęstości zaludnienia, mały - niekorzystny spadek terenu, wysoki poziom wód podziemnych, podłoże skaliste - trudne warunki fundamentowe, sezonowy odpływ ścieków (np. z kempingów, zajazdów, obozowisk). 13

Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety generalnie tańsza w budowie w porównaniu do tradycyjnego - grawitacyjnego sposobu odprowadzania ścieków: możliwe jest płytkie układanie przewodów ściekowych - równolegle do powierzchni terenu (na głębokościach porównywalnych z przewodami wodociągowymi), co przyczynia się do skrócenia czasu i kosztów realizacji inwestycji (zmniejszanie objętości robót ziemnych, eliminacja odwodnienia wykopów, itp.); uzyskuje się istotne zmniejszenie średnic przewodów ściekowych wskutek większych prędkości przepływu (pełnym przekrojem), co przyczynia się do zmniejszenia kosztów budowy sieci; łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu (analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej); lepiej spełnia warunki ochrony środowiska - ze względu na wymaganą szczelność przewodów kanalizacyjnych. Ograniczona jest zarówno eksfiltracja ścieków do gruntu jak i infiltracja wód podziemnych do kanałów, co prowadzi do zmniejszenia wymiarów i kosztów oczyszczalni ścieków. Strumień ścieków może być mniejszy w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej nawet do 50%, wskutek m.in. braku infiltracji wód podziemnych oraz wód deszczowych z błędnych podłączeń czy też dopływających przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek!. Kanalizacja niekonwencjonalna posiada jednak istotne wady generalnie droższa w eksploatacji, ze względu na: konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia energii elektrycznej (coraz droższa!); konieczność dokonywania regularnych przeglądów i konserwacji urządzeń przez wykwalifikowanych pracowników; większą zawodność działania - możliwość awarii elementów mechanicznych i elektrycznych, w tym automatyki, mogących prowadzić do skażenia środowiska. Ponadto, kanalizacja niekonwencjonalna ma ograniczony zasięg działania, limitowany: wysokością ciśnienia w sieci w praktyce do 0,4 MPa (4 Bary), co ogranicza zastosowanie do ok. 15000 Mk, wysokością podciśnienia w sieci w praktyce do 0,06 MPa (0,6 Bara), co ogranicza zasięg działania do ok. 2 km wokół centralnej stacji próżniowej (CSP) i liczbę mieszkańców do ok. 1500 Mk. O wyborze systemu odprowadzania ścieków powinna decydować każdorazowo analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji, tj. łącznie kosztów budowy i eksploatacji systemu. 14

3. KANALIZACJA CIŚNIENIOWA 3.1. ZASADY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ Kanalizacja nadciśnieniowa, zwana potocznie ciśnieniową, składa się z: 1. Wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach, obiektach), 2. Urządzeń zbiornikowo-tłocznych (typu: pneumatycznego bądź hydraulicznego), 3. Ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodów sieci zewnętrznych, 4. Pneumatycznych stacji do płukania i przewietrzania przewodów (PSP), 5. Oczyszczalni ścieków. Rys. 3.1. Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej z urządzeniami zbiornikowo-tłocznymi typu: hydraulicznego - pompowego (po lewej) i pneumatycznego (po prawej) a) sytuacje terenowe; b) profile podłużne Ad 1. Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w przypadku konwencjonalnej kanalizacji grawitacyjnej (piony i poziomy, podłączenia instalacji: wpusty podłogowe, natryski, wanny, w-c, umywalki, zlewozmywaki, ). Elementem dodatkowym jest czasami osobny przewód wentylacyjny, wyprowadzony ponad połać dachową, służący do na- i odpowietrzania urządzenia zbiornikowo-tłocznego zlokalizowanego np. w piwnicy; 15

Ad 2. Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję małych pompowni ścieków, co umożliwia ich stosowanie w pojedynczych obiektach np. budynkach jednorodzinnych. 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 - najwcześniej wprowadzone do użytku w Europie zachodniej (w latach 70-tych XX wieku); hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową, sprzęgniętą wspólnym wałem z rozdrabniarką, umieszczone w zbiorniku bezciśnieniowym - zastosowane po raz pierwszy w USA (w latach 80-tych XX wieku). Niezależnie od konstrukcji, urządzenia zbiornikowo-tłoczne umieszcza się poniżej wylotu kanału z wewnętrznych instalacji dla umożliwienia ich grawitacyjnego napełniania się. Mogą być instalowane zarówno w piwnicach budynków, jak i na zewnątrz obiektów. Urządzenia te działają okresowo, a czynnikiem sterującym jest poziom ścieków w zbiorniku wyrównawczym. Rys. 3.2. Schemat urządzenia zbiornikowo-tłocznego typu pneumatycznego (zastosowanego w kanalizacji Olsztyna). Rys. 3.3. Schemat urządzenia zbiornikowo-tłocznego typu hydraulicznego - z pompą śrubową sprzęgniętą z rozdrabniarką (FAREL GP210) 16

Małe pompownie ścieków - budowane według klasycznych schematów - wyposażone są w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji odpornej na zapychanie się (wirniki odpowiedniego kształtu, kraty bądź kosze na zanieczyszczenia na dopływie) bądź też pompy 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). Rys. 3.4. Przykładowa tłocznia ścieków - z pompą zamontowaną na mokro (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) Działanie przykładowej tłoczni (wg rys. 3.4): do wlotów pomp (1) dopływają tylko podczyszczone ścieki, a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik (7) i płuczą go z odłożonych tam zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych - włóknistych (brak zagniwania ścieków w zbiorniku retencyjnym). Strumieniem ścieków steruje kulowy zawór zwrotny (6). 17

Rys. 3.5. Przykładowa tłocznia ścieków - z pompami zamontowanymi na sucho Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ścieków powinny mieć odpowiednią objętość retencyjną: użytkową (V u ) do sterowania pracą pomp - cykle włączeń i wyłączeń, buforową (V b ) na wypadek zaniku zasilania elektrycznego czy awarii pomp. Wg wytycznych ATV A-116 pojemność buforowa wynosić powinna co najmniej 30 dm 3 na dobę i mieszkańca. Przykłady pompowni ścieków różnych producentów 18

19

W obiektach pompowni wymagana jest sygnalizacja awarii: akustyczna i optyczna - z powiadomieniem służb eksploatacyjnych. Zawory zwrotne - jako klapy zwrotne lub kulowe zawory zwrotne lokalizować się powinno na pionowych przewodach tłocznych - większa pewność działania. Ad 3. Ciśnieniowe przyłącza domowe i przewody sieci zewnętrznych Zasadą jest prowadzenie przewodów ciśnieniowych poniżej granicy przemarzania gruntów, z zapewnieniem możliwości ich odwodnienia i odpowietrzenia. Uzbrojenie sieci stanowią: zawory zwrotne i odcinające - na przyłączach domowych, zasuwy działowe, odwodnienia i odpowietrzenia w węzłach sieci zewnętrznej, rewizje do płukania sieci - umieszczone na końcówkach sieci i na trasie przewodów w odległościach do 300 m. Sieci kanalizacyjne systemu ciśnieniowego są zawsze rozgałęźne. Na schematach upodobniają się często do układów obwodowych - pierścieniowych - umożliwiając jedynie okresową zmianę kierunku przepływu ścieków. Takie pseudo pierścieniowe układy zwiększają niezawodność działania systemu. Zmiany kierunku przepływu ścieków w przewodach odbywają się okresowo w punktach węzłowych, poprzez zamykanie i otwieranie odpowiednich zasuw działowych. Tak więc z pozoru sieć pierścieniowa jest tutaj nadal siecią rozgałęźną - sterowaną. Z dotychczasowych doświadczeń w zakresie projektowania, budowy i eksploatacji kanalizacji ciśnieniowej wynika, że kanalizacja niskiego ciśnienia - do 2,5 Bara (0,25 MPa czyli ok. 25 m H 2 O) zasilana przez pompy zanurzone w ściekach jest tańsza, od kanalizacji wysokiego ciśnienia - do 4 Barów (ok. 40 m H 2 O) zasilanej przez urządzenia pneumatyczne, zarówno ze względu na koszt samych urządzeń jak i na zużycie energii. Zewnętrzne przewody kanalizacji ciśnieniowej buduje się zwykle z ciśnieniowych rur tworzywowych (tj. podobnie jak przewodów wodociągowych): o PCV-U o ciśnieniu nominalnym do 16 Barów (PN16), o PE-HD do 10 Barów (PN10), o GPR (żywice poliestrowe wzmacniane włóknem szklanym) do 6 Barów (PN6), projektowanych na żywotność ok. 50 lat eksploatacji. Jednakże, ze względu na podwyższoną temperaturę ścieków - do +35ºC, w stosunku do wody +20ºC, najczęściej stosuje się armaturę i rurociągi tworzywowe (z PCV-U lub PE-HD) o ciśnieniu nominalnym PN10 - przy wymaganym obniżonym ciśnieniu działania - do 6 Barów (PN6). 20

Średnice nominalne ciśnieniowych przyłączy domowych - z pompowni do sieci zewnętrznych należy przyjmować: co najmniej 80 mm (Q min = 4,0 dm 3 /s) dla pomp bez rozdrabniarek ścieków, 65 mm (Q min = 2,5 dm 3 /s) dla pomp z rozdrabniarkami. Gwarantuje to samooczyszczanie się płukanie przewodów tłocznych pomp (υ 0,7 m/s). Średnice nominalne przewodów ulicznych najczęściej nie mniejsze niż 100 mm, tylko wyjątkowo 80 mm - na końcówkach sieci rozgałęźnych (maksymalnie do 300 m), gdyż mniejsze przekroje są podatne na zapychanie się. Hydranty płuczące z zasuwami odcinającymi rozmieszcza się w węzłach sieci i na odcinkach o długości do 300 m. Rys. 3.6. Schemat rozmieszczenia hydrantów (do płukania sieci) z zasuwami odcinającymi Ad. 4. Pneumatyczne stacje płuczące (PSP). Doświadczenia eksploatacyjne wskazują na celowość instalowania na końcówkach sieci (bądź w tzw. węzłach newralgicznych) urządzeń płuczących zwykle przedmuchujących sieć sprężonym powietrzem - kilka razy w ciągu doby (szczególnie w godzinach nocnych przy małych strumieniach przepływu ścieków). Przedmuchiwanie, które trwa zwykle od 5 do 10 minut, poza tym, że usuwa odłożone 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. Lokalizuje się je pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących. Dopuszczalna wartość imisji hałasu wynosi 36 db - dla terenów mieszkaniowych w UE. 21

3.2. ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ Kanalizacja ciśnieniowa może być stosowana do transportu ścieków bytowogospodarczych i/lub przemysłowych. Uwarunkowania techniczno-ekonomiczne wykluczają najczęściej jej zastosowanie do transportu ścieków deszczowych czy ogólnospławnych. Wymiarowanie kanalizacji ciśnieniowej odbiega w zasadniczy sposób od schematów przyjętych przy obliczaniu sieci grawitacyjnej i jest o wiele bardziej skomplikowane. Kanalizacja ciśnieniowa działa w skutek samoczynnie uruchamiających się pojedynczych urządzeń zbiornikowo-tłocznych (pompowni). Momenty włączania poszczególnych urządzeń zbiornikowo-tłocznych nie zależą od siebie, gdyż są zależne wyłącznie od intensywności dopływu ścieków do tych urządzeń. Dobór i rozmieszczenie urządzeń zbiornikowo - tłocznych należy dokonywać na podstawie szczegółowych planów zagospodarowania przestrzennego terenu, w oparciu o analizę techniczno-ekonomiczną różnych wariantów ich liczby i rozmieszczenia. W pewnych przypadkach zabudowy bardziej uzasadnione może okazać się zainstalowanie jednego urządzenia do obsługi kilku nieruchomości (pompownia sieciowa), niż oddzielnych dla każdego budynku. Dobór podstawowych parametrów sieciowych urządzeń zbiornikowo tłocznych, takich jak: wydajność pomp (Q) i objętość użytkowa (V u ) zbiornika wyrównawczego, można wykonać w oparciu o analogiczne zasady jak przy obliczaniu urządzeń hydroforowych. Przyjmując za podstawę częstotliwość (i) włączeń pomp na godzinę, równą liczbie cykli pracy (najczęściej i = 4 10), objętość użytkową zbiornika określa wzór: QT V u (3.1) i gdzie: V u - objętość użytkowa zbiornika - do sterowania działania pompy, dm 3, Q - wydajność pompy ściekowej, dm 3 /s, T - cykl działania pompy, s: przy czym czas ruchu t r : a czas postoju t p : T = t r + t p, (3.2) t V u r, (3.3) Q Qsr V u t p (3.4) Qsr gdzie: Q śr - średni dopływ ścieków w poszczególnych cyklach (zmienny w dobie), dm 3 /s, 22

i - częstotliwość włączeń urządzenia na godzinę: dla T = 900 360 s (tj. T = 15 6 min) wówczas i = 4 10 włączeń na godzinę. Wydajność (Q) urządzenia zbiornikowo-tłocznego dobiera się zwykle z nadmiarem w stosunku do maksymalnego dopływu ścieków (w czasie trwania jednego cyklu pracy urządzenia), obliczanego z wzoru: Q 1,2Q 1, 2K AW (3.5) ść gdzie: q ść - obliczeniowy odpływ ścieków z obiektu (Q ść AW smax = 1,2 2,5 dm 3 /s), dm 3 /s; K - charakterystyczny współczynnik jednoczesności odpływu ścieków z obiektu, dm 3 /s: K = 0,5 - dla budynków mieszkalnych, w tym restauracji, biur; K = 0,7 - dla dużych obiektów typu szkoły, szpitale, hotele, zakłady gastronomiczne; AW s - równoważnik odpływu ścieków z urządzenia: AW s = 1,2 2,5 - dla miski ustępowej (o zbiornikach na wodę 4 9 dm 3 ); AW s = 0,8 1,3 - dla wanny, zlewozmywaka, AW s = 0,5 0,8 - dla pralki automatycznej, AW s = 0,3 0,8 - dla pisuaru; AW s = 0,2 0,8 - dla zmywarki do naczyń; AW s = 0,3 0,5 - dla natrysku, umywalki, bidetu, itd. s Zwykle przyjmuje się, aby przy minimalnym dopływie ścieków do zbiornika, pompa ściekowa włączała się raz na 15 minut (T = 900 s), wówczas niezbędna objętość użyteczna zbiornika V u (w dm 3 ) wyniesie: 900Qd min Vu ( Q Qd min ) (3.6) Q gdzie: Q - wydajność pompy ściekowej, dm 3 /s, Q d min - minimalny dobowy dopływ ścieków, dm 3 /s: tj. przyjmuje się, że Qd min Q d min = 0,5 d śr Q (3.7) wynosi 50% średniego dobowego dopływu ścieków Q d śr (w dm 3 /s): Q d śr V q jd LM ść (3.8) t 86400 gdzie: V śc - dobowa objętość ścieków, dm 3, q jd - jednostkowy dobowy strumień ścieków od mieszkańca, dla miast q jd =150 dm 3 /d Mk, LM - liczba mieszkańców. 23

W przypadku małych pompowni (np. dla pojedynczych budynków jednorodzinnych), wydajności dobieranych pomp ściekowych (Q) wynikają z minimalnych dopuszczalnych średnic przewodów tłocznych ścieków - gwarantujących samooczyszczanie (υ 0,7 m/s): Q min = 4,0 dm 3 /s - dla pomp bez rozdrabniarek i przewodów o średnicy 80 mm, Q min = 2,5 dm 3 /s - dla pomp z rozdrabniarkami i przewodów o średnicy 65 mm. Wówczas objętość zbiornika wyrównawczego projektowana jest na czas przetrzymania ścieków nawet do 1 doby. Najbardziej złożonym zagadnieniem jest kwestia racjonalnego doboru średnic ciśnieniowych przewodów kanalizacyjnych. Kryteriami są tutaj: minimalna prędkość przepływu ścieków, maksymalna wysokość ciśnienia. Kryterium minimalnej prędkości (υ min) ma na celu zapewnienie transportu cząstek stałych zawieszonych w ściekach lub wleczonych przy dnie, tak by nie dopuścić do ich osadzania się. Kryterium maksymalnej wysokości ciśnienia (H max ) ma z kolei gwarantować, że w każdym punkcie sieci ciśnienie nie powinno przekroczyć wartości granicznej - wynikającej z charakterystyki (H, Q) urządzenia tłocznego zainstalowanego w tym punkcie. Takie zablokowane" urządzenie mogłoby bowiem doprowadzić do przepełnienia jego zbiornika (objętości użytkowej i buforowej). Tak więc projektowana sieć powinna spełniać dwa warunki: w każdym odcinku sieci powinna być okresowo osiągana prędkość samooczyszczenia (niezbędna do rozmycia i transportu odłożonych osadów): υ υ min maksymalne ciśnienie, w najbardziej niekorzystnie położonych punktach sieci, nie powinno przekroczyć wartości granicznej (dla zapewnienia minimalnej żądanej wydajności urządzenia): H H max Jak łatwo zauważyć, oba warunki są przeciwstawne sobie - odnośnie wymaganych średnic przewodów (d): o mniejsze średnice to większe prędkości przepływu (υ) ścieków, o większe średnice to mniejsze straty ciśnienia ( h), wynika to z analizy wzoru Weisbacha: 2 l h (3.9) d 2g 24

Współczynnik liniowych oporów tarcia (λ) należy obliczać w oparciu o (znany z wodociągów) wzór Colebrooka-White a [102]: 1 2,51 k / 2lg( d ) Re 3,71 (3.10) lub wzór Zigranga-Sylwestra, który jest nieuwikłaną postacią wzoru Colebrooka-White a (3.9) o wysokiej zgodności (do 0,1%): 1 k / d 2lg{ 3,7 5,02 k / d lg[ Re 3,7 5,02 k / d lg( Re 3,7 13 )]} Re (3.11) dla k 0,25 mm - dla tworzyw sztucznych - wg ATV-A110. Liczba (k) pracujących jednocześnie urządzeń, z pośród ich liczby (n) w całym systemie, ulega znacznym zmianom. Skutkiem tego występują duże wahania ciśnienia w sieci. W konsekwencji różne są też czasy działania poszczególnych urządzeń, zależnie od aktualnego ciśnienia w sieci, jak i kształtu charakterystyki dobranego urządzenia tłocznego. Przykładowo, z nomogramu (na rys. 3.7) dla założonego stosunku t r / t p = 0,016 można określić liczbę k jednocześnie pracujących urządzeń przy globalnej ich liczbie n - na założonym poziomie prawdopodobieństwa P n (k), a mianowicie: P n (k) = 0,1% - odnośnie nie przekraczania maksymalnego ciśnienia: H rzecz H max, P n (k) = 10% - odnośnie osiągania prędkości samooczyszczenia: V min 0,7 m/s. Rys. 3.7. Nomogram do obliczania prawdopodobieństwa P n (k) jednoczesnej pracy k spośród n urządzeń w systemie, przy stosunku t r /t p = 0,016. 25

Określenie położenia w sieci pracujących urządzeń nie jest jednak możliwe. Można jedynie określić, dla jakich zakresów wartości n, tj. dla jakiej liczby urządzeń zainstalowanych powyżej, przepływ w danym odcinku sieci jest funkcją pracy k urządzeń. Przykładowo, przy P n (k) = 0,1%: dla n[1; 3] urządzeń, strumień przepływu jest funkcją pracy k = l urządzeń; dla n[4; 12] - k = 2, a dla n[13; 28] - k = 3 itd., przy czym w każdym przypadku każde rozmieszczenie pracujących urządzeń jest jednakowo prawdopodobne (w zakresie od l do n). Przyjmując zatem prawdopodobieństwo wystąpienia przepływów i prędkości maksymalnych na poziomie P n (k) = 0,1% - z warunku H rzecz H max oraz prawdopodobieństwo wystąpienia prędkości samooczyszczenia na poziomie P n (k) = 10% - z warunku V rzecz V min, ustalić można dwa różne strumienie obliczeniowe miarodajne dla zwymiarowania danego odcinka sieci. Ideę linearnego modelu obliczeniowego kanalizacji ciśnieniowej, dla n [1; 100] urządzeń przy t r /t p = 0,016, zobrazowano na rysunku 3.8. Rys. 3.8. Idea obliczeń dla linearnego modelu kanalizacji ciśnieniowej (n [1; 100] oraz t r /t p = 0,016) Jak widać liczba pracujących jednocześnie urządzeń, spośród n = 100 urządzeń, z prawdopodobieństwem P n (k) = 0,1% wynosi k = 7, a z prawdopodobieństwem P n (k) = 10% wynosi k = 3. Ekstremalne wartości ciśnienia wystąpią dla przypadku lokalizacji k urządzeń na początku danego odcinka obliczeniowego l i - o przyjętej średnicy d i (k i ). 26

Kierując się minimalizacją kosztów eksploatacji (zużywanej energii), średnicę danego odcinka d i (k i ) dobierać należy jako największą z możliwych przy zapewnieniu prędkości samooczyszczania (PSP). Zabezpieczeniem przed przepełnianiem się zbiorników pomp jest pojemność buforowa. Podstawą doboru średnic przewodów ciśnieniowych nie jest wartość maksymalnego godzinowego przepływu ścieków (jak to ma miejsce przy wymiarowaniu grawitacyjnej kanalizacji bytowo-gospodarczej) lecz parametry pracy (H, Q) urządzeń zbiornikowotłocznych (pomp) - w mniejszym interwale czasu. Wg DWA-A 118, maksymalny godzinowy strumień ścieków bytowo-gospodarczych z terenów mieszkaniowych wynosi: Q bg = 0,005 dm 3 /s Mk Do wymiarowania sieci kanalizacji ciśnieniowej, wg wytycznej ATV-A116, przyjmuje się wskaźnik scalony odpływu szczytowego (q s ) w wysokości: q s = 1,5 x 0,005 = 0,0075 dm 3 /s Mk, gdzie mnożnik 1,5 uwzględnia przeciążenie systemu - występujące w mniejszym niż godzinowy interwale czasu (kilkuminutowym). Stąd maksymalny - szczytowy Q s (w dm 3 /s) strumień odpływu ścieków oblicza się z wzoru: Q s = q s LM = 0,0075 LM (3.12) Obliczenia wysokości strat ciśnienia przeprowadza się przy założeniu ustalonego odpływu ścieków przy szczytowym obciążeniu całego systemu. W wymiarowanym systemie należy wariantowo wyznaczyć najbardziej niekorzystną drogę przepływu ścieków dla której wystąpią najwyższe straty ciśnienia przy transporcie ścieków od najdalszego budynku do wylotu na oczyszczalnię. Najczęściej, za minimalny przepływ obliczeniowy na najdalszym - początkowym odcinku sieci, przyjmuje się Q min = 4,0 dm 3 /s, jako odpływ z najdalszej pompowni przy minimalnej średnicy przyłącza d = 80 mm. Wówczas w przewodzie miejskim o np. d min = 100 mm prędkość przepływu wyniesie υ 0,5 m/s < 0,7 m/s skąd wynika konieczność płukania tego odcinka. W najdalszym (początkowym) odcinku sieci rozgałęźnej dopuszcza się wyjątkowo średnicę przewodu miejskiego d = 80 mm na długości do 300 m. Wówczas przy Q min = 4,0 dm 3 /s υ 0,8 m/s. 27

Przykład obliczeniowy kanalizacji ciśnieniowej (z ATV A-116) Dla schematu kanalizacji tłocznej (rys. 3.7) miasta o LM = 3520 Mk należy dobrać średnice przewodów. Szczytowe obciążenie całego systemu: Q s = 0,0075 3520 = 26,4 dm 3 /s. Rys. 3.7. Schemat obliczeniowy przykładowej kanalizacji ciśnieniowej W pierwszej kolejności należy przyporządkować liczbę mieszkańców do poszczególnych (10) przewodów - na podstawie planu zagospodarowania przestrzennego (LM 7-6 = 700 Mk; LM 6-3 = 500 Mk; LM 6-5 = 400 Mk; LM 6-4 = 300 Mk; LM 4-3 = 200 Mk LM 3-5 = 200 Mk; LM 3-2 = 300 Mk; LM 4-2 = 360 Mk; LM 5-2 = 360 Mk; LM 2-1 = 200 Mk). Wstępny dobór średnic rur (np. PCV-U PN10) należy dokonać dla 7 wariantów - możliwych tras przepływu ścieków, przy podwariantach włączeń pozostałych odcinków (wg rys. 3.7): 1. wariant: 7-6-4-2-1 2. wariant: 7-6-4-3-2-1 3. wariant: 7-6-3-4-2-1 4. wariant: 7-6-3-2-1 5. wariant: 7-6-3-5-2-1 6. wariant: 7-6-5-3-1 7. wariant: 7-6-5-2-1 - najbardziej niekorzystna trasa (największa wysokość podnoszenia w węźle 7. przy zaznaczonych zamkniętych zasuwach ) Liczbę mieszkańców sumujemy - wg założonej trasy przepływu - od początku sieci (PSP). Miarodajny do doboru średnicy pierwszego i kolejnego odcinka sieci jest strumień ścieków obliczony w połowie jego długości. Rys. 3.8. Linia ciśnienia w najmniej korzystnej trasie przepływu ścieków (7-6-3-5-2-1) 28

Różnica wysokości węzła 7. względem węzła 1. (tzw. deniweleta) wynosi np. 4.0 m. Ponieważ na kilku początkowych odcinkach trasy 7-6-3-5-2-1, dla dobranych średnic nie uzyskuje się prędkości samooczyszczania się rurociągów (υ < 0,7 m/s), należy przewidzieć stację płuczącą (PSP). Pneumatyczną stację płuczącą (PSP) - sprężonym powietrzem - wymiaruje się również dla najmniej korzystnej drogi przepływu ścieków w systemie (np. 7-6-3-5-2-1). Wówczas największa wysokość tłoczenia przy płukaniu wystąpi w punkcie początkowym systemu, tj. w węźle 7 (z PSP). Ciśnienie płukania należy dobrać tak, aby osiągnąć prędkość υ = 0,7 m/s w rurociągu o największej średnicy - 225 mm (o powierzchni czynnego przekroju F 225/203,4 0,0325 m 2 ). W początkowym rurociągu 160 mm (o F 160/144,6 0,0164 m 2 ) będzie wtedy prędkość znacznie większa - ok. 2 razy (tj. 1,39 m/s), ponieważ pole przekroju jest około 2 razy mniejsze. Oznacza to, że musi być zapewniony strumień płuczący: Q pł = F 225/203,4 υ = 0,0325 0,7 = 0,02275 m 3 /s = 22,75 dm 3 /s. Dla tego strumienia wyznacza się straty ciśnienia, idąc od węzła 1. aż do węzła 7. Uzyskuje się dla danych przykładowych: H 7 pł = 30,5 m - czyli ok. 3,1 bara (< 6 bara - jako dopuszczalne przy płukaniu). Uwaga: Zakłada się, że przed rozpoczęciem płukania, przewody w systemie wypełnione są ściekami. Zadaniem płukania jest jednak osiągnięcie prędkości płuczącej υ 0,7 m/s w każdym miejscu systemu, a nie opróżnienie wszystkich przewodów ze ścieków! Efektywne jest stosowanie w PSP zbiornika sprężonego powietrza (mniejsze wymagane sprężarki i o mniejszej mocy). Czas płukania przyjmuje się z zakresu: t pł = 5 10 min. Zbiornik sprężonego powietrza projektuje się najczęściej na czas płukania wynoszący 10 minut, co przy przykładowej prędkości płukania rurociągu 160/144,6 mm wynoszącej 1,39 m/s da zasięg początkowe odcinki (rurociągi na trasie 7-6-3) na długości 834 m: l l t 1,39m/ s 600sek 834m. t 29

Do obliczeń zapotrzebowania powietrza należy więc rozpatrywać początkowe odcinki systemu, tj. na trasie 7-6-3. Objętość rurociągów wyniesie: V rur d 4 2 l pł 3,140,1446 4 2 834 = 13,7 m 3 Przyjmując maksymalne ciśnienie w zbiorniku sprężonego powietrza P max = 10 bar, przy ciśnieniu barometrycznym P b = 1 bar i wymaganym cienieniu płukania P pł = 3,1 bara (przyjęto 3,5 bara łącznie ze stratami w instalacji sprężarki), pojemność zbiornika wyniesie: Ppł Pb 3,5 1,0 Vzb. pł Vrur 13,7 5,6 m 3 P P 10,0 1,0 max b Przyjęto np.: V. 6 m 3 i sprężarkę o wydajności 12 m 3 /h, z mocą zainstalowaną 2,2 kw. zb pł 30

4. KANALIZACJA PODCIŚNIENIOWA 4.1. ZASADY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ Podział kanalizacji podciśnieniowej: Kanalizacja podciśnieniowa (próżniowa) oparta na wymuszonym podciśnieniem przepływie ścieków Jednoprzewodowa Dwuprzewodowa Rys. 4.1. Podział kanalizacji podciśnieniowej W kanalizacji komunalnej miast i wsi, bardziej praktycznym sposobem odprowadzanie ścieków jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys. 4.2). Rys. 4.2. Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego (centralna stacja próżniowa - CSP) 31

Rys. 4.3. Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej) Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody a także minimalizacji kosztów oczyszczania ścieków (np. na statkach dalekomorskich, stacjach kosmicznych) doprowadziły do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej. Oddzielnymi przewodami odprowadzane są ścieki: fekalne z WC oraz pozostałe ścieki z wanien, natrysków, zlewów, 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. Zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody - głównie na spłukiwanie 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 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 (tzw. szara) - poza fekalnymi, używana jest ponownie do spłukiwania misek ustępowych. W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane do zbiorników próżniowych (wodnopowietrznych) w centralnej stacji próżniowej (CSP), skąd następnie odprowadzane są do oczyszczalni ścieków. System ten ma ograniczony zasięg (zwykle do 2 km wokół CSP, oraz do 1500 mieszkańców). Obszary większe czy o większej liczbie ludności należy dzielić na rejony, każdy z odrębną stacją próżniową. 32

Elementy tworzące kanalizację podciśnieniową: Rys. 4.4. Elementy składowe systemu kanalizacji podciśnieniowej 1. Grawitacyjny odpływ ścieków z budynku - przykanalik z pionem wentylacyjnym 2. Studzienka zbiorcza z zaworem opróżniającym 3. Przewód podciśnieniowy 4. Rewizja 5. Budynek centralnej stacji próżniowej (CSP) 6. Zbiornik wodno-powietrzny (próżniowy) do gromadzenia ścieków 7. Pompa próżniowa 8. Pompa ściekowa tłocząca ścieki do oczyszczalni (w układzie hydraulicznym) Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne rozwiązywane są tak samo, jak w typowych układach grawitacyjnych: piony kanalizacyjne, z wentylacją wyprowadzaną pod dach, przewody poziome - przykanaliki, odprowadzają ścieki do studzienki zbiorczej z zaworem opróżniającym. W latach 70-tych były podejmowane próby modyfikacji instalacji wewnętrznych poprzez umieszczanie zaworów opróżniających na pionach bądź poziomach, czyli z pominięciem studzienek zbiorczych. Były to próby całkowicie nieudane, ze względu na: brak całkowitej szczelności wewnętrznych instalacji, panujący hałas przy pracy opróżniającej, wysysanie ścieków z zamknięć wodnych syfonów wannowych, ustępowych, itp. znaczne koszty inwestycyjne i eksploatacyjne. Rys. 4.5. Lokalizacja zaworu opróżniającego na przykanaliku bądź na poziomych odcinkach wewnątrz budynku - praktycznie brak retencji ścieków 33

Najlepszym więc rozwiązaniem jest więc budowa studzienki zbiorczej z retencją ścieków, do której w grawitacyjny sposób dostają się ścieki, i w niej umiejscowienie zaworu opróżniającego. Studzienki zbiorcze z zaworami opróżniającymi służą do gromadzenia ścieków dopływających z wewnętrznych instalacji (grawitacyjnych), skąd są okresowo usuwane poprzez otwieranie się zaworu opróżniającego - sterowanego poziomami ścieków. Studzienki zbiorcze muszą być szczelne, tak aby: nie dostawały się tam wody podziemne - infiltracyjne (zasysane w momencie obniżania się zwierciadła ścieków - opróżniania studzienki), które przyczyniają się do zwiększenia strumienia - rozcieńczonych ścieków, nie wydostawały się ścieki ze studzienki do otoczenia - eksfiltracja ścieków do gruntu - skażenie środowiska (przy niskich stanach wody podziemnej). W studzience zbiorczej musi być odpowiednia przestrzeń retencyjna użytkowa oraz buforowa (min. 30 dm 3 na jednego mieszkańca wg ATV A-116). Rys. 4.6. Klasyczna lokalizacja zaworu opróżniającego - w studzience zbiorczej (retencyjnej) Zawór opróżniający czerpie ścieki z dna studzienki przewodem o minimalnej średnicy 40 mm. Przewody podciśnieniowe łączące zawór opróżniający z siecią miejską powinny mieć średnicę nominalną minimum 65 mm. Przewody ściekowe, z rur ciśnieniowych PN10 (10 barów), układa się ze spadkiem w kierunku przewodu zbiorczego, aby zapobiec gromadzeniu się ścieków przy zaworze opróżniającym w fazie spoczynku. Połączenie od góry pod kątem 45º do kierunku przepływu. Podciśnienie w studzience zbiorczej (na poziomie zaworu opróżniającego) nie może być mniejsze niż 25 kpa (2,5 m H 2 O), a wysokość podnoszenia ścieków w studzience nie powinna być większa niż 1,5 m. 34

Przykładowe rozwiązania zaworów opróżniających: a) zawór pływakowy, b) zawór o pulsacyjnym działaniu - klapowy, c) zawór dwupołożeniowy (firmy E-VAC). Rys. 4.7. Przykłady rozwiązań zaworów opróżniających: l - studzienka zbiorcza. 2 - przykanalik dopływowy, 3 - separator, 4 - pływak otwarty, 5 - grzybek, 6 - wlot ścieków, 7 - gniazdo, 8 - przewód podciśnieniowy. 9 - pływak, 10 - zawór klapowy, 11 - dźwignia, 12 - zawór trójdrogowy, 13 - zawór opróżniający, 14 - przewody impulsowe podciśnienia Sieć przewodów podciśnieniowych. Podstawowym wymogiem funkcjonowania systemu jest szczelność przewodów podciśnieniowych. Zwykle, próbę szczelności sieci uważa się z pozytywną, gdy podciśnienie 0,7 bara w ciągu 1 godziny nie zmniejszy się więcej niż 10%. Stosuje się tutaj najczęściej materiały tworzywowe, jak: utwardzony polichlorek winylu PCV-U (PN 10), gęsty polietylen PE-HD (PN 10). Jako złącza rur PCV-U stosuje się złącza kielichowe z uszczelkami z elastomeru lub złącza klejone. Rury PE-HD łączy się zgrzewami doczołowymi lub przy pomocy muf elektrooporowych. Rys. 4.8. Sposoby połączeń rurociągów z PEHD: zgrzew doczołowy i mufa elektrooporowa 35

Stosowane są następujące średnice (zewnętrzne) rur tworzywowych (PVC-U, PEHD): 65; 75; 90; 110; 125; 160; 180; 200; 225 mm min max Uwaga: w rurach tworzywowych katalogi podają średnicę zewnętrzną. Średnica wewnętrzna zależy od klasy ciśnienia rury i rodzaju materiału. Przewody układa się najczęściej na głębokościach 1,5 2,0 m p.p.t. Rys. 4.9. Sposób ułożenia przewodu w płaskim terenie wg ATV-A116 Gdy i t 0 korzystne są krótkie odcinki wzniosu i dłuższe odcinki spadku. Generalnie sposób układania przewodów podciśnieniowych zależy od ukształtowania terenu (Chodzi tutaj o uniemożliwienie oddzielenia się powietrza od ścieków). 4.2. ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ Do wymiarowania kanalizacji podciśnieniowej zaleca się stosowanie metody wskaźnikowej. Jednostkowy strumień ścieków przyjmuje się w wysokości q = 150 dm 3 /d Mk. Oblicza się gęstość zaludnienia w Mk na mb sieci danej gałęzi systemu. Zalecenia do tej metody przedstawiono w tabeli 4.1. Tab. 4.1. Zalecenia do doboru średnic wg ATV-A116 Wskaźnik gęstości zasiedlenia w [Mk/mb sieci] - danej gałęzi sieci 0,04 0,06 > 0,06 0,12 > 0,12 0,20 Maksymalna długość (gałęzi) w [m] o określonej średnicy przewodu [mm] 65 80 100 125 200 150 100 800 650 300 1000 900 800 300 800 2000 2000 2000 36

Z powyższej tabeli dobiera się średnice przewodów odpowiednie ze względów hydraulicznych i eksploatacyjnych, tzn. takie, które zagwarantują nie niższe niż 25 kpa - podciśnienie w najdalszej studzience zbiorczej (danej gałęzi systemu). Powyższe zalecenia uwzględniają następujące warunki brzegowe pracy systemu: 1/ Maksymalny stosunek strumienia powietrza do strumienia ścieków wynosi 15:1, 2/ Do jednej gałęzi, tj. przewodu podciśnieniowego (od stacji próżniowej do najbardziej odległej studzienki zbiorczej) nie powinno być podłączonych więcej niż ok. 500 Mk, 3/ Całkowita długość jednej gałęzi (L G ) nie powinna przekraczać: L G < 5000 m - dla wskaźnika zasiedlenia 0,04 0,06 Mk/mb (wówczas otrzymamy max 200 300 Mk), L G < 4000 m - dla 0,06 0,12 Mk/mb (max 240 480 Mk), L G < 3000 m - dla > 0,12 0,20 Mk/mb (max 360 600 Mk). Jeżeli warunki 2/ lub 3/ nie są spełnione, to sieć należy podzielić na większą liczbę gałęzi wychodzących z CSP. Centralna stacja próżniowa (CSP) Zadaniem CSP jest wytworzenie i utrzymywanie podciśnienia, niezbędnego do wymuszania przepływu ścieków od studzienek zbiorczych z zaworami opróżniającymi do zbiornika ścieków w CSP. Schematy stacji próżniowych: z hydraulicznym odtransportowaniem ścieków - wg rys. 4.10, z pneumatycznym - wg rys. 4.11. Rys. 4.10. Schemat stacji próżniowej z hydraulicznym (pompowym) odtransportowaniem ścieków do oczyszczalni ścieków (najczęściej stosowany) 37

Rys. 4.11. Schemat stacji próżniowej z pneumatycznym (powietrznym) odtransportowaniem ścieków do oczyszczalni Stacje próżniowe wyposaża się zwykle w: dwa zbiorniki próżniowe, dwie pompy próżniowe, dwie pompy ściekowe - przy hydraulicznym odtransportowaniu ścieków, dwie sprężarki - przy pneumatycznym odtransportowaniu ścieków, zapasowe źródło energii (agregat prądotwórczy), system kontroli i alarmów. Zaleca się stosowanie dodatkowego - zapasowego zbiornika próżniowego (rys. 4.12). Rys. 4.12. Schemat wyposażenia stacji próżniowej z hydraulicznym odtransportowaniem ścieków do oczyszczalni ze zbiornikiem próżniowym osuszającym powietrze (zapasowym) 1 - zawór odcinający, 2 - przyrząd pomiarowy, 3 - zawór odcinający, 4 - zbiornik ścieków, 5 - czujniki poziomu ścieków, 6 - pompy ściekowe, 7 - przewody wyrównawcze ciśnienia, 8 - zawór zwrotny, 9 - główny przewód tłoczny, 10 - zbiornik próżniowy osuszający powietrze (zapasowy), 11 - zawór bezpieczeństwa, 12 - pompy próżniowe, 13 - wentylator, 14 - szafa sterownicza 38

Zbiorniki próżniowe (główne i zapasowe) są najczęściej wykonane ze stali z zabezpieczeniem antykorozyjnym (korozja H 2 S). Główne zbiorniki próżniowe gromadzą ścieki. Zapasowy zbiornik próżniowy ma za zadanie poprzez eliminator agresywnej wilgoci - zapewnić odpowiednie warunki pracy pomp próżniowych i stanowi dodatkową rezerwowę przestrzeni podciśnienia. W wypadku awarii pomp ściekowych stanowi dodatkową objętość buforową stacji. Pompy próżniowe pracują okresowo - w miarę zmian podciśnienia w sieci, przy pełnej automatyce. Pompy ściekowe - sterowane są systemem cieczowskazów i przewodów wyrównawczych-upustowych. Tłoczą ścieki albo do kanału grawitacyjnego albo bezpośrednio do oczyszczalni. Obliczenia technologiczne i hydrauliczne stacji próżniowych (CSP) A/. Wydajność pomp próżniowych Niezbędną wydajność pomp próżniowych, mierzoną strumieniem objętości powietrza, ustalić można ze wzoru: V f (4.1) p V ść gdzie: Vp - objętość powietrza odprowadzana w dobie, odniesiona do 0º C oraz 100 kpa (1 Bar), m 3 f - współczynnik bezwymiarowy zależny od długości gałęzi, liczonej od najdalszego przyłącza do stacji próżniowej oraz od gęstości zasiedlenia (wg tabeli 4.2), Vść - objętość ścieków, m 3 (dla 0,15 m 3 /d Mk: V ść = 0,15 x LM). Tab. 4.2. Zalecenia do doboru wartości współczynnika f wg ATV-A116 Długość gałęzi od najdalszej studni zbiorczej do stacji próżniowej, w m 500 > 500 1000 > 1000 1500 > 1500 2000 > 2000 2500 Wartość współczynnika f w zależności od gęstości zasiedlenia 0,04 0,06 Mk/mb 0,06 0,12 Mk/mb 0,12 0,20 Mk/mb 5,0 4,0 3,0 7,5 6,0 5,0 10,0 8,0 7,0 12,5 10,0 9,0 15,0 12,0-39

Aby zapewnić odpływ ścieków w kierunku CSP w najbardziej niekorzystnych warunkach (w czasie i w przestrzeni) przyjmuje się łączny czas działania pomp próżniowych t pp = 5 h/dobę, wówczas wydajność pomp Q pp w m 3 /h powinna wynieść: Vp Qpp (4.2) 5 Sprawność pomp próżniowych z pierścieniem wodnym przy podciśnieniu p = 0,6 bara Q pp p jest rzędu = 0,3. Stąd moc wymagana Pp, [W], gdy Q pp w [m 3 /s]. B/. Pompy ściekowe są wymiarowane na maksymalny dopływ ścieków do CSP, ale muszą być dostosowane też do: - przepustowości kanału odpływowego, - przepustowości oczyszczalni ścieków (Q h max ). Najczęściej przyjmuje się łączny czas pompowania ścieków 5 h/dobę. Stąd wydajność pomp ściekowych Q p ść w m 3 /h: Wymagana moc pompy P pść w watach: przy czym = 1000 kg/m 3, g = 9,81 m/s 2, P p ść Vść Qp ść (4.3) 5 g Qp ść H (4.4) Q p ść w m 3 /s, H w m. C/. Cykl pracy pomp próżniowych (t cp ) powinien być krótszy od 3 minut (180 s), ale dłuższy od 1 minuty (60 s). obliczamy go ze wzoru:! gdzie: V - objętość ścieków, m 3 ść t 2.3V Q - średnia wydajność pompy próżniowej, m 3 /s pp P lg P 1, P 2 - ciśnienie początkowe (1) i końcowe (2), hpa Gdy t cp gdy tcp ść 1 cp (4.5) Qpp P2 3 min - to należy zwiększyć wydajność pompy próżniowej (Q pp min = 0,07 m 3 /s), 1 min - to należy zwiększyć pojemność zapasowego zbiornika próżniowego. 40

Zasady eksploatacji i konserwacji kanalizacji podciśnieniowej Konserwacja obejmuje: zawory opróżniające oraz stacje próżniowe. Kontrola CSP: codziennie sprawdzanie poziomu oleju w pompach próżniowych, wykresów zapisu pracy pomp, sprężarek, co tydzień sprawdzanie baterii zapasowego generatora prądu, wymiana taśm zapisu pracy urządzeń co miesiąc oczyszczanie szklanych wzierników, sprawdzanie połączeń pomp, wymiana oleju i filtrów w pompach próżniowych co rok przesmarowanie silników, wymiana filtrów wlotów powietrza, co 5 lat kontrola i dopuszczenie do pracy przez Dozór Techniczny zbiorników, połączeń i pomp. 41

5. ZASADY BEZPIECZNEGO PROJEKTOWANIA KONWENCJONALNYCH SYSTEMÓW ODWODNIEŃ TERENÓW 5.1. Kanalizacja bytowo-gospodarcza i przemysłowa Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej i/lub przemysłowej jest właściwy bilans strumieni ścieków. Obecnie odstępuje się od sporządzania szczegółowych bilansów wodnych na rzecz bilansów opartych na wskaźnikach scalonych najczęściej na perspektywę 50 lat. Z jednej strony zapotrzebowanie na wodę w miastach maleje, co jest skutkiem m.in. oszczędnego gospodarowania wodą (wymuszonego wzrostem ceny wody, opomiarowaniem jej poboru, likwidacją przecieków w instalacjach, większą liczbą zmywarek do naczyń i pralek w gospodarstwach domowych, instalacją kabin natryskowych zamiast wanien kąpielowych, stosowania zamkniętych obiegów wody w przemyśle, itd.), lecz z drugiej strony wzrastać będzie gęstość zaludnienia i zabudowy terenów zurbanizowanych, zwłaszcza w perspektywie > 50 lat. Odpływ ścieków z terenów mieszkaniowych - w miastach Do sporządzania bilansów ścieków bytowo-gospodarczych na terenach mieszkaniowych należy szacować jednostkowy strumień odpływu ścieków na poziomie nie niższym niż 150 dm 3 na dobę i na mieszkańca (łącznie z drobnymi usługami - w budynkach mieszkalnych), tzn: q j 150 dm 3 /d Mk wg DWA-A 118:2006. Z braku perspektywicznych danych w polskiej literaturze, dotyczących zwłaszcza współczynników nierównomierności dobowej (N d ) i godzinowej (N h ) odpływu ścieków bytowo-gospodarczych, można posługiwać się wskaźnikiem scalonym - wg PN-EN 752:2008 i DWA-A 118:2006, jako miarodajnym - maksymalnym godzinowym odpływem: q bg = 0,004 0,005 dm 3 /s Mk Przykładowo: dla q j = 150 dm 3 /d Mk przy N d = 1,25 i N h = 2,3 otrzymamy: q bg = q j N d N h = 150/86400 1,25 2,3 = 0,005 dm 3 /s Mk. Na tej podstawie, strumień ścieków bytowo-gospodarczych Q bg (w dm 3 /s) na terenach mieszkaniowych obliczyć można z wzoru: Q bg = q bg Z F bg (5.1) gdzie: Z - gęstość zaludnienia, Mk/ha, F bg - powierzchnia zlewni ścieków bytowo-gospodarczych, ha. Zaludnienie terenów (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mk/ha - luźna zabudowa (willowa), do 300 Mk/ha - centra miast. 42

Odpływ ścieków z terenów przemysłowych Odnośnie terenów przeznaczonych w przyszłości na przemysł można tutaj również posługiwać się wskaźnikami scalonymi wg DWA-A 118:2006, skąd strumień ścieków przemysłowych Q p (w dm 3 /s) wyniesie: Q p = q p F p (5.2) gdzie: q p(n) = 0,2 0,5 dm 3 /s ha - dla przemysłu niewodochłonnego, q p(w) = 0,5 1,0 dm 3 /s ha - dla przemysłu wodochłonnego, F p - powierzchnia terenów przemysłowych, ha. Wg dotychczasowych polskich wytycznych z lat 70-tych XX wieku, zalecano: q p(n) = 0,3 1,2 dm 3 /s ha oraz q p(w) = 1,2 5,8 dm 3 /s ha. Były to zdecydowanie większe (od 50% do 480%) wartości wskaźników, świadczące m.in. o marnotrawstwie (stratach) wody zwłaszcza w przemyśle wodochłonnym, braku stosowania zamkniętych obiegów wody, czy też braku regulatorów przepływu w zbiornikach przelewowych, itp. [102]. Miarodajny do wymiarowania kanałów grawitacyjnych strumień objętości Q (w dm 3 /s) ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz wód/ścieków przypadkowych obliczać należy z wzoru: Q = Q bg + Q p + Q inf + Q dwd (5.3) gdzie: Q bg - strumień ścieków bytowo-gospodarczych (maksymalny godzinowy), dm 3 /s, Q p - strumień ścieków przemysłowych (maksymalny godzinowy), dm 3 /s, Q inf - strumień wód infiltracyjnych (wody przypadkowe), dm 3 /s, Q dwd - strumień dopływu wód deszczowych (wody przypadkowe, dopływające m.in. przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek w okresie opadów), dm 3 /s. Wg wytycznych niemieckich (DWA-A 118:2006) do wymiarowania grawitacyjnych kanałów bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy przyjmować następujące wartości wskaźników tzw. wód przypadkowych: q inf [0,05; 0,15] dm 3 /s ha - dla wód infiltracyjnych, 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 - dla wód przypadkowych. Wg polskich wytycznych (z lat 70-tych XX wieku), analizowanych w pracy [102], zlecano: q inf [0,008 0,13] dm 3 /s ha - dla zagłębienia kanałów H 6 m. Były to więc znacznie mniejsze wartości wskaźnika (q inf ) starzenia się kanałów. Mogłoby to sugerować fałszywą tezę, że budowane w Polsce kanały ściekowe były wykonywane z lepszych materiałów czy też w dokładniejszy sposób niż w Niemczech. 43

Kanały bytowo-gospodarcze i przemysłowe dobierać należy na wypełnienie względne: h/d [0,5; 0,7]. Odpowiada to przepustowości całkowitej (Q o = 100%) dla przekroju kołowego: od 50 do 83% Q o (rys. 5.1). Rys. 5.1. Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym [102] Zaleca się więc pozostawianie rezerwy na przyszłościowy rozwój wynoszącej: od 50 do 17% Q o w zależności od ważności kanału ściekowego w systemie (wg DWA-A 118 [102]). Jako minimalną średnicę grawitacyjnych kanałów bytowo-gospodarczych i przemysłowych przyjmuje się: D min = 0,20 m zwłaszcza dla początkowych odcinków sieci, przy pasmowej czy luźnej zabudowie. Dla przykanalików dopuszcza się D min = 0,15 m. Wg najnowszych wytycznych DWA-A 118:2006 zaleca się przyjmowanie w miastach: D min = 0,25 m. Obliczenia hydrauliczne nowoprojektowanych kanałów grawitacyjnych: bytowogospodarczych i przemysłowych, a także kanałów deszczowych i ogólnospławnych, zaleca się opierać na wzorach Darcy-Weisbacha i Colebrooka-White a - przy przyjęciu eksploatacyjnej chropowatości ścian kanałów: k[0,5; 1,5] mm, lub stosowanie wzoru Manninga - ze współczynnikiem szorstkości eksploatacyjnej: n[0,011; 0,013] s/m 1/3, w zależności od rodzaju materiału przewodów i wysokości kinet ściekowych (strat) w studzienkach [102]. Minimalne spadki dna kanałów grawitacyjnych można określać ze znanej formuły właściwej jednak dla wypełnień względnych h/d 0,3: i min = 1/D (5.4) gdzie: D - średnica kanału w metrach, wówczas spadek i min w promilach. Pierwsze (początkowe) odcinki kanałów powinny mieć większe minimalne spadki dna, ze względu na hydromechanikę transportu zanieczyszczeń - przy małych wypełnieniach kanałów h/d < 0,3. Odpowiednie wskazówki w tym względzie podane są m.in. w pracy [102]. 44

Minimalne przykrycie gruntem kanałów grawitacyjnych (H min ) zależy od strefy przemarzania gruntu (H z ). Zasadniczo przykanaliki i kanały powinny być układane z przykryciem, co najmniej: H min H z + (0,2 0,4) m. Zalecenia co minimalnych średnic betonowych studzienek kanalizacyjnych (niezależnie od systemu kanalizacyjnego) wynikają z norm: PN-B-10729:1999 - branżowej oraz PN-EN 1917:2004 - zharmonizowanej z normą europejską. Unormowane wartości są jedynie wskazówkami. Minimalne (wewnętrzne) średnice betonowych studzienek kanalizacyjnych powinny jednak wynosić: 1,0 m - dla kanałów o średnicach D 0,3 m (i głębokości do 3 m p.p.t), 1,2 m - dla kanałów o średnicach D [0,4; 0,6] m, 1,4 m - dla kanałów o średnicach D = 0,8 m, 1,6 m - dla kanałów o średnicach D > 0,8 m. Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw. nie włazowych studzienek kanalizacyjnych, tj. o małych średnicach studni rzędu 0,3 0,6 m - wykonanych z tworzyw sztucznych. Stosowanie takich studzienek jest możliwe dla małych średnic kanałów o D [0,15; 0,3] i płytko ułożonych. Ze względów eksploatacyjnych, na terenach o luźnej zabudowie możliwe jest lokalizowanie wówczas np. naprzemiennie studzienek włazowych (jako połączeniowych) i nie włazowych (jako rewizyjnych). Jak wykazała praktyka, studzienki betonowe, w porównaniu do tworzywowych, lepiej sprawdzają się: w gruntach o zmiennym poziomie wód podziemnych, w warunkach występowania naprężeń dynamicznych (np. od ruchu pojazdów), w czasie zalania - podtopienia odwadnianego terenu (stabilne), na etapie budowy - niewrażliwe na wyparcie przez wodę (ze względu na ciężar). Rozstaw studzienek rewizyjnych nie powinien być większy niż: na kanałach nie przełazowych - o wysokości przekroju H < 1,0 m: 60 80 m, na kanałach przełazowych - do H < 1,4 m: 60 80 m. na kanałach przełazowych - o H 1,4 m: 80 120 m. 45

5.2. Kanalizacja deszczowa Zaobserwowany w XX wieku wzrost średniej temperatury globu wywołuje zwiększoną cyrkulację wody oraz nasilenie się ekstremalnych zjawisk pogodowych (susze, powodzie, trąby powietrzne). Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu IPCC:2007, w bieżącym stuleciu temperatura globu może się podnieść nawet o kilka stopni C, a na każdy stopień wzrostu temperatury przewiduje się około 7% wzrost intensywności opadów. Przykładowo, we Wrocławiu na przestrzeni ostatnich 50 lat (1960-2010) nastąpił wzrost intensywności opadów o około 13%, co ekstrapolując na 100 lat (tj. na 2060 rok) wyniesie już około 26%. Stąd też w przyszłości wystąpi jeszcze więcej zdarzeń ekstremalnych opadów, które będą powodować szkody na obszarach zurbanizowanych w skutek wylewów z kanałów. Ponieważ budowane obecnie systemy kanalizacyjne powinny sprawdzać się w działaniu w horyzoncie czasowym 2100 roku, niezbędne jest już dzisiaj podjęcie odpowiednich działań zaradczych, w celu zminimalizowania negatywnych skutków takich zdarzeń w przyszłości - zgodnie z BAT. Niezawodność działania systemów odwodnień terenów nie jest możliwa w pełni do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadów. Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania, tzn. gwarantującego osiągnięcia współcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenów zurbanizowanych - wg zaleceń PN-EN 752:2008 - również w przyszłości. Wymaga to dostosowania systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych prognozowanych strumieni wód opadowych - o częstości występowania równej dopuszczalnej częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (wg tab. 5.1). Tab. 5.1. Zalecane częstości projektowe opadów deszczu i dopuszczalne częstości wylewów z kanałów wg PN-EN 752:2008 Częstości projektowe: Rodzaj zagospodarowania terenu - opadów - wylewów [1 raz na C lat] Tereny wiejskie 1 na 1 1 na 10 Tereny mieszkaniowe 1 na 2 1 na 20 Centra miast, tereny usług i przemysłu 1 na 5 1 na 30 Podziemne obiekty komunikacyjne, przejścia i przejazdy pod ulicami, itp. 1 na 10 1 na 50 46

Częstość deszczu C, lata Czas trwania deszczu t, min Błaszczyk q B = 1,0 (100%) Reinhold q 15,1 = 100 dm 3 /s ha Bogdanowicz-Stachy - region północnozachodni Bogdanowicz-Stachy - region centralny Lambor - Wrocław Licznar- Łomotowski - Wrocław-Swojczyce Kotowski model fizykalny - Wrocław- Strachowice Kotowski- Kaźmierczak model probabilistyczny - Wrocław- Strachowice Do wymiarowania systemów kanalizacji deszczowej (w tym ogólnospławnej) w Polsce stosowano historycznie najczęściej dwie metody obliczeniowe: metodę granicznych natężeń - MGN, metodę stałych natężeń - MSN (dla zlewni do 50 ha). Obie metody wykorzystywały wzór Błaszczyka, który oparty został na opadach zarejestrowanych w Warszawie w latach 1837 1891 i 1914 1925 (czyli średnio ponad 100 lat temu), postaci: q = 6,631 H 2/3 C 1/3 t -2/3 (5.5) gdzie: q - jednostkowe natężenie deszczu, dm 3 /s ha, t - czas trwania deszczu, min, H - średnia wysokość opadu z wielolecia, mm, C - częstość występowania deszczu o natężeniu q lub większym, lata. Wzór Błaszczyka zaniża o około 40% obecne wartości maksymalnych natężeń deszczy, co jest spowodowane m.in. niestacjonarnością - wzrostem intensywności opadów na przestrzeni wieków. Tab. 5.2. Porównanie natężeń deszczy obliczonych z modeli różnych autorów względem modelu Błaszczyka (q/q B ) - stosowanego dotychczas do wymiarowania kanalizacji w Polsce [102] 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 10 1,00 1,25 0,50 0,50 1,18 1,27 1,47 1,38 15 1,00 1,30 0,50 0,50 1,21 1,28 1,49 1,40 C = 1 30 1,00 1,27 0,50 0,50 1,23 1,25 1,48 1,41 60 1,00 1,15 0,50 0,50 1,23 1,19 1,44 1,40 120 1,00 0,98 0,50 0,50 1,21 1,17 1,39 1,38 180 1,00 0,87 0,50 0,50 1,07 1,20 1,36 1,37 10 1,00 1,29 1,22 1,46 1,24 1,36 1,58 1,44 15 1,00 1,34 1,25 1,49 1,27 1,46 1,60 1,49 C = 2 30 1,00 1,31 1,27 1,49 1,29 1,42 1,59 1,53 60 1,00 1,18 1,46 1,46 1,30 1,19 1,55 1,53 120 1,00 1,01 1,39 1,39 1,28 1,12 1,49 1,50 180 1,00 0,90 1,30 1,30 1,27 1,25 1,45 1,48 10 1,00 1,31 1,28 1,57 1,44 1,38 1,46 1,30 15 1,00 1,36 1,32 1,61 1,48 1,41 1,50 1,39 C = 5 30 1,00 1,33 1,34 1,61 1,50 1,31 1,49 1,44 60 1,00 1,20 1,57 1,57 1,50 1,13 1,45 1,44 120 1,00 1,02 1,49 1,49 1,49 1,06 1,39 1,41 180 1,00 0,91 1,38 1,38 1,47 1,13 1,36 1,38 10 1,00 1,30 1,20 1,48 1,15 1,25 1,32 1,17 15 1,00 1,35 1,24 1,52 1,17 1,28 1,35 1,25 C = 10 30 1,00 1,32 1,26 1,52 1,19 1,35 1,34 1,31 60 1,00 1,19 1,48 1,48 1,19 1,32 1,30 1,31 120 1,00 1,01 1,40 1,40 1,18 1,05 1,26 1,28 180 1,00 0,90 1,30 1,30 1,17 0,67 1,23 1,25 47

Ponadto, założenia wyjściowe MGN odnośnie retencji kanałowej i terenowej dodatkowo redukują strumień spływu wód opadowych, w stosunku do tzw. metod czasu przepływu stosowanych w Europie. W rezultacie, MGN zaniża wyniki obliczeń strumieni ścieków opadowych nawet o 100%, co skutkuje zaniżeniem średnic kanałów o 30%. Ma to negatywne skutki przy weryfikacji dopuszczanych normą PN-EN 752:2008 częstości wylewów z kanałów, co wykazano m.in. w pracach [77, 102]. Do wymiarowania systemów kanalizacji deszczowej w Polsce zalecana jest obecnie metoda maksymalnych natężeń (MMN) - z polskimi modelami opadów maksymalnych z okresów pomiarowych 1960-1990-2009. Metoda ta wzorowana jest na metodzie współczynnika opóźnienia - MWO, stosowanej w Niemczech [102]. Współczesne modele opadów do wymiarowania kanalizacji w Polsce Dzisiejsze związki: intensywności - IDF (Intensity-Duration Frequency) czy wysokości - DDF (Depth-Duration Frequency) opadów deszczu z czasem ich trwania i częstością występowania, opracowane dla wielu regionów geograficznych Europy, są zbliżone do siebie jakościowo. Nie znaczy to wcale, że są one identyczne ilościowo, zwłaszcza w skali lokalnej. O zjawisku opadowym określonego obszaru decyduje bowiem szereg uwarunkowań środowiskowych, m.in. [106]: ukształtowanie powierzchni, wzniesienie nad poziomem morza, sposób użytkowania terenu. Ekstremalne opady występujące w warunkach polskich nie różnią się znacząco pod względem wysokości od notowanych w krajach ościennych, podobnie jak i wysokości opadów maksymalnych we Wrocławiu w porównaniu do Warszawy (tab. 5.3). Kraj / miasto Tab. 5.3. Ekstremalne wysokości opadów (w mm) w wybranych krajach Europy na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany) Czas trwania opadu minuty godziny doby 5 10 15 30 1 2 3 6 12 1 2 3 Polska 25,3 80 79,8 126 176,1 117,9 220 221,8-300 428 557 Niemcy - 126-40 200 239 246 112-312 379,9 458 Czechy 29,8 39,8 50,2 79,9 92,8 117 126,6 158,5 203,6 345,1 380 536,7 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 21,9 28 36,6 40,8 49,5 50,4 57 68 80,1 109,7 113,3 48

Podobnie, natężenia deszczy np. o czasie trwania 10 minut i o danej częstości występowania (q 10,C ), dla polskich miast mieszczących się w zasięgu atlasu KOSTRA z 1997 roku, są zbliżone do zmierzonych we Wrocławiu w okresie 1960-2009. Natężenia te są znacznie wyższe od obliczonych z wzoru Błaszczyka (tab. 5.4). Tab. 5.4. Natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast z atlasu KOSTRA na tle zmierzonych we Wrocławiu oraz obliczonych z wzorów Błaszczyka i Bogdanowicz-Stachy Lp. Miejscowość / model opadu Natężenie deszczu q 10,C w dm 3 /s ha dla częstości występowania: Okres pomiarowy, C = 1 rok C = 2 lata C = 5 lat C = 10 lat uwagi 1 Szczecin 144,7 177,6 221,1 254,0 2 Gubin 157,1 201,9 261,1 305,9 1960 1990 3 Zgorzelec 147,7 186,9 238,6 277,8 4 Wrocław 148,3 183,3 230,0 261,7 1960 2009 5 Wg wzoru Błaszczyka 100,9 127,6 172,5 217,3 H = 600 mm 6 Wg Bogdanowicz- R 1 50,6 185,2 270,8 322,0 1960 1990 Stachy dla regionu: R 2 50,6 154,7 220,9 260,4 Wg modelu opadów maksymalnych Bogdanowicz-Stachy z 1998 roku [106], 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 z podanymi w atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych. a) b) c) R3 R2 R1 R1 R1 Wrocław Wrocław Wrocław R3 Rys. 5.2. 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) Probabilistyczny model opadów maksymalnych Bogdanowicz i Stachy powstał na podstawie ogólnopolskich pomiarów deszczy na 20 stacjach IMGW w latach 1960 1990. Oparty został na rozkładzie Fishera-Tippetta typu III min : h max = 1,42 t 0,33 + α (- ln p) 0,584 (5.6) gdzie: h max - maksymalna wysokość opadu, mm, t - czas trwania deszczu: t [5; 4320] min, p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu: p = 1/C (0; 0,5], α - parametr skali zależny od regionu Polski i czasu t (wg rys. 5.2). 49

Dla C 2, w regionie centralnym Polski (R 1 ) parametr α obliczany jest z wzorów (rys. 5.2): - dla t [5; 120) min α = 4,693 ln(t +1) 1,249 (5.6a) - dla t [120; 1080) min α = 2,223 ln(t +1) + 10,639 (5.6b) - dla t [1080; 4320] min α = 3,010 ln(t +1) + 5,173 (5.6c) Analogicznie, dla regionu północno-zachodniego (R 2 ) przy czym dla czasów trwania opadów 60 minut region R 2 zanika, przechodząc w R 1 : - dla t [5; 30] min α = 3,920 ln(t +1) 1,662 (5.6d) - dla t (30; 60) min α = 9,160 ln(t +1) 19,60 (5.6e) Dla regionów południowego i nadmorskiego (R 3 ) parametr α obliczany jest z wzoru: - dla t [720; 4320] min α = 9,472 ln(t +1) 37,03 (5.6f) Uwaga: Model Bogdanowicz i Stachy - o ogólnopolskim zasięgu, nie może być stosowany dla C = 1 rok i nie obejmuje obszarów górskich i podgórskich - zakreskowane na rys. 5.2. W skali kraju czy też regionów geograficznych Polski izohiety wysokości czy intensywności opadów mają w miarę regularny przebieg, podczas gdy w odwzorowaniach wykonanych dla małych obszarów (np. aglomeracji) przebiegi izolinii stają się bardziej zawiłe - im większa jest gęstość sieci pomiarowej. W zależności od skali odwzorowania, wzrasta więc dokładność i praktyczna przydatność informacji o opadach do celów projektowych. Przykładowo, dla Wrocławia opracowano probabilistyczny model maksymalnych wysokości opadów (z okresu 50 lat obserwacji: 1960-2009), oparty na trójparametrowym uogólnionym rozkładzie wykładniczym, dla zakresu czasu trwania opadów t [5; 4320] minut i prawdopodobieństwa przewyższenia p [1; 0,01], o postaci: h max 0,242 0,0106 0,911 4,58 7,41t (186,5t 188,0)ln(1 (1 p) ) (5.7) który przekształcony na maksymalne jednostkowe natężenie deszczy (q max = 166,7 h max /t) o częstości występowania C [1; 100] lat, przyjmuje postać: q (5.8) 0,242 0,0106 0,911 1 max 166,7[ 4,58 7,41t (186,5t 188,0)ln(1 (1 1/ C) )] t gdzie: h max - maksymalna wysokość opadu (o czasie trwania t), mm, q max - maksymalne jednostkowe natężenie opadu, dm 3 /s ha, t - czas trwania deszczu, min, p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu, C - częstość występowania opadu (o natężeniu q max wraz z wyższym): C = 1/p, lata. 50

W tabeli 5.5 zestawiono wyniki obliczeń jednostkowego natężenia deszczu q max dla praktycznego do projektowania systemów kanalizacyjnych zakresu czasów trwania opadów: t[5; 180] minut i częstości występowania: C{1; 2; 5; 10} lat, obliczone z modelu (5.8). Tab. 5.5. Maksymalne jednostkowe natężenie opadu deszczu we Wrocławiu wg (5.8) Czas t Jednostkowe natężenie q max [dm 3 /s ha] dla częstości: [min] C = 1 rok C = 2 lata C = 5 lat C = 10 lat 5 212,0 255,2 308,5 348,2 10 139,3 178,6 227,0 263,2 15 107,7 140,8 181,7 212,2 20 89,3 117,9 153,1 179,4 30 68,3 90,9 118,6 139,4 40 56,3 75,1 98,2 115,5 50 48,4 64,6 84,5 99,4 60 42,7 57,0 74,6 87,7 70 38,4 51,2 67,0 78,8 80 35,0 46,7 61,0 71,8 90 32,3 43,0 56,2 66,0 100 30,0 39,9 52,1 61,2 110 28,1 37,3 48,7 57,2 120 26,4 35,1 45,7 53,7 130 25,0 33,1 43,2 50,7 140 23,7 31,4 40,9 48,0 150 22,6 29,9 38,9 45,6 160 21,6 28,6 37,1 43,5 170 20,7 27,3 35,5 41,6 180 19,9 26,2 34,1 39,9 Na podstawie danych z tab. 5.5 sporządza się krzywe deszczu (IDF) pomocne w wymiarowaniu kanalizacji deszczowej we Wrocławiu metodą czasu przepływu MMN. Metoda bezpiecznego wymiarowania odwodnień terenów w Polsce - MMN Pod względem wysokości i intensywności opadów maksymalnych warunki hydrologiczne Polski i Niemiec są zbliżone. Oba kraje położone są w zasięgu stref klimatu kontynentalnego i morskiego. Tak więc ogólne zasady wymiarowania i modelowania przeciążeń systemów kanalizacyjnych wypracowane w Niemczech mogą mieć zastosowane również w Polsce [102]. W celu zapewnienia bezpieczeństwa działania systemów kanalizacji deszczowej i ogólnospławnej, budowanych czy modernizowanych w Polsce, zgodnie z wymaganiami PN- EN 752:2008 pilna stała się potrzeba zmiany dotychczasowych zasad ich wymiarowania, w tym zastąpienie wzoru Błaszczyka współczesnymi modelami opadów maksymalnych. 51

W zalecanej metodzie maksymalnych natężeń - MMN, na wzór MWO - stosowanej w Niemczech, wyeliminowano czasy koncentracji terenowej i retencji kanałowej, a więc uzależniono opóźnienie spływu powierzchniowego jedynie od rzeczywistego czasu trwania opadu (t) - równego czasowi przepływu ścieków w kanałach (t p ). Bowiem, miarodajne do projektowania systemów odwodnień terenów, maksymalne natężenia deszczy występują w okresach długotrwałych zjawisk opadowych, trwających nawet kilka dni. Wówczas znaczenie koncentracji terenowej i retencji kanałowej jest pomijalnie małe. Ponadto, zalecono przyjmowanie współczynnika spływu powierzchniowego, nie tylko w zależności od stopnia uszczelnienia terenu, ale także od natężenia deszczu i spadków powierzchni. Wg MMN, miarodajny do wymiarowania kanałów deszczowych strumień ścieków opadowych Q d (w dm 3 /s) wynosi [102]: Q d = q max ψ s F (5.9) gdzie: q max - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania równym czasowi przepływu (t = t p ), dm 3 /s ha, ψ s - szczytowy (maksymalny) współczynnik spływu - w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni, spadków terenu i częstości deszczy obliczeniowych (wg tab. 5.6), -, F - powierzchnia zlewni deszczowej, ha. Tab. 5.6. Szczytowe współczynniki spływu (ψ s ) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i spadków terenu (i t ) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C) do MMN Stopień uszczel Szczytowe współczynniki spływu ψ s Spadki terenu i t,, % nienia i t 1% 1% < i t 4% 4% < i t 10% i t > 10% terenu Częstości projektowe deszczu C, lata ψ, % 1 2 5 10 1 2 5 10 1 2 5 10 1 2 5 10 0 (*) 0 0 0,1 0,3 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 0,80 30 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 0,82 40 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 0,84 50 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 0,87 60 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 0,89 70 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 0,91 80 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 0,93 90 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 0,96 100 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 ψ 10 % wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań współczynnika spływu ψ max 52

Najkrótsze czasy trwania deszczu: t min {5, 10, 15} minut do MMN należy dobierać w zależności od nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni (wg ATV A-118) zgodnie z tabelą 5.6. Tab. 5.6. Najkrótsze czasy trwania deszczu (t min ) w zależności od spadku terenu (i t ) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN Średni spadek terenu i t Stopień uszczelnienia powierzchni ψ Minimalny czas trwania deszczu t min < 1 % 50 % 15 minut > 50 % 10 minut 1 % do 4 % > 0 % 10 minut > 4 % 50 % 10 minut > 50 % 5 minut Odnośnie scenariuszy i modeli opadów, do czasu opracowania w Polsce atlasu lokalnych opadów maksymalnych (na wzór atlasu KOSTRA w Niemczech), zalecenia do MMN podano w tabeli 5.7. Tab. 5.7. Zalecane modele i częstości projektowe opadów deszczu do wymiarowania systemów odwodnieniowych w Polsce wg MMN Rodzaj Częstości Zalecane modele i częstości projektowe deszczy: zagospodarowania terenu projektowe opadów - do wymiarowania sieci odwodnieniowych - do wymiarowania zbiorników retencyjnych Tereny C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 rok wiejskie lub wzór Błaszczyka dla C = 2 lata * ) Modele lokalne dla C = 2 lata lub wzór Błaszczyka dla C = 5 lat * ) mieszkaniowe Tereny C = 2 lata Stachy dla C = 2 lata, bądź wzór Błaszczyka dla C = 5 lat * ) Modele lokalne lub model Bogdanowicz- Modele lokalne lub model Bogdanowicz- Stachy dla C = 5 lat, bądź wzór Błaszczyka dla C = 10 lat * ) Centra miast, tereny usług i przemysłu C = 5 lat Modele lokalne lub model Bogdanowicz- Stachy dla C = 5 lat, bądź wzór Błaszczyka dla C = 10 lat * ) Modele lokalne lub model Bogdanowicz- Stachy dla C 10 lat, bądź wzór Błaszczyka dla C 20 lat * ) Podziemne obiekty C = 10 lat Modele lokalne lub model Bogdanowicz- Modele lokalne lub model Bogdanowiczkomunik., przejścia Stachy dla C = 10 lat, bądź wzór pod ulicami, itp. Błaszczyka dla C = 20 lat * ) Stachy dla C 20 lat, bądź wzór Błaszczyka dla C 30 lat * ) * ) Dopuszcza się stosowanie wzoru Błaszczyka (dla t = t p ) jedynie na terenach wiejskich oraz podgórskich i górskich. Tak więc zaleca się: dla częstości projektowej C = 1 rok (na terenach wiejskich - wg PN-EN 752) stosowanie lokalnych modeli opadów maksymalnych; z konieczności stosować można wzór Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata; dla częstości projektowych C = 2, 5 i 10 lat (na terenach miejskich - wg PN-EN 752) stosowanie modeli lokalnych lub modelu Bogdanowicz-Stachy; natomiast na terenach podgórskich i górskich z konieczności stosować można wzór Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy: - z C = 2 lata na C = 5 lat - dla terenów mieszkaniowych, - z C = 5 lat na C = 10 lat - dla centrów miast, terenów usług i przemysłu, - z C = 10 lat na C = 20 lat - dla podziemnych obiektów komunikacyjnych, przejść pod ulicami, itp. 53

Do wymiarowania zbiorników retencyjnych, ze względu na ich wagę w zapewnieniu bezpieczeństwa działania systemów odwodnieniowych, należy zwiększyć częstości opadów projektowych - wg tabeli 5.7. Kanały deszczowe należy dobierać na niecałkowite wypełnienie: do 0,75h/D w przypadku kanałów kołowych czy do 0,79h/H dla kanałów jajowych, itp., tj. do 90% przepustowości całkowitej (Q o ) danego przekroju [102]. U podstaw tej zasady leży domniemanie, że dla przyjętych częstości deszczu obliczeniowego, przy całkowitym wypełnieniu kanału, dopuszczane normą PN-EN 752:2008 częstości wylania nie zostaną przekroczone. Jednakże związku między częstością deszczu projektowego a wynikowymi wielkościami obciążenia danego systemu nie da się uogólnić, ponieważ hydrauliczny opis przepływu w kanałach jest nieliniowy. Po osiągnięciu całkowitego wypełnienia kanałów i przy dalszym wzroście spiętrzenia ścieków do poziomu terenu możliwy jest wzrost ich przepustowości. Zależy to głównie od zagłębienia kanałów i lokalnych uwarunkowań na powierzchni terenu. Pomocne okazują się tutaj zalecenia wg DWA-A 118:2006 (tab. 5.8), wprowadzające pojęcie częstości nadpiętrzenia do poziomu terenu do obliczeń sprawdzających przy pomocy modelowania hydrodynamicznego [102]. Tab. 5.8. Częstości nadpiętrzeń do poziomu terenu do modelowania nowoprojektowanych bądź modernizowanych systemów kanalizacyjnych wg DWA-A 118 Częstość nadpiętrzenia Rodzaj zagospodarowania terenu [1 raz na C lat] Tereny wiejskie 2 Tereny mieszkaniowe 3 Centra miast, tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5 Podziemne obiekty komunikacyjne, rzadziej niż 10 * ) przejścia i przejazdy pod ulicami, itp. * ) Gdy nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające, częstość nadpiętrzenia i wylania należy przyjmować jako 1 raz na 50 lat. W istniejących, modernizowanych czy nowoprojektowanych systemach kanalizacyjnych zaleca się obecnie weryfikację przeciążeń hydraulicznych zwymiarowanych kanałów i obiektów na drodze symulacji hydrodynamicznych, przy różnych scenariuszach obciążenia zlewni opadami (zmiennymi w czasie i przestrzeni). Scenariuszami tymi są jak dotychczas: opady modelowe deszczy - tworzone z lokalnych krzywych IDF lub DDF, lub rzeczywiste serie intensywnych opadów z wielolecia. 54

Ideą opadów modelowych jest oddanie w sposób zbliżony do rzeczywistości przebiegu typowych opadów o zmiennej w czasie intensywności. Przykładem modelowego opadu deszczu jest model Eulera typu II, zalecany do symulacji działania kanalizacji w Niemczech (wg ATV A-118:2006), a obecnie w Polsce [77, 102]. Model Eulera oparty jest na spostrzeżeniu, iż największa chwilowa intensywność deszczu występuje na końcu 1/3 czasu jego trwania. Wg tej zasady, z 5-cio minutowym krokiem dyskretyzacji, wyznacza się interwał o najwyższej intensywności, a kolejne przedziałowe intensywności zestawia się malejąco na lewo i na prawo od maksymalnego (rys. 5.3). Rys. 5.3. Opad modelowy Eulera typu II o t = 60 min i C = 3 lata dla Wrocławia Na rysunku 5.3 przedstawiono dla przykładu opad modelowy Eulera typu II opracowany dla Wrocławia. Opad ten, o czasie trwania t = 60 min i częstości występowania C = 3 lata, charakteryzuje się maksymalną intensywnością wynoszącą 100,4 mm/h, występującą pomiędzy 15-tą a 20-tą minutą trwania deszczu. Sumaryczna wysokość opadu wynosi 23,3 mm. Czas trwania opadu modelowego powinien być co najmniej dwukrotnie dłuższy od czasu przepływu w kanalizacji. Opad modelowy Eulera uznawany jest w przybliżeniu za odpowiadający zmierzonym seriom opadów nawalnych w wieloleciu. Modelowanie działania systemów kanalizacyjnych, zalecane normą PN-EN 752:2008 a nawet wymagane prawem wg Rozporządzenia Ministra Środowiska z 2006 r. - odnośnie weryfikacji częstości działania przelewów burzowych, jest w Polsce rzadko stosowane z braku niezbędnych danych, tj. monitoringu sieci i opadów, GIS, jak i dostatecznych podstaw metodycznych. 55

natężenie deszczu, dm 3 /(s ha) Częstości projektowe opadów i kryteria do modelowania przeciążeń kanalizacji w przyszłości Podstawą oceny przyszłych zagrożeń jest wybór odpowiednich scenariuszy opadów, opisujących zmiany obecnych wzorców (IDF bądź DDF), spowodowane przez zmiany klimatu. Odnośnie współczesnych opadów kryterialnych do projektowania odwodnień terenów - wg obecnych standardów PN-EN 752:2008 i DWA-A 118:2006 - przewiduje się wzrost częstości ich występowania w przyszłości. Ogólnie, dostosowanie obecnych opadów projektowych do wymiarowania czy modelowania odwodnień terenów można dokonać poprzez korektę: ich intensywności - krzywych IDF o obecnych częstościach występowania lub zmieniając częstości występowania współczesnych opadów projektowych. Wg badań Willemsa (z 2011 r.), dzisiejsze intensywności opadów należałoby zwiększyć o około 20% dla C = 1 rok do około 50% dla C = 10 lat, lub też częstości występowania obecnych opadów należałoby zredukować około 2 razy. Na tej podstawie opracowano wytyczne do identyfikacji przyszłych przeciążeń hydraulicznych w systemach kanalizacyjnych Flandrii w Belgii. Oznaczałoby to, np. w odniesieniu do Wrocławia (rys. 5.4), że obecne wartości natężeń jednostkowych deszczy np. o częstości występowania C = 2 lata będą w przyszłości odpowiadały w przybliżeniu C = 1 rok, itp. 400 350 300 C=25 C=10 C=5 C=2 C=1 C=0,5 250 200 150 100 50 0 1 10 100 1000 czas, min Rys. 5.4. Obecne krzywe jednostkowych natężeń deszczy (IDF) o C = 0,5 25 lat obliczone z modelu probabilistycznego dla Wrocławia - z okresu 1960 2009 56

Staufer (w 2010 r.) zaproponował korektę częstości opadów projektowych, przyjmowanych obecnie do weryfikacji nadpiętrzeń i wylewów w Niemczech - wg standardu DWA-A 118:2006. Przykładowo, dla terenów mieszkaniowych zalecono scenariusz opadów C = 5 lat zamiast C = 3 lata do weryfikacji występowania przyszłych nadpiętrzeń oraz scenariusz opadów ekstremalnych o C = 100 lat dla zapewnienia wymaganej obecnie dopuszczalnej częstości wylewów raz na 20 lat. Na tej podstawie Krajowy Urząd ds. Środowiska Bawarii wydał zalecenia do identyfikacji przyszłych przeciążeń kanalizacji deszczowej i ogólnospławnej w Północnej Nadrenii- Westfalii (tab. 5.9). Tab. 5.9. Zalecane zmiany częstości opadów projektowych do identyfikacji przeciążeń kanalizacji w przyszłości dla Północnej Nadrenii-Westfalii Częstości opadów do symulacji: Rodzaj zagospodarowania terenu - nadpiętrzeń - wylewów [1 raz na C lat] Tereny wiejskie 3 zamiast 2 50 zamiast 10 Tereny mieszkaniowe 5 zamiast 3 100 zamiast 20 Centra miast, tereny usług i przemysłu 10 zamiast 5 100 zamiast 30 Wstępem do identyfikacji przeciążeń kanałów i obiektów w przyszłości powinna być symulacja działania istniejącego bądź nowoprojektowanego systemu odwodnienia odnośnie nadpiętrzeń i wylewów. Przykładowo dla terenów mieszkaniowych należało jak dotychczas obciążyć kanalizację deszczem o częstości występowania C = 3 lata - wg tab. 5.8. Obecnie zaleca się aby symulacje dotyczyły przyszłych scenariuszy obciążenia kanalizacji. Dla terenów mieszkaniowych będą to dzisiejsze opady o C = 5 lat - do weryfikacji nadpiętrzeń oraz opady o C = 100 lat - do zapewnienia dopuszczalnych obecnie częstości wylewów także w przyszłości - wg tab. 5.9. Na podstawie oceny wyników takich symulacji może być stwierdzona potrzeba adaptacji systemu, zgodnie z prognozowanym wzrostem strumieni spływu wód opadowych w przyszłości. Parametrami kryterialnymi do wykazania konieczności dostosowania danego systemu odwodnienia do zmian klimatycznych mogą być: objętość właściwa wylewów (OWW), stopień zatopienia studzienek (SZS), stopień wykorzystania kanałów (SWK). 57

Objętość właściwa wylewów - OWW (w m 3 /ha) wynika z obliczonej objętości wylewów z kanałów (V w m 3 ) względem uszczelnionej powierzchni zlewni (F u w ha): OWW = V / F u (5.10) Stopień zatopienia studzienek - SZS ujmuje stosunek liczby zalanych do powierzchni terenu studzienek (N z ) do ogólnej liczby studzienek (N) danego systemu lub tylko powiązanych wzajemnie jego części: SZS = N z / N (5.11) Stopień wykorzystania kanałów - SWK pozwala na ocenę średniego ważonego stopnia wykorzystania przepustowości hydraulicznej całej sieci danego systemu odwadniającego lub jego części: SWK = ( (l i Q max, i / Q proj, i )) / l i (5.12) gdzie: Q max,i - maksymalna obliczona wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału, m 3 /s, Q proj,i - maksymalna projektowa wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału, m 3 /s, l i - długość i-tego odcinka sieci kanalizacyjnej, m. Wartości graniczne parametrów OWW, SZS i SWK powinny być ustalane indywidualnie - dla danego systemu. Dla przykładu, w Północnej Nadrenii-Westfalii określono wartości graniczne kryterialnych parametrów oceny na: OWW > 13 m 3 /ha, SZS > 0,3 oraz SWK > 1,1, jako wskazujące na wysoką potrzebę adaptacji badanych systemów kanalizacyjnych do skutków zmian klimatu. Do realizacji tego celu niezbędne stają się więc dalsze analizy - na podstawie ocen GIS lub in-situ, bądź też dodatkowych symulacji w połączeniu z cyfrowym modelem terenu (CMT). Zalecane jest to w przypadku, gdy co najmniej dwa kryterialne parametry wskazują na wysoką potrzebę adaptacji całego systemu lub jego istotnych części. Analizy takie umożliwiają już racjonalny wybór środków zaradczych, tj. np. rozstrzygnięcie dylematów typu: czy wybrać naturalne zagłębienia terenowe do przetrzymywania fali powodzi na miejscu, czy też wytyczać uprzywilejowane drogi spływu wód opadowych po powierzchni np. ulic, i kierowania ich na wybrane tereny (słabo zagospodarowane) lub do odbiorników. 58

Przydatność prezentowanej metodyki sprawdzono w warunkach wrocławskich, na modelowej zlewni mieszkaniowej o powierzchni około 2 km 2. Dla zwymiarowanej bezpieczną metodą (MMN) na C = 2 lata kanalizacji deszczowej symulowano przeciążenia wywołane opadami modelowymi Eulera typu II o częstości występowania C = 3 lata, a następnie o C = 5 lat. W obu przypadkach nie stwierdzono występowania wylewów z kanałów. Dla ekstremalnego obciążenia zlewni opadem o C = 100 lat, stwierdzono już liczne wylewy z kanałów. Określono wskaźniki: OWW = 25,8 m 3 /ha i SZS = 0,59, wskazując tym samym na wysoką potrzebę adaptacji przedmiotowego systemu kanalizacyjnego do zmian klimatu w przyszłości. WNIOSKI KOŃCOWE 1. Podstawą bezpiecznego wymiarowania systemów kanalizacyjnych są poprawne bilanse strumieni ścieków i wód deszczowych. 2. W przypadku kanalizacji deszczowej, nie jest możliwe osiągnięcie w pełni niezawodnego jej działania, ze względu na losowy charakter opadów. Chodzi więc o ograniczenie częstości występowania wylewów z kanałów, co jest możliwe do osiągnięcia jedynie w bezpiecznie zwymiarowanych i zweryfikowanych w modelowaniu hydrodynamicznym systemach odwodnieniowych. 3. Przy dzisiejszym wymiarowaniu kanałów i obiektów powinniśmy uwzględniać negatywne skutki przewidywanych zmian klimatycznych w perspektywie 2100 roku. 4. Do bezpiecznego projektowania odwodnień terenów w Polsce, wg obecnych standardów (PN-EN 752:2008 i DWA-A 118:2006) i obecnych wzorców opadów maksymalnych, należy zmienić częstości deszczy do symulacji występowania nadpiętrzeń, tak aby odzwierciedlały one przeciążenia kanałów w przyszłości. Mianowicie, proponuje się sprawdzać nadpiętrzenia na obecne deszcze o częstościach występowania: C = 3, 5, 10 oraz > 20 lat - odpowiednio do rodzaju zagospodarowania terenu. 5. Z uwagi na niepewność dzisiejszych prognoz co do przyszłych scenariuszy opadów, zwłaszcza w dłuższym horyzoncie czasu, proponuje się sprawdzać sieci na obecne deszcze ekstremalne o częstościach występowania: C = 50, 100, 100 oraz > 100 lat - odpowiednio do rodzaju zagospodarowania terenu. Wówczas zachowane zostaną prawdopodobnie dopuszczalne obecnie częstości wylewów z kanałów deszczowych czy ogólnospławnych: C = 10, 20, 30, 50 lat (zalecane wg PN-EN 752:2008) także w przyszłości. 6. Powyższe ustalenia są obecnie zalecane do projektowania kanalizacji w wielu krajach Europy. Niezbędne są jednak dalsze badania trendów zmian wysokości i intensywności opadów, które podjęto na Politechnice Wrocławskiej. 59

wysokość opadu, mm 6. PODSTAWY MODELOWANIA OPADÓW DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI 6.1. REJESTRACJA OPADÓW Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głównie w postaci deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej). Ze względu na odmienny 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. 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. Do wyodrębnienia opadów maksymalnych - typu: silne deszcze, ulewy czy deszcze nawalne (wg rys. 6.1), stosowane jest najczęściej kryterium Chomicza [106]: k U k 2 t (6.1) gdzie: U k - wysokość opadu kategorii k (dla k [0; 9]), mm, t - czas trwania deszczu, min. 250 U9 U8 U7 U6 U5 B4 B3 B2 B1 A4 200 D E S Z C Z E N A W A L N E U4 150 S I L N E U L E W Y A3 U3 100 A2 U2 50 U L E W Y SILNE DESZCZE A1 A0 U1 U0 0,75 U0 15 30 60 90 120 180 240 360 480 600 720 840 960 czas, min 1080 1440 1800 2160 Rys. 6.1. Klasyfikacja opadów deszczu w skali Chomicza (linią przerywaną oznaczono kryterium silnych deszczy przyjęte dla Wrocławia [106]) 60

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 (6.2) Do rejestracji wysokości opadów atmosferycznych powszechnie stosowany jest deszczomierz Hellmanna. Zmiany intensywności opadów w czasie rejestrują natomiast pluwiografy pływakowe, wagowe lub korytkowe - z zapisem zdarzeń na pluwiogramach. Pluwiometry korytkowe typu RG 50 (firmy SEBA) stosowane są w automatycznych stacjach meteorologicznych IMGW. Wyposażone są w dwa, na przemian napełniane i opróżniane zbiorniczki, o pojemności 2 cm 3. Jeden impuls odpowiada opadowi o wysokości h = 0,1 mm (tj. 0,1 dm 3 /m 2 ). Rys. 6.2. Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r. z deszczomierza SEBA na stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu 18 20 22 55 h = 38,7 mm) W odniesieniu do tradycyjnych pluwiografów pływakowych, które funkcjonują w już od kilkudziesięciu lat, pluwiografy 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 - kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy). Rys. 6.3. Deszczomierze na stacji IMGW w Legnicy, od lewej: 61

wysokość opadu, mm pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna W monografii [106] przeprowadzono analizę dokładności rejestracji wysokości opadów deszczowych za pomocą tradycyjnego pluwiografu pływakowego i pluwiografu korytkowego SEBA, w porównaniu do standardowego deszczomierza Hellmanna. Dla okresów bilansowych sezon, miesiąc i doba oceniane pluwiografy uznano za dostatecznie dokładne i w przybliżeniu za równorzędne. Tab. 6.1. Sumy miesięczne wysokości opadów (w mm) i ich odchylenia względem deszczomierza Hellmanna (100%) dla stacji IMGW w Legnicy w sezonie V-X 2009 r. Miesiąc Deszczomierz Hellmanna (H) Pluwiograf pływakowy (P) P/H % Pluwiograf SEBA (S) S/H % V 81,5 82,1 100,7 79,7 97,8 VI 141,4 140,3 99,2 141,3 99,9 VII 126,3 124,9 98,9 124,0 98,2 VIII 52,3 53,5 102,3 52,4 100,2 IX 11,5 11,2 97,4 11,2 97,4 X 59,3 57,9 97,6 58,7 99,0 Sezon V-X 472,3 469,9 99,5 467,3 98,9 Jednak analiza opadów krótkotrwałych (do 6 godzin) wykazała, że w przypadku bardzo intensywnych deszczy, osiągających w czasie 5 minut wysokość kilkunastu milimetrów, niedoszacowanie wysokości opadu przez pluwiograf SEBA jest rzędu 15% w porównaniu do tradycyjnego pluwiografu pływakowego. 45 40 35 30 25 20 Pluwiograf SEBA-1 SEBA-2 15 10 1 10 100 czas, min Rys. 6.4. Różnice przedziałowych wysokości opadów krótkotrwałych dla pluwiografu pływakowego i deszczomierza SEBA dla wyników SEBA-1 i SEBA-2 - suma ruchoma Z przeprowadzonej analizy, a także z doniesień literaturowych wynika, że celowe jest dalsze doskonalenie przyrządów i metod pomiarów opadów, bowiem stosowane obecnie deszczomierze, w tym najnowszej generacji (korytkowe, wagowe czy laserowe) nie są pozbawione wad [106]. 62

Przeprowadzone w pracy [106] studium czasoprzestrzennego zróżnicowania opadów na obszarze miasta Wrocławia, wskazało na istotne różnice natężeń opadów maksymalnych - wyższe średnio o 15% w zachodnich rejonach miasta (Strachowice) w porównaniu do wschodnich (Swojczyce). Dążyć należy zatem do optymalnego pokrycia obszaru (293 km 2 ) miasta Wrocławia siecią stacji automatycznie rejestrujących wysokość opadu w czasie, co w lepszy sposób pozwoli projektować i modernizować miejską sieć kanalizacyjną. Przykładowo, sieć obserwacyjna opadów w Monachium (310 km 2 ) liczy 18 stacji, co daje przeciętną 1 stacja na ok. 17 km 2. 6.2. ZASADY TWORZENIA MODELI OPADÓW MAKSYMALNYCH Wyznaczenie częstości C, bądź prawdopodobieństwa p, występowania opadów deszczu o danej lub większej wysokości h, bądź intensywności I, bądź też wartości natężenia jednostkowego q, odbywa się na drodze szeregowania opadów - wg wartości tych wskaźników w czasie [106]. Odnosić to można zarówno do całego okresu trwania opadu (t) - metoda średnich wartości, jak i do poszczególnych jego fragmentów o znanych przedziałowych wartościach h, I czy q (zliczanych ruchomą sumą) - metoda chwilowych-maksymalnych wartości. Ta druga metoda jest właściwa do formułowania podstaw bezpiecznego projektowania systemów odwodnień, bowiem natężenie deszczu nie jest stałe, ani w czasie jego trwania, ani w przestrzeni objętej opadem. Chwilowe natężenie opadu może być wielokrotnie większe od średniego. Duża intensywność może też występować raz lub nawet kilkakrotnie podczas trwania opadu, pojawiając się w dowolnej sekwencji czasu. Zatem dyskretyzacja czasowa danych pluwiograficznych jest tutaj niezbędna. Znana z literatury, metoda interpretacji częstości występowania maksymalnych wysokości opadów (przyjęta przez Bogdanowicz i Stachy) oparta na założeniu, że każdy rok obserwacyjny może być reprezentowany przez jeden - największy w roku opad nie jest właściwa. Prowadzi bowiem do znacznego zaniżenia wysokości opadów dla częstości występowania C = 1 rok. Z kolei zastosowanie pracochłonnej metody przeglądu zupełnego opadów jest niecelowe, bowiem analizowanie opadów o małej czy średniej intensywności wydłuża tylko listę szeregów czasowych opadów znacznie poza interpretowany zakres. 63

Należy więc przyjąć odpowiednie - obiektywne kryterium wyboru próby losowej opadów do analiz statystycznych, tak aby każdy rok był reprezentowany przez co najmniej kilka największych w danym roku opadów. Do uszeregowanych już opadów z okresu minimum 30 lat, a optimum 50 lat, możliwe do zastosowania są dwie odmienne metodologie uogólnień wyników badań tworzenia modeli opadów. W zależności od przyjętej metodologii modele można podzielić na dwie klasy: modele fizykalne - oparte na empirycznym przyporządkowaniu częstości występowania zmierzonych szeregów czasowych opadów - w rzeczywistym okresie ich obserwacji, modele probabilistyczne - oparte na przyporządkowaniu teoretycznych rozkładów prawdopodobieństwa występowania zmierzonych szeregów czasowych opadów - w szerszym niż rzeczywisty okres obserwacji. 6.3. PRZYKŁAD TWORZENIA MODELI FIZYKALNYCH OPADÓW Materiałem badawczym były archiwalne pluwiogramy ze stacji IMGW Wrocław- Strachowice za lata 1960 2009 [106]. Do roku 2006 pomiary opadów rejestrowane były za pomocą pluwiografu pływakowego, a od 2007 r. przez deszczomierz automatyczny typu RG- 50 SEBA, z zapisem elektronicznym. Wysokości opracowywanych opadów określano dla następujących 16 przedziałów czasu ich trwania: 5, 10, 15, 30, 45, 60, 90 i 120 minut oraz 3, 6, 12, 18, 24, 36, 48 i 72 godzin. Do wyodrębnienia silnych deszczy do analiz statystycznych częstości ich występowania przyjęto własne kryterium wysokości opadów: h 0,75t 0,5 (rys. 6.1). Przyjęte kryterium pozwoliło na wyselekcjonowanie dla każdego roku z okresu 1960 2009 od kilku do kilkunastu najbardziej intensywnych opadów. Łącznie z 50 lat obserwacji do analiz statystycznych wyselekcjonowano 514 opadów - co dało przeciętnie ok. 10 opadów na rok [106]. W interpretacji fizykalnej, uszeregowano malejąco przedziałowe wysokości opadów (o czasach trwania od 5 minut do 3 dni) z 50 lat obserwacji i poddano interpretacji 50 największych serii czasowych deszczy, przypisując im empiryczne częstości występowania z wzoru: C(m, N) = (N + 1)/m (6.3) gdzie: m numer wiersza (szeregu): m = 1, 2, 3,, 50, N liczba lat obserwacji (N = 50). 64

wysokość opadu, mm Tab. 6.2. Przykład uszeregowania największych przedziałowych wysokości opadów z 50 lat obserwacji na stacji IMGW Wrocław-Strachowice - dla C = 50, 25, 10, 5, 2, 1 i 0,5 lat C Wysokość opadu h max (w mm) w czasie trwania t (w minutach) Nr lata 5 10 15 30 45 60 90 120 180 360 720 1080 1440 2160 2880 4320 1 50 13,1 18,7 24,7 32,9 34,7 35,3 42,7 57,7 61,9 63,1 64,2 72,9 80,1 92,6 103,9 116,9 2 25 11,6 18,0 22,8 30,3 34,7 35,3 37,7 41,5 42,8 50,4 64,2 71,5 77,9 92,5 103,2 111,6 5 10 9,9 15,7 20,1 28,2 32,1 34,7 35,4 36,2 38,4 43,9 54,2 69,1 72,2 85,4 94,5 101,9 10 5 9,3 13,8 17,7 26,7 28,8 30,5 33,9 35,4 35,7 38,7 49,2 57,4 65,0 73,1 76,2 87,5 25 2 8,0 11,0 13,9 17,9 19,9 20,2 24,2 25,6 27,3 35,2 40,8 45,3 48,3 55,2 60,6 63,4 50 1 6,4 8,9 10,1 13,7 14,8 15,3 16,3 17,9 20,0 26,2 32,0 36,5 39,9 45,2 48,1 49,0 100 0,5 4,5 6,6 7,7 9,6 10,3 10,9 12,8 13,7 15,5 19,2 23,0 24,5 26,7 29,6 31,8 35,2 I tak, szereg czasowy w 50. wierszu (tab. 6.2) odpowiada częstości występowania C = 1 rok, i odpowiednio, deszcz w 25. wierszu odpowiada C = 2 lata,, a w 1. - C = 50 lat. Dodatkowo zamieszczono 100. szereg czasowy odpowiadający częstości występowania C = 0,5 roku - czyli występujący dwa razy w roku. Na rysunku 6.5 zobrazowano serie czasowe opadów syntetycznych, tj. uszeregowanych przedziałowo: wysokości opadów h max w czasie t - o częstości występowania C = 0,5 25 lat. Z rysunku wynika, że zależności h(t, C) stanowią rodzinę krzywych typu DDF (Depth- Duration Frequency), o ogólnym równaniu h max (t, C) = at n (gdzie: a, n współczynniki empiryczne, które należy wyestymować). 120 100 80 C=25 C=10 C=5 C=2 C=1 C=0,5 60 40 20 0 1 10 100 1000 czas, min Rys. 6.5. Trendy zmierzonych przedziałowych wysokości opadów o C = 0,5 25 lat W celu sformułowania modelu fizykalnego, na maksymalną wysokość opadów we Wrocławiu, przyjęto wstępnie dwuparametrowe równanie - postaci modelu Lindley a [106]: h n( C) max ( t, C) a( C) t, (6.4) dla której wyestymowano wartości współczynników a i n w funkcji częstości C (metodą najmniejszych kwadratów). 65

współczynnik n współczynnik a Współczynnik a(c) ma wyraźnie krzywoliniowy - wykładniczy kształt, określony dla 100 szeregów czasowych - o częstości występowania od C = 50 do C = 0,5 (rys. 6.6). 14 12 10 8 6 4 2 0 20 40 60 80 100 numer serii czasowej Rys. 6.6. Trend zmian wartości współczynnika a w równaniu wyjściowym (6.4) 0,40 0,35 0,30 0,25 0,20 0,15 0,10 0,05 0,00 0 20 40 60 80 100 numer serii czasowej Rys. 6.5. Trend zmian wartości współczynnika n w równaniu wyjściowym (6.4) Natomiast współczynnik n(c) nie wykazuje wyraźnego trendu zmian (rys. 6.5). Średnią wartość wykładnika n = 0,275 przyjęto więc za miarodajną - stałą wartość wykładnika n w równaniu wyjściowym (6.4), które przyjmuje teraz uszczegółowioną postać: h 0,275 max ( t, C) a( C) t (6.5) Dla uszczegółowionej postaci (6.5), wyestymowano nowe wartości współczynnika a(c). Skąd ustalono: - przy R = 0,998 (rys. 6.6). 0,218 a ( C) 11,93C 17,0 (6.6) 66

wysokość opadu, mm wysokość opadu, mm parametr a 14 12 10 8 6 4 0 10 20 30 40 50 Rys. 6.6. Dopasowanie funkcji (6.6) do modelu postaci (6.5) dla C = 1 50 C Zatem dwuparametrowy model fizykalny na maksymalną wysokość opadów we Wrocławiu-Strachowicach (h max w mm) przyjmuje postać: h 0,218 0, 275 11,93 C 17, max t, C) 0 ( t (6.7) Zaproponowano też w [106] trójparametrowy model fizykalny, o postaci zbliżonej do modelu Reinholda: h n( C) max ( t, C) a( C)( t b( C)), (6.8) dla której wyznaczono parametry a, b i n w sposób analogiczny. Ustalono: n = 0,265, b = 3,45 oraz a(c) = 6,670 + 1,677ln(C 0,530) przy R = 0,995. Ostatecznie uzyskano model na maksymalną wysokość opadów (h max w mm) postaci: 0, 265 6,670 1,677 ln( C 0,530) ( t 3,45 h (6.9) max ( t, C) ) Model (6.9) okazał się dokładniejszy w opisie praktycznego do projektowania kanalizacji zakresu czasów trwania t [5, 180] minut i częstości występowania opadów C [1, 10] lat. 120 100 C=50 C=25 C=10 C=5 C=2 C=1 120 100 C=50 C=25 C=10 C=5 C=2 C=1 80 80 60 60 40 40 20 20 0 0 1000 2000 3000 4000 5000 czas, min 0 0 1000 2000 3000 4000 5000 czas, min Rys. 6.7. Zmierzone (po lewej) i wygładzone (po prawej) modelem fizykalnym (6.9) szeregi częstości opadów syntetycznych z okresu 1960 2009 dla stacji IMGW Wrocław-Strachowice 67

Wygładzone modelem fizykalnym (6.9), krzywe powtarzalnych wysokości opadów (DDF) opisują zmierzone szeregi częstości opadów w 95% przedziałach ufności. 6.4. PRZYKŁAD TWORZENIA MODELI PROBABILISTYCZNYCH OPADÓW Przyporządkowanie prawdopodobieństwa występowania danych opadów deszczu odbywa się, jak już wspomniano, na drodze szeregowania wysokości opadów w przyjętych przedziałach czasu ich trwania. Idea empirycznego rozkładu prawdopodobieństwa (p) wynika bezpośrednio z częstościowej interpretacji prawdopodobieństwa (C = 1/p) [106]: m p( m, N) N 1 gdzie: m - numer wiersza (szeregu) w ciągu rozdzielczym: m = 1, 2, 3,, 50, N - liczebność ciągu obserwacji. (6.10) W tabeli 6.3 przedstawiono uszeregowane malejąco przedziałowe wysokości opadów (o czasach trwania od 5 minut do 72 godzin) z N = 50 lat obserwacji i poddano interpretacji 50 największych serii czasowych deszczy syntetycznych. Tab. 6.3. Przykład uszeregowania największych przedziałowych wysokości opadów z 50 lat obserwacji na stacji IMGW Wrocław-Strachowice - dla p = 0,02, 0,04, 0,10, 0,20, 0,49 i 0,98 Nr p(m, N) Wysokość opadu h max (w mm) w przedziałach czasowych t (w minutach) 5 10 15 30 45 60 90 120 180 360 720 1080 1440 2160 2880 4320 1 0,02 13,1 18,7 24,7 32,9 34,7 35,3 42,7 57,7 61,9 63,1 64,2 72,9 80,1 92,6 103,9 116,9 2 0,04 11,6 18,0 22,8 30,3 34,7 35,3 37,7 41,5 42,8 50,4 64,2 71,5 77,9 92,5 103,2 111,6 5 0,10 9,9 15,7 20,1 28,2 32,1 34,7 35,4 36,2 38,4 43,9 54,2 69,1 72,2 85,4 94,5 101,9 10 0,20 9,3 13,8 17,7 26,7 28,8 30,5 33,9 35,4 35,7 38,7 49,2 57,4 65,0 73,1 76,2 87,5 25 0,49 8,0 11,0 13,9 17,9 19,9 20,2 24,2 25,6 27,3 35,2 40,8 45,3 48,3 55,2 60,6 63,4 50 0,98 6,4 8,9 10,1 13,7 14,8 15,3 16,3 17,9 20,0 26,2 32,0 36,5 39,9 45,2 48,1 49,0 Prawdopodobieństwo empiryczne najwyższych zmierzonych wysokości opadów z pierwszego wiersza (w tab. 6.3) wynosi p(1, 50) = 0,02 (tj. C = 50 lat), z drugiego p(2, 50) = 0,04 (tj. C = 25 lat), i analogicznie,, aż do p(50, 50) = 0,98 (tj. C = 1 rok). Dystrybuanty empiryczne największych wysokości opadów z 50-cio letniego okresu pomiarowego dla wybranych czasów t = 5 i 10 oraz 2880 i 4320 minut przedstawiono na rysunku 6.8. 68

wysokość opadu, mm wysokość opadu, mm 20 19 18 17 16 15 14 13 12 11 10 9 8 7 6 t=10 min t=5 min 5 0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 prawdopodobieństwo, p 120 114 108 102 96 90 84 78 72 66 60 54 48 t = 4320 min t = 2880 min 0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 prawdopodobieństwo, p Rys. 6.8. Przykładowe dystrybuanty empiryczne największych wysokości opadów z 50-cio letniego okresu obserwacji we Wrocławiu-Strachowicach dla wybranych czasów trwania Wyznaczenie teoretycznej funkcji rozkładu prawdopodobieństwa, najlepiej dopasowanej do analizowanego zjawiska, nie jest zadaniem łatwym. Na podstawie danych literaturowych, do opisu zjawisk opadowych stosowane są najczęściej rozkłady [106]: Fishera-Tippetta typu I max, Fishera-Tippetta typu III min (nazywany także rozkładem Weibulla), logarytmiczno-normalny, Pearsona typu III, uogólniony rozkład wykładniczy. Dla zmiennych typu ciągłego rozkład prawdopodobieństwa określany jest za pomocą funkcji gęstości: f x, g, g,..., g ) (6.11) ( 1 2 k gdzie g i są parametrami rozkładu. Aby ocenić wartości liczbowe parametrów g i za pomocą danych statystycznych należy z góry założyć typ funkcji gęstości. Przykładowo, funkcja gęstości dla rozkładu Fishera-Tippetta typu III min występuje w postaci: skąd logarytm funkcji wiarygodności L ( x ) 1 f ( x) ( x ) e (6.12) N ln L N ln N ln ( 1) ln x i x (6.13) i1 N i1 i 69

wysokość opadu, mm wysokość opadu, mm Wartości dolnego ograniczenia rozkładu oszacowano w wysokości: ε i = h max i 0,1 mm dla p(50, 50) = 0,98 (tab. 6.3). Stosując metodę największej wiarygodności (MNW), ustalono wartości parametrów α i β na podstawie równań: 1 1 ( x ) 0 (6.14) 1 ln ln ( x ) ln( x ) 0 (6.15) Interpretację graficzną dystrybuant teoretycznych obliczonych z rozkładu Fishera- Tippetta typu III min przedstawiono na rysunku 6.9. 20 t = 10 min t = 5 min 120 110 t = 4320 min t = 2880 min 15 100 90 10 5 80 70 60 50 0 0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 prawdopodobieństwo, p 40 0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 prawdopodobieństwo, p Rys. 6.9. Przykładowe dystrybuanty teoretyczne rozkładu Fishera-Tippetta typ III min największych wysokości opadów we Wrocławiu dla wybranych czasów trwania Kryteria doboru modeli probabilistycznych opadów W przypadku modeli szacowanych metodą największej wiarygodności (MNW) niemożliwe jest zdefiniowanie statystyki R 2. Istnieją natomiast kryteria informacyjne, które pozwalają ocenić jakość dopasowania. Zastosowanie ma tutaj Bayesowskie kryterium informacyjne Schwartza - BIC (Bayes Information Criterion) [106]. Za najlepszy uznaje się taki model, dla którego wartość kryterium BIC jest najniższa: 2ln L k ln N BIC (6.16) N N gdzie: L - funkcja wiarygodności analizowanej próby zmiennej losowej, k - liczba estymowanych parametrów, N - liczba obserwacji. 70

Tab. 6.4. Wartości kryterium informacyjnego BIC dla wybranych rozkładów prawdopodobieństwa do opisu opadów we Wrocławiu [106] Rozkład prawdopodobieństwa Czas, Fisher- Fishermin Pearson III Tippett I max Tippett III min 5 3,402 3,289 3,278 10 4,379 4,229 4,237 15 5,182 5,089 5,109 30 6,018 5,688 5,679 45 6,449 6,061 6,044 60 6,654 6,251 6,215 90 6,879 6,507 6,467 120 6,906 6,563 6,521 180 6,820 6,677 6,638 360 6,492 6,548 6,501 720 6,834 6,811 6,738 1080 7,265 7,180 7,080 1440 7,504 7,285 7,222 2160 7,839 7,460 7,378 2880 8,040 7,676 7,590 4320 8,436 8,298 8,200 Kryterium BIC nie wskazuje jednoznacznie najlepszego modelu (różnice pomiędzy rozkładami są małe), wyraźnie natomiast pokazuje, iż rozkład Fishera-Tippetta typu I max odstaje jakościowo od dwóch pozostałych. Dalszej analizie poddano zatem jedynie dwa rozkłady (modele) Fishera-Tippetta typu III min oraz Pearsona typu III, jako lepsze. Model opadów oparty na rozkładzie Fishera-Tippetta typu III min Kwantyl zmiennej losowej dla rozkładu Fishera-Tippetta typu III min przedstawia wzór: Ustalenie funkcji parametrów ε, α oraz β do (6.17): x p 1 1/ ln p (6.17) 50 0.5 40 0.4 współczynnik 30 20 współczynnik 0.3 0.2 10 0.1 0 0 1000 2000 3000 4000 5000 czas, min 0.0 0 1000 2000 3000 4000 5000 czas, min Rys. 6.10. Zależności współczynników ε i α od czasu t trwania opadów we Wrocławiu dla rozkładu Fishera-Tippetta typu III min 71

Zależność współczynnika ε od czas t trwania opadów opisano wzorem (przy R = 0,996): 0,242 4,583 7,412t (6.18) a zależność współczynnika α od t opisano funkcją (przy R = 0,993): 0.0222 97,105t 98.675 1 (6.19) Z uwagi na brak trendu zależności β od t - przyjęto średnią wartość β = 1,237(rys. 6.11). współczynnik 2.0 1.9 1.8 1.7 1.6 1.5 1.4 1.3 1.2 1.1 1.0 0.9 0.8 0.7 0.6 0.5 0.4 0.3 0.2 0.1 0.0 0 1000 2000 3000 4000 5000 czas, min Rys. 6.11. Zależność współczynnika β od czasu t dla rozkładu Fishera-Tippetta typu III min Ostatecznie, kwantyl x p = h max, będący wyjściową postacią modelu probabilistycznego na maksymalną wysokość opadów we Wrocławiu - oparty na rozkładzie Fishera-Tippetta typu III min, przyjmuje postać: h 97,105t 0,0222 98,675 ln 0, 809 0,242 max ( t, p) 4,583 7,412t p (6.20) 72

wysokość opadu, mm wysokość opadu, mm 120 100 C=50 C=25 C=10 C=5 C=2 C=1 140 120 100 C=100 C=50 C=25 C=20 C=10 C=5 C=2 C=1 80 80 60 60 40 40 20 20 0 0 1000 2000 3000 4000 5000 czas, min 0 0 1000 2000 3000 4000 5000 czas, min Rys. 6.12. Krzywe wysokości opadów (typu DDF) zmierzone we Wrocławiu (po lewej) i obliczone (po prawej) z modelu probabilistycznego (6.20) Rysunek 6.12 (po prawej) przedstawia rodzinę krzywych typu DDF - powtarzalnych wysokości opadów o prawdopodobieństwie wystąpienia p (czyli C [1; 100] lat) i czasie trwania t [5; 4320] minut - obliczoną z modelu probabilistycznego (6.20) Model opadów oparty na rozkładzie Pearsona typu III Postępując w analogiczny sposób, ustalono drugi model probabilistyczny na maksymalną wysokość opadów we Wrocławiu - oparty na rozkładzie Pearsona typu III, który przyjmuje postać [106]: h 0,0797 0,0441 20,713t 22,332 0,242 max t, p) 4,583 7,412 t 26,011 1 ( p (6.21) Model opadów oparty na uogólnionym rozkładzie wykładniczym Trzeci model probabilistyczny na maksymalną wysokość opadów we Wrocławiu - oparty na uogólnionym rozkładzie wykładniczym ma postać: h max 0,0106 0,911 186,52t 187,97ln1 (1 p) 0.242 ( t, p) 4,583 7,412t (6.22) 73

calculated h, mm Residual of C calculated h, mm residual of h, mm Ocena ilościowa probabilistycznych modeli opadów W celu ilościowej oceny opracowanych modeli opadów maksymalnych dokonano analizy ich dokładności. Do porównywania wyników obliczeń i pomiarów h max wykorzystano względny średniokwadratowy błąd resztkowy (rrmse): gdzie: h o wysokość opadu z obliczeń, mm, h p wysokość opadu z pomiaru, mm. 2 N 1 ho, i hp, i rrmse 100% (6.23) N i1 hp, i W przypadku modelu opadów maksymalnych opartego na rozkładzie Fishera-Tippetta typu III min, otrzymano wartość rrmse = 7,10% (rys. 6.14). 130 120 110 100 90 80 70 60 50 40 30 20 10 0 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 measured h, mm 15 10 5 0-5 -10-15 -20 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 h, mm Rys. 6.14. Wykresy dopasowania i reszt cząstkowych dla pierwszego modelu - opartego na rozkładzie Fishera-Tippetta typu III min W przypadku modelu - opartego na rozkładzie Pearsona typu III, wartość rrmse = 7,99% (rys. 6.15). 130 120 110 100 90 80 70 60 50 40 30 20 10 0 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 measured h, mm 25 20 15 10 5 0-5 -10 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 Independent Variable Rys. 6.15. Wykresy dopasowania i reszt cząstkowych dla drugiego modelu - opartego na rozkładzie Pearsona typu III 74

calculated precipitation amount, mm residual of h, mm W przypadku modelu - opartego na uogólnionym rozkładzie wykładniczym, wartość rrmse = 7,09% - jest najmniejsza, a także rozrzut błędów jest symetryczny (rys. 6.16). 140 120 20 15 100 80 60 10 5 0-5 40 20 0 0 20 40 60 80 100 120 140 measured precipitation amount, mm -10-15 -20 0 20 40 60 80 100 120 140 precipitation amount, mm Rys. 6.16. Wykresy dopasowania i reszt cząstkowych dla trzeciego modelu - opartego na uogólnionym rozkładzie wykładniczym Uwagi końcowe Przeprowadzone badania i studia pozwalają na sformułowanie następujących uwag: 1. Do projektowania, w tym do weryfikacji prawdopodobieństwa bądź częstości występowania nadpiętrzeń i wylewów z systemów kanalizacyjnych na drodze modelowania hydrodynamicznego, zaleca się korzystanie z probabilistycznych modeli opadów lokalnych, jak w przypadku Wrocławia. 2. Materiał pluwiograficzny każdej stacji meteorologicznej powinien być ciągle aktualizowany i w konsekwencji weryfikowana powinna być okresowo postać matematyczna opracowanych modeli opadów, w celu zwiększenia ich dokładności, zwłaszcza dla małych wartości prawdopodobieństwa występowania p < 0,1 (czyli dla C >10 lat), oraz uwzględnienia niestacjonarności opadów w czasie. 3. W celu uzyskania porównywalności modeli opadów, tworzonych dla różnych stacji meteorologicznych w Polsce, wyniki pomiarów wysokości opadów powinny być opracowywane i uogólniane jedną metodologią, którą zaproponowano w monografii [106]. 75

7. ZASADY MODELOWANIA SYSTEMÓW ODWODNIEŃ TERENÓW 7.1. ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE Wielkościami zmiennymi przy modelowaniu działania systemów kanalizacyjnych są dane o opadach, zadawane najczęściej w postaci: zblokowanego opadu deszczu (- bezpośrednio z krzywej IDF bądź DDF), opadów modelowych np. Eulera (- pośrednio z krzywej IDF bądź DDF), historycznych zapisów intensywnych (nawalnych) deszczy. Przy użyciu opadu modelowego Eulera (typu II) zaleca się dobierać częstość deszczu równą weryfikowanej częstości napiętrzenia czy wylania. Zalecenie to bazuje na obszernych obliczeniach porównawczych przy zastosowaniu opadu modelowego Eulera i zmierzonych serii opadów nawalnych - jednakowych szeregów czasowych [102]. Do zestawienia serii opadów intensywnych pożądany jest co najmniej 30-letni okres rejestracji opadów. Minimalny konieczny okres rejestracji deszczy zależy od częstości nadpiętrzenia, które mają być weryfikowane. Pomocne są tutaj zalecenia wg ATV A-118, podane w tabeli 7.1. Tab. 7.1. Zalecenia co do minimalnego okresu rejestracji opadów Weryfikowana częstość nadpiętrzenia Minimalny okres rejestracji opadów od 1 na 1 rok do 1 na 2 lata 10 lat 1 na 3 lata 15 lat 1 na 5 lat 20 lat 1 na 10 lat 30 lat Do modelowaniu działania - istniejących czy nowoprojektowanych - systemów kanalizacyjnych stosowane są modele hydrodynamiczne spływu, które pozwalają na uzyskanie prawidłowych informacji o wielkościach strumieni i poziomach ścieków dla stanów przeciążeń systemu, tj. przy przepływach powyżej całkowitego wypełnienia kanałów. Hydrodynamiczne metody obliczeniowe opierają się bezpośrednio na fizycznohydraulicznych prawidłowościach procesu przepływu w kanałach, opisanych matematycznie przez równania różniczkowe de Saint-Venanta - nieustalonego i nierównomiernego (zmiennego) ruchu cieczy [77, 102]. Stany przeciążeń, takie jak: przepływy pod ciśnieniem, cofki, zmiany kierunku przepływu, nadpiętrzenia czy wylania z kanałów, odtwarza się w sposób zbliżony do rzeczywistości. 76

Powiązanie parametrów ruchu cieczy z geometrią przewodów czy kanałów ściekowych ujmują układy równań de Saint-Venanta, o różnym stopniu uproszczenia, podane w tab. 7.2. Tab. 7.2. Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałów i przewodów ściekowych odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110 Oznaczenia do tabeli: x współrzędna drogi; t współrzędna czasu; Q strumień objętości; q jednostkowy dopływ/odpływ boczny; 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. Przy rozwiązaniu pełnego układu równań różniczkowych ruchu cieczy, tj. równania zachowania pędu i równania zachowania masy - oznaczonego w tab. 7.2 jako 0 - metoda obliczeniowa jest najdokładniejsza. Znajduje zastosowanie do modelowania działania systemów kanalizacyjnych - w czasie rzeczywistym. Układ równań oznaczony w tab. 7.2 jako 1 ma ścisłe zastosowanie do obliczeń kanałów/przewodów tranzytowych tj. bez bocznych dopływów/odpływów. Dalsze uproszczenia, tj. pominięcie pierwszego czy/i drugiego członu równania ruchu (postacie 2 do 4 ), mogą już prowadzić do błędów obliczeniowych. Jednak błędy te mogą mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się. Układy równań różniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne analitycznie - konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich rozwiązywania (poza postacią oznaczoną w tab. 9.1 jako 7 - przepływ normalny (ustalony, równomierny - niezmienny w czasie, wówczas i = J). 77

7.2. PROGRAMY UŻYTKOWE DO MODELOWANIA KANALIZACJI Programy do modelowania działania systemów kanalizacyjnych (sieci wraz obiektami) składają się najczęściej z bazy danych, modułu obliczeniowego i modułu graficznego. W bazie danych gromadzone są dane dotyczące struktury i parametrów systemu (kanałów, studzienek, przelewów, zbiorników retencyjnych, itp.), a także parametry zlewni (powierzchnie cząstkowe, stopnie uszczelnienia, współczynniki spływu, itp.) oraz informacje o opadach deszczu. Moduł graficzny wspomaga wprowadzanie danych bezpośrednio z map zasadniczych. Służy też do wizualizacji planów sieci czy profili podłużnych kanałów, a także pozwala na prezentację wyników symulacji w postaci wykresów lub animacji zmian poziomu zwierciadła ścieków w kanałach w czasie spływu wód deszczowych. Obliczenia w programach symulacyjnych przebiegają zwykle w trzech etapach. W pierwszym wyznaczany jest opad efektywny, który jest mniejszy od opadu całkowitego o straty hydrologiczne powodowane: zwilżaniem powierzchni zlewni, parowaniem, retencją powierzchniową oraz infiltracją (Mogą one być definiowane globalnie dla całego systemu lub indywidualnie dla każdej zlewni cząstkowej). W drugiej fazie obliczeń opad efektywny przekształcany jest w odpływ ze zlewni. Stosowane są tutaj dwie metody obliczeń: hydrauliczna i hydrologiczna. W pierwszej zlewnią jest kanał prostokątny o dużej szerokości, a odpływ obliczany jest na podstawie uproszczonych równań de Saint-Venanta. W metodzie hydrologicznej wykorzystuje się hydrogramy jednostkowe. Odpływ wód deszczowych wyznaczony w drugim etapie obliczeń, wykorzystuje się następnie do obliczenia przepływu w kanałach. W wyniku obliczeń uzyskuje się informacje o zmianie wartości strumienia przepływu i poziomu zwierciadła ścieków na długości kanału w czasie. Oprócz opisanego podstawowego zakresu obliczeń, niektóre z aplikacji umożliwiają obliczanie zmian jakości ścieków oraz procesów sedymentacji w czasie transportu siecią kanalizacyjną. Do popularnych programów do hydrodynamicznej symulacji działania systemów kanalizacyjnych należą: SWMM, Hykas, Hystem-Extran oraz Mike Urban. Każdy z nich rozwiązuje za pomocą metod numerycznych równania Saint-Venanta. Różnice między programami ujawniają się przede wszystkim w zakresie obliczeń, możliwości wprowadzania modyfikacji w kodzie (jedynie SWMM), czy też zaawansowania modułów graficznych. Charakterystykę wybranych programów do symulacji działania systemów kanalizacyjnych przedstawiono w tabeli 7.3. 78

Tab. 7.3. Charakterystyka wybranych programów do symulacji działania kanalizacji [77] Program SWMM Hykas Hystem-Extran Mike Urban Dostępność program public program program program domain komercyjny komercyjny komercyjny Instrukcja obsługi angielska polska niemiecka angielska Możliwość samodzielnego wprowadzani modyfikacji w tak nie nie nie kodzie programu Funkcja wstępnego wymiarowania średnic nie tak nie nie Metoda wyznaczania spływu hydrauliczna/ hydrauliczna/ hydrologiczna hydrologiczna powierzchniowego hydrologiczna hydrologiczna Możliwości rozbudowy sieci praktycznie praktycznie praktycznie praktycznie nieograniczone nieograniczone nieograniczone nieograniczone Bazy danych i moduł graficzny zintegrowane zewnętrzne zewnętrzne zintegrowane Zakres obliczeń: - spływ powierzchniowy tak tak tak tak - przepływ w kanałach tak tak tak tak - sedymentacja tak nie nie tak - zmiany jakościowe ścieków tak nie nie tak Spośród zaprezentowanych programów, wyróżnia się program SWMM (Storm Water Management Model), opracowany przez Amerykańską Agencję Ochrony Środowiska (US EPA). Jest on dostępny bezpłatnie pod adresem internetowym www.epa.gov. Program ten jest stale rozwijany, a otwarty kod źródłowy sprawia, iż aplikacja ta jest wiodąca na rynku, na bazie której powstają programy komercyjne z bardziej przyjaznym środowiskiem graficznym (Mike Urban SWMM, STORM CAD, SEWER CAT, PC SWMM, XPSWMM i wiele innych). W 2004 r. zaprezentowano w internecie najnowszą wersję oprogramowania SWMM 5.0, działającym w środowisku Windows. Aplikacja składa się z kilku modułów: Moduł RAIN służy do wprowadzania i przechowywania danych dotyczących opadów. Moduł TEMPERATURE służy do gromadzenia danych temperaturowych (do obliczeń parowania wody czy topnienia śniegu). Moduł RUNOFF wykorzystywany jest do modelowania hydrologicznego zlewni pod względem hydraulicznym i jakościowym. Moduł TRANSPORT służy do modelowania jakości ścieków w trakcie transportu kanałami zamkniętymi. Moduł EXTRAN służy rozwiązywania układu równań różniczkowych Saint-Venanta. Moduł STORAGE wykorzystywany jest do modelowania ilościowego i jakościowego urządzeń do retencjonowania ścieków. Moduł STATISTICS umożliwia dokonanie analiz statystycznych danych wyjściowych i wynikowych. 79

W programie SWMM 5.0 zlewnia cząstkowa jest reprezentowana przez prostokąt o zadanej powierzchni i szerokości hydraulicznej (W). Rozróżnia się zasadniczo dwa rodzaje powierzchni: przepuszczalną (nieutwardzoną) - na której występuje infiltracja, oraz nieprzepuszczalną (utwardzoną) - bez infiltracji. W opisie zlewni cząstkowej niezbędne jest określenie udziału powierzchni nieprzepuszczalnej w łącznej powierzchni zlewni (stopnia uszczelnienia terenu), oraz współczynników charakteryzujących straty hydrologiczne - różne dla obu rodzajów powierzchni. W szczególności, należy rozróżnić trzy rodzaje powierzchni: A 1 - nieutwardzoną - posiadającą retencję powierzchniową; A 2 - utwardzoną - posiadająca retencję powierzchniową; A 3 - utwardzoną - nie posiadającą retencji powierzchniowej. Odpływ liczony jest oddzielnie dla każdej z powierzchni, a następnie sumowany (rys. 7.1). szerokość zlewni powierzchnia nieutwardzona A1 spadek terenu powierzchnia utwardzona A2 A3 odpływ ze zlewni utwardzonej odpływ ze zlewni nieutwardzonej całkowity odpływ ze zlewni Rys. 7.1. Idea obliczania sumarycznego odpływu ze zlewni cząstkowej w module RUNOFF Spływ wody opadowej ze zlewni cząstkowej do węzła obliczeniowego sieci obliczany jest z zastosowaniem modelu zbiornika nieliniowego, z układu równań: gdzie: 5 / 3 h hp 1/ 2 Q W i p n p dv dh F FI Q dt dt Q - strumień objętości odpływu ze zlewni, m 3 /s, W - szerokość hydrauliczna zlewni, m, (7.1) 80

h - wysokość opadu, m, h p - wysokość retencji powierzchniowej, m n p - zastępczy współczynnik szorstkości powierzchni zlewni, s/m 1/3, i p - średni spadek powierzchni zlewni, -, V - objętość wody opadowej (V = Fh), m 3, t - czas, s, F - uszczelniona powierzchnia zlewni (z uwzględnieniem współczynnika spływu), m 2, I - efektywna intensywność opadu (z uwzględnieniem strat), m/s. Ideę modelu zbiornika do obliczeń odpływu ze zlewni zilustrowano na rysunku 7.2. parowanie opady deszczu topnienie śniegu h ip Qm hp infiltracja Rys. 7.2. Idea bilansowania strumienia odpływu ze zlewni w module RUNOFF Napełnienie zbiornika odpowiada objętości wody (V), która znalazła się na terenie zlewni, pomniejszonej o straty na parowanie, infiltrację i na wypełnienie nierówności terenu (h p ). Wysokość retencji powierzchniowej jest uzależniona od rodzaju powierzchni terenu (tab. 7.4). Tab. 7.4. Wysokość retencji powierzchniowej h p do wzoru (7.1) [77] Rodzaj powierzchni terenu h p, mm Powierzchnie nieprzepuszczalne (Impervious surfaces) 1,3-2,5 Trawniki (Lawns) 2,5-5,0 Łąki, pastwiska (Pasture) 5,0 Ściółka leśna (Forest litter) 7,5 Parametry n p oraz i p, reprezentują własności hydrauliczne zlewni cząstkowej. Zastępczy współczynnik szorstkości powierzchni zlewni należy przyjmować z uwzględnieniem udziału różnego rodzaju nawierzchni na drodze spływu wód opadowych - wg tabeli 7.5. 81

Tab. 7.5. Współczynnik szorstkości powierzchni n p (Manninga) do wzoru (7.1) [77] Rodzaj powierzchni n p, s/m 1/3 Gładki asfalt (Smooth asphalt) 0,011 Gładki beton (Smooth concrete) 0,012 Zwykły beton (Ordinary concrete lining) 0,013 Drewno gładkie (Good wood) 0,014 Cegła z zaprawą cementową (Brick with cement mortar) 0,014 Kamionka (Vitrified clay) 0,015 Żeliwo (Cast iron) 0,015 Rury z blachy falistej (Corrugated metal pipes) 0,024 Cement (Cement rubble surface) 0,024 Ugór ziemny (Fallow soils) 0,050 Ziemie uprawne (Cultivated soils) 0,130 Trawa (Grass): Lasy (Woods): rzadka (short, prarie) 0,150 gęsta (dense) 0,240 bardzo gęsta (bermuda grass) 0,410 delikatne zakrzewienie (light underbrush) 0,400 gęste zakrzewienie (dense underbrush) 0,800 Kolejnymi parametrami, jakie należy wprowadzić do modelu hydrodynamicznego SWMM, są dane o infiltracji - dla powierzchni nieuszczelnionych. SWMM oferuje trzy metody do modelowania infiltracji: model Hortona, model Greena-Ampta bądź deklarowanie wartości np. z badań terenowych. Najpopularniejsza z metod - model Hortona - opiera się na obserwacjach empirycznych które wykazały, że infiltracja wody opadowej do gruntu zmniejsza się w czasie w funkcji wykładniczej, od początkowej wartości maksymalnej, która występującej po dostatecznie długim czasie pogody bezdeszczowej, do wartości minimalnej występującej podczas długotrwałych opadów. Parametrami wejściowymi są tutaj: maksymalna i minimalna intensywność infiltracji oraz stała recesji opisująca, jak szybko zmniejsza się intensywność infiltracji z czasem. Deklarowany jest także czas potrzebny na wyschnięcie w pełni nasyconej gleby. Model Hortona opisuje infiltrację w profilu glebowym przy pomocy równania: gdzie: fc 0 kt f f e f ( t) (7.2) f(t) - intensywność infiltracji, mm/h, t - czas, h, f 0 - początkowa intensywność infiltracji, mm/h, f c - końcowa intensywność infiltracji, mm/h, k - stała recesji, h -1. c 82

Zaleca się aby parametry infiltracji do (7.2) ustalać na podstawie badań terenowych. Najczęściej jednak są one określane na etapie kalibracji modelu - na podstawie danych literaturowych [77]. W tabeli 7.6 zestawiono początkowe intensywności infiltracji do równania (7.2) Hortona, w zależności od rodzaju gleby, stopnia nasycenia wodą oraz gęstości obsadzenia roślinnością na powierzchni terenu. Tab. 7.6. Początkowa intensywność infiltracji do wzoru (7.2) [77] Rodzaj powierzchni terenu f 0, mm/h Suche gleby piaszczyste z niewielką ilością roślinności 127,0 Suche gleby piaszczysto-gliniaste z niewielką ilością roślinności 76,0 Suche gleby gliniaste z niewielką ilością roślinności 25,0 Suche gleby piaszczyste z gęstą roślinnością 254,0 Suche gleby piaszczysto-gliniaste z gęstą roślinnością 152,0 Suche gleby gliniaste z gęstą roślinnością 51,0 Wilgotne gleby piaszczyste z niewielką ilością roślinności 43,0 Wilgotne gleby piaszczysto-gliniaste z niewielką ilością roślinności 25,0 Wilgotne gleby gliniaste z niewielką ilością roślinności 7,6 Wilgotne gleby piaszczyste z gęstą roślinnością 84,0 Wilgotne gleby piaszczysto-gliniaste z gęstą roślinnością 51,0 Wilgotne gleby gliniaste z gęstą roślinnością 18,0 W tabeli 7.7 zestawiono końcowe intensywności infiltracji do równania infiltracji Hortona, w zależności od rodzaju gleby. Tab. 7.7. Końcowa intensywność infiltracji do wzoru (7.2) [77] Rodzaj powierzchni terenu f c, mm/h Gleby o bardzo małej zdolności infiltracji, składające się głównie z gliny zwartych lub iłów 0 1,3 Gleby o małej zdolności infiltracji, składające się głównie z glin lub iłów piaszczystych 1,3 3,8 Gleby o umiarkowanej zdolności infiltracji, składające się głównie z glin piaszczystych 3,8 7,6 Gleby o wysokiej zdolności infiltracji, składające się głównie z piasków i żwirów 7,6 11,4 Stała recesji w modelu Hortona przyjmowana jest zwykle na poziomie k = 4,0 h -1 (tj. k = 0,07 min -1 ) - niezależnie od rodzaju gleby [77]. Program SWMM 5.0 pozwala na odwzorowywanie: kanałów otwartych, kanałów zamkniętych o przepływie swobodnym oraz kanałów zamkniętych o przepływie ciśnieniowym (np. przeciążone kolektory czy przewody tłoczne pompowni). W programie zdefiniowanych jest wiele przekrojów poprzecznych, użytkownik może też wprowadzać kanały o dowolnych przekrojach (wg tab. 7.8). 83

Tab. 7.8. Przykładowe przekroje kanałów dostępne w programie SWMM 5.0 Nazwa Parametry Kształt Nazwa Parametry Kształt Kołowy (Circular) wysokość Kołowy ciśnieniowy (Circular Force Main) wysokość, chropowatość Kołowy wypełniony (Filled Circular) Prostokątny otwarty (Rectangular Open) wysokość, poziom wypełnienia wysokość, szerokość Prostokątny zamknięty (Rectangular Closed) Trapezowy (Trapezoidal) wysokość, szerokość wysokość, szerokość w podstawie, nachylenie boków Trójkątny (Triangular) wysokość, szerokość Eliptyczny poziomy (Horizontal Ellipse) wysokość, szerokość Eliptyczny pionowy (Vertical Ellipse) wysokość, szerokość Łukowy (Arch) wysokość, szerokość Paraboliczny (Parabolic) wysokość, szerokość Potęgowy (Power) wysokość, szerokość, potęga Prostokątno-trójkątny (Rectangular- Triangular) Modyfikowany prostokątny (Modified Baskethandle) Nieregularny otwarty (Irregular Natural Channel) wysokość, szerokość, wysokość trójkąta wysokość, szerokość, promień łuku współrzędne przekroju Prostokątno-owalny (Rectangular-Round) Jajowy (Egg) Specjalny (Custom Closed Shape) wysokość, szerokość, promień łuku wysokość wysokość, współrzędne przekroju Spadek dna kanału jest obliczany na podstawie różnicy rzędnych na początku i końcu odcinka oraz jego długości. Podstawowe parametry definiujące przewody w module EXTRAN są następujące: długość przewodu; rzędna początkowa dna kanału; rzędna końcowa dna kanału; przepływ początkowy w przewodzie; rodzaj przekroju poprzecznego kanału; powierzchnia przekroju poprzecznego przewodu gdy jest inny niż kołowy; średnica przewodu lub wysokość przekroju, gdy jest inny niż kołowy; szerokość przekroju przewodu, gdy jest inny niż kołowy; współczynnik szorstkości kanału do wzoru Manninga (wg tab. 7.9). 84

Tab. 7.9. Współczynnik szorstkości (n) kanałów zamkniętych do wzoru Manninga Materiał kanału n, s/m 1/3 Azbesto-cement (Asbestos-cement) 0,011 0,015 Cegła (Brick) 0,013 0,017 Żeliwo z wykładziną cementową (Cement-lined iron) 0,011 0,015 Beton monolityczny (Monolithic oncrete): gładki (smooth) 0,012 0,014 szorstki (rough) 0,015 0,017 Beton (Concrete) 0,011 0,015 Rury z tworzyw sztucznych (Plastic) 0,011 0,015 Kamionka (Vitrified clay) 0,011 0,017 Współczynnik szorstkości kanałów (n - Manninga) zależy od stanu hydraulicznego kanałów, analogicznie jak zastępcza chropowatość (k) we wzorze Colebrooka-White a [102]. W normie PN-EN 752 definiowany jest jako współczynnik Manninga K = 1/n, którego wartość w III strefie przepływów turbulentnych można uzależnić od k za pomocą wzoru: 32 3,7D K 4 g log (7.3) D k gdzie: g - przyśpieszenie ziemskie, m/s 2, D - średnicy wewnętrzna kanału, m, k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu/kanału, m. 1/ 6 Węzły, obok kanałów, są podstawowymi elementami struktury grafu obliczeniowego systemu kanalizacyjnego. Są zwykle utożsamiane ze studzienkami i komorami - w rzeczywistych systemach. Aby opisać węzeł, należy podać rzędną dna oraz dopuszczalną wysokość piętrzenia ścieków, która może być utożsamiana np. z rzędną terenu. Dodatkowo do węzła można przypisać powierzchnię, jaka ulegnie podtopieniu w przypadku przekroczenia dopuszczalnej wysokości piętrzenia. Po wybraniu tej opcji w obliczeniach, do węzła zostaje przyłączony fikcyjny zbiornik o zadanej powierzchni, który gromadzi ścieki wypływające na powierzchnie terenu - w wyniku przeciążenia kanału. Po przejściu fali odpływu wód deszczowych ścieki z fikcyjnego zbiornika trafiają z powrotem do systemu. Podstawowe parametry definiujące węzły to: rzędna terenu, rzędna dna studni i stały dopływ do studni z zewnątrz (np. wód infiltracyjnych wskutek nieszczelności kanałów). 85

Specyficznym rodzajem węzłów są wyloty do odbiornika. Możliwe jest modelowanie wylotów jako swobodnych oraz częściowo lub całkowicie zatopionych. Program SWMM umożliwia zadanie na wylocie stałej lub zmieniającej się w czasie wartości rzędnej zwierciadła wody w odbiorniku. Pozwala to na uwzględnienie w modelu przejścia fali wezbraniowej w rzekach. Przy dostatecznej przepustowości kanałów, ale w warunkach podtopienia wylotu, może dojść do przeciążenia kolektorów i wypływu ścieków na powierzchnię terenu. Program SWMM umożliwia także modelowanie działania obiektów odciążających, takich jak: przelewy burzowe czy zbiorniki retencyjne. Przykładowo, w programie dostępnych jest kilka standardowych wariantów konstrukcji separatorów objętości ścieków, a mianowicie: czołowe z prostokątną, trójkątną i trapezową krawędzią przelewową, a także boczne z prostokątnym kształtem przekroju poprzecznego. Każdy rodzaj przelewu posiada inną formułę obliczeniową. Dostępne opcje przelewów przedstawiono w tabeli 7.10. Tab. 7.10. Rodzaje przelewów (separatorów objętości) dostępne w programie SWMM 5.0 [77] Typ przelewu Kształt przekroju poprzecznego Formuła obliczeniowa Przelew czołowy prostokątny C w Lh 3/2 Przelew boczny prostokątny C w Lh 5/3 Przelew czołowy trójkątny C w Sh 5/2 Przelew czołowy trapezowy C w Lh 3/2 + C ws Sh 5/2 Oznaczenia: C w zastępczy współczynnik przepływu przelewu, L długość przelewu, m, S nachylenie krawędzi przelewów trójkątnego lub trapezowgo, h wysokość warstwy przelewowej, m, C ws - zastępczy współczynnik przepływu dla przelewu trapezowego Podstawowe parametry definiujące przelewy burzowe czy separatory ścieków to: numery węzła początkowego i końcowego, kształt przelewu, długość krawędzi przelewowej, wysokość krawędzi, zastępczy współczynnik przepływu przelewu. Zbiorniki retencyjne reprezentowane są w SWMM przez węzły - posiadające określoną pojemność retencyjną. Główne parametry do modelowania zbiorników retencyjnych to: rzędna dna zbiornika, głębokość/wysokość zbiornika, powierzchnia zbiornika, wypełnienie zbiornika w momencie rozpoczęcia symulacji, szybkość parowania (opcjonalnie), intensywność infiltracji (opcjonalnie). 86

Istotnym elementem w programie SWMM są dane o opadach. Najważniejsze parametry dotyczące opadów to krok czasowy, z jakim wprowadzane będą opady oraz wybór sposobu przedstawienia danych intensywność/natężenie, wysokość czy krzywa kumulacyjna (IDF lub DDF). Przebieg opadu w czasie wprowadzany jest do programu w postaci serii czasowych. Serie czasowe wprowadzać można z następującymi krokami czasowymi: 1, 5, 10, 15, 20 i 30 minut lub 1, 6, 12 i 24 godziny. Przykładową, serię z 5-cio minutowym krokiem czasowym, jako intensywność (w mm/h) opadu modelowego Eulera typu II o czasie trwania t = 45 min i częstości występowania C = 3 lata dla Wrocławia, przedstawiono na rysunku 7.3. Rys. 7.3. Przykładowa seria czasowa opadu w oknie dialogowym SWMM 5.0 W rezultacie obliczeń numerycznych uzyskuje się wyniki w formie zmian w czasie wartości podstawowych parametrów (strumienia przepływu i napełnienia) w poszczególnych elementach systemu kanalizacyjnego. Wyniki te mają postać dyskretną, co oznacza, że informacje dotyczą wybranych miejsc w systemie i w kolejnych krokach czasowych. Długość kroku czasowego, czyli czas między kolejnymi wartościami parametru w danym punkcie sieci, jest dobierany przez użytkownika. 87

Podstawowe dane wynikowe symulacji to [77]: wysokość deszczu efektywnego, hydrogramy spływu ze zlewni cząstkowych, hydrogramy przepływu w poszczególnych kanałach, wartości napełnień w poszczególnych węzłach, objętości wylewów z kanalizacji w poszczególnych węzłach. Wyniki obliczeń pozwalają śledzić zmiany w czasie następujących parametrów: strumieni przepływu, napełnień, prędkości przepływu i wskaźników jakości w węzłach i w połowie długości odcinka kanału. Wyniki obliczeń zapisywane w plikach, mogą być prezentowane w tabelach lub na wykresach (hydrogramach). Użytecznym rodzajem wykresu jest także profil podłużny wskazanego fragmentu sieci, który można połączyć z animacją obrazującą zmiany położenia zwierciadła ścieków w kanałach, w czasie trwania symulacji. Umożliwia to bezpośredni podgląd przebiegu fali odpływu. 88

8. WERYFIKACJA PRZEPUSTOWOŚCI KANALIZACJI W MODELOWANIU SWMM Podane zostaną 2 przykłady modelowania kanalizacji deszczowej. Pierwszy przykład dotyczyć będzie nowoprojektowanej kanalizacji deszczowej a drugi istniejącej. 8.1. MODELOWA ZLEWNIA DLA NOWOPROJEKTOWANEJ KANALIZACJI Przyjęto modelową zlewnię o powierzchni 2 km 2 (750 m x 2700 m) - dla zabudowy mieszkaniowej w terenie płaskim - na obszarze Wrocławia (rys. 8.1) [102]. 1 6 11 16 21 26 31 36 41 46 51 56 61 66 71 76 81 86 2 7 12 17 22 27 32 37 42 47 52 57 62 67 72 77 82 87 3 8 13 18 23 28 33 38 43 48 53 58 63 68 73 78 83 88 out 4 9 14 19 24 29 34 39 44 49 54 59 64 69 74 79 84 89 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 85 90 Rys. 8.1. Plan powierzchni cząstkowych modelowej zlewni deszczowej [102] Zlewnia składa się z 90 modułów - zlewni cząstkowych (każda o powierzchni 2,25 ha), charakteryzujących się następującą strukturą: 80% powierzchni jest przepuszczalna (tereny zielone - ψ = 0,075), a pozostałe 20% to powierzchnie nieprzepuszczalne (dachy, place, drogi, parkingi - ψ = 0,95). Zastępczy (średni ważony) współczynnik spływu powierzchniowego ze zlewni cząstkowej wyniesie więc ψ = 0,25. Wówczas powierzchnia zredukowana zlewni cząstkowej, biorąca udział w formowaniu spływu powierzchniowego: F zrj = 2,25 x 0,25 = 0,56 ha. Modelowanie działania (w SWMM 5.0) nowoprojektowanej kanalizacji deszczowej zostanie poprzedzone jej wymiarowaniem (metodami czasu przepływu). Założono, że projektowane kanały boczne w liczbie 36 będą miały długość po 300 m (2 odcinki obliczeniowe, każdy po 150 m). Kolektor będzie miał łączną długość 2700 m (18 odcinków obliczeniowych, po 150 m długości każdy). 89

Do projektowania i modelowania kanalizacji, przyjęto szorstkość ścian kanałów równą n = 0,013 s/m 1/3. Do symulacji hydrodynamicznych, przyjęto zastępcze nachylenie powierzchni i z = 1,0% oraz zastępczy współczynnik szorstkości (do wzoru Manninga) dla uszczelnionych powierzchni zlewni n z = 0,02 s/m 1/3. Dla zlewni symetrycznych względem kanału odprowadzającego ścieki deszczowe przyjmuje się, że szerokość hydrauliczna takiej zlewni (W) jest dwa razy większa od długości kanału [77, 102]. Ponieważ powierzchnie cząstkowe modelowej zlewni mają kształt kwadratu 150 x 150 m, a kanał odprowadzający ścieki deszczowe położony jest w środku zlewni (dopływ obustronny), określono szerokość hydrauliczną zlewni W = 300 m (- pas spływu 75 m wg rys. 8.2). Rys. 8.2. Graficzna interpretacja metody określania szerokości hydraulicznej (W) zlewni cząstkowej - symetrycznej względem kanału odprowadzającego ścieki deszczowe 8.2. WYMIAROWANIE PRZYKŁADOWEJ SIECI KANALIZACYJNEJ Dla zaproponowanej zlewni modelowej zwymiarowano sieć kanalizacji deszczowej trzema metodami czasu przepływu, a mianowicie [102]: (I) MGN - z modelem opadów Błaszczyka, (II) MGN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia, (III) MMN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia. W metodzie granicznych natężeń (MGN) - dotychczas stosowanej w Polsce, przyjmowano, że obliczeniowy strumień ścieków deszczowych w rozpatrywanym przekroju kanału występuje z pewnym opóźnieniem w stosunku do momentu rozpoczęcia opadu - po okresie suchej pogody, ze względu na: koncentrację terenową (t k ), retencję kanałową (t r ) i przepływ w kanale (t p ). Stąd, w MGN czas trwania deszczu miarodajnego: t = t dm = t k + t r + t p (w minutach), a obliczeniowy strumień przepływu Q (w dm 3 /s) w kanale zapisywany był wzorem: 90

6,631 H C (8.1) 3 2 Q q 2 / 3 tdm t dm Fzr Fzr gdzie: q(t dm ) - natężenie jednostkowe deszczu dla czasu trwania: t = t dm, w dm 3 /(s ha), H - wysokość opadu normalnego (np. H = 590 mm - dla Wrocławia), w mm, C - częstość deszczu obliczeniowego, w latach, F zr - zredukowana powierzchnia zlewni deszczowej, w ha. W metodzie maksymalnych natężeń (MMN) - zalecanej obecnie w Polsce, za miarodajny czas trwania deszczu (t) przyjmuje się rzeczywisty czas przepływu ścieków (t p ) w kanale. Bowiem, miarodajne do projektowania systemów odwodnień terenów, maksymalne natężenia deszczy występują w okresach długotrwałych zjawisk opadowych (trwających nawet kilka dni). Wówczas znaczenie koncentracji terenowej i retencji kanałowej jest pomijalnie małe. W MMN, strumień przepływu Q (w dm 3 /s) w kanale obliczany jest z wzoru: Q qmax ( t) F zr (8.2) gdzie: q max (t) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu dla czasu trwania równego czasowi przepływu: t = t p, w dm 3 /(s ha). F zr - zredukowana powierzchnia zlewni deszczowej, w ha. Probabilistyczny model maksymalnych wysokości opadów dla Wrocławia - oparty na rozkładzie Fishera-Tippetta typu III min (dla t [5; 4320] min i C [1; 100] lat) ma postać: h 97,11t 0,0222 98,68 ln(1/ 0, 809 0,242 max ( t) 4,58 7,41t C) (8.3) gdzie: h max (t) - maksymalna wysokość opadu, mm (q max (t) = 166,7 h max /t, w dm 3 /(s ha)), C - częstość deszczu obliczeniowego, lata. Zestawienie założeń wyjściowych do wymiarowania sieci kanalizacji deszczowej - w 3 wariantach obliczeniowych, przedstawiono w tabeli 8.1. Wariant/ metoda Tabela 8.1. Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanalizacji deszczowej Częstość deszczu Czas koncentracji obliczeniowego terenowej C, lata t k, min Czas retencji kanałowej t r, min Minimalny czas trwania deszczu miarodajnego t min, min Maksymalne wypełnienie kanału, %D kanały kanały kolektor boczne boczne kolektor I. MGN - (8.1) 1 2 10 5 0,2 t p 10 do 100% II. MGN z (8.3) 1 2 10 5 0,2 t p 10 do 100% III. MMN z (8.3) 2 2 0 0 0 15 do 75% 91

3 q, dm /s ha 3 q, dm /s ha 3 q, dm /s ha I. MGN - z modelem opadów Błaszczyka Krzywe natężenia deszczu (IDF) - z wzoru Błaszczyka, dla C = 1 i 2 lata (t min = 10 minut), przedstawiono na rysunku 8.3. 200 175 150 125 100 75 C=2 50 25 C=1 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 Rys. 8.3. Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) - z wzoru Błaszczyka do MGN t p, min II. MGN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia Krzywe IDF - z modelu (8.3), dla C = 1 i 2 lata (t min = 10 minut) podano na rysunku 8.4. 200 175 150 125 C=2 100 75 50 C=1 25 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 t p, min Rys. 8.4. Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) - z modelu opadów maksymalnych dla Wrocławia do MGN III. MMN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia Krzywą IDF - z modelu (8.3), dla C = 2 lata (t min = 15 minut) podano na rysunku 8.5. 200 175 150 125 100 C=2 75 50 25 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 t p, min Rys. 8.5. Krzywa natężenia deszczu (IDF) - z modelu opadów maksymalnych dla Wrocławia do MMN 92

Zbiorcze wyniki wymiarowania: Tab. 8.2. Zbiorcze zestawienie wyników wymiarowania przykładowej sieci kanalizacyjnej Parametry projektowe kanalizacji deszczowej Wariant obliczeń Strumień odpływu Obliczeniowy czas Wymiary kanałów i Zagłębienie kanałów i Objętość sieci Wskaźnik objętości sieci Q m przepływu kolektora kolektora V K m 3 /s min m m p.p.t. m 3 m 3 /ha I 1,948 45,6 K0,3 K1,6 1,70 5,99 4849 23,9 II 3,049 43,8 K0,4 K2,0 1,80 5,91 7234 35,7 III 3,700 43,3 K0,4 K2,2 1,80 5,33 9825 48,5 W I. wariancie obliczeniowym strumień odpływu ścieków wyniósł Q m(i) = 1,948 m 3 /s. W II. wariancie: Q m(ii) = 3,049 m 3 /s - jest wyższy od I. o 56%, a w III. wariancie: Q m(iii) = 3,700 m 3 /s - jest wyższy aż o 90%. W przypadku kanalizacji deszczowej (w płaskim terenie) zwymiarowanej w III. wariancie, pomimo większych średnic kanałów bocznych i kolektora (K2,2 m na ostatnim odcinku) w porównaniu np. z I. wariantem (K1,6 m), koszt budowy takiej sieci może okazać się niższy (lub porównywalny) ze względu na znaczne wypłycenie kolektora - o 0,66 m na ostatnim odcinku, w porównaniu z I. wariantem wymiarowania sieci [102]. 8.3. MODELOWANIE DZIAŁANIA PRZYKŁADOWYCH SIECI KANALIZACYJNYCH W celu weryfikacji występowania nadpiętrzeń w kanałach, w przykładowo zwymiarowanych sieciach, należy zgodnie z zaleceniami ATV-A118:2006 obciążyć zlewnię modelową - w zabudowie mieszkaniowej deszczem o częstości występowania C = 3 lata i czasie trwania co najmniej dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w sieci. Ponieważ w zwymiarowanych sieciach czas przepływu jest rzędu 45 min, opracowano na podstawie modelu (8.3) - na maksymalną wysokość deszczu we Wrocławiu, opad modelowy Eulera o czasie trwania t = 2t p = 90 min i C = 3 lata. Jak już wspomniano, opad modelowy Eulera typu II, oparty jest na spostrzeżeniu, iż największe chwilowe natężenie deszczu występuje na końcu trzeciej części czasu ich trwania. Tok postępowania przy opracowaniu opadu modelowego podano na rys. 8.6. 93

a) Przyrost wysokości opadu w czasie b) Zmiana wysokości opadu w interwałach 5 min c) Intensywność opadu w interwałach 5 min d) Opad modelowy Eulera typu II Rys. 8.6. Fazy tworzenia opadu modelowego Eulera typ II wg modelu opadów maksymalnych (8.3) dla Wrocławia (C = 3 lata i t = 90 min) Opracowany opad modelowy, dla t = 90 min i C = 3 lata, charakteryzuje się maksymalną intensywnością 101,7 mm/h, występującą pomiędzy 25-tą a 30-tą minutą (rys. 8.6d). I. Sieć deszczowa zwymiarowana MGN - z modelem opadów Błaszczyka W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej kanalizacji deszczowej, zwymiarowanej w 3 wariantach, obciążono zlewnię opracowanym opadem modelowym Eulera typu II. Profil kolektora dla zwymiarowanej w I. wariancie kanalizacji podano na rysunku 8.7. Rys. 8.7. Profil kolektora w 31. minucie trwania opadu modelowego - w I. wariancie wymiarowania 94