Upload
others
View
0
Download
0
Embed Size (px)
Citation preview
1
POLITECHNIKA WROCŁAWSKA
WYDZIAŁ INŻYNIERII ŚRODOWISKA
KATEDRA WODOCIĄGOacuteW I KANALIZACJI
KANALIZACJA 1
Notatki do wykładoacutew - na podstawie podręcznika akademickiego
[1] Kotowski A Podstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień
terenoacutew Sieci kanalizacyjne (Tom I) Obiekty specjalne (Tom II)
Wydawnictwo Seidel-Przywecki (Wydanie II) Warszawa 2015
Opracował
prof dr hab inż Andrzej Kotowski
2
TREŚCI PROGRAMOWE ndash kursu bdquoKanalizacja 1rdquo
Forma zajęć - wykład Liczba
godzin
Wy1 Program wykładoacutew Cele zadania i standardy kanalizacji wg PN-EN 752 2
Wy2 Klasyfikacja i ogoacutelna charakterystyka konwencjonalnych i
niekonwencjonalnych systemoacutew usuwania ściekoacutew 2
Wy3 Funkcjonowanie kanalizacji grawitacyjnej z obiektami specjalnymi 2
Wy4 Zagrożenia dla kanalizacji wynikające ze zmian klimatu 2
Wy5 Metody bilansowania ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych 2
Wy6 Pomiary i charakterystyka opadoacutew - modele fizykalne i probabilistyczne 2
Wy7 Dotychczasowe metody czasu przepływu bilansowania woacuted opadowych 2
Wy8 Metoda maksymalnych natężeń do wymiarowania kanalizacji deszczowej 2
Wy9 Obliczenia hydrauliczne przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych 2
Wy10 Zasady doboru grawitacyjnych kanałoacutew ściekowych i deszczowych 2
Wy11 Doboacuter układu i zasady trasowania sieci kanalizacyjnych 2
Wy12 Zasady wysokościowego sytuowania i połączeń kanałoacutew 2
Wy13 Metody projektowania syfonoacutew i przepompowni ściekoacutew 2
Wy14 Materiały i uzbrojenie sieci kanalizacyjnych 2
Wy15 Techniki budowy i ogoacutelne zasady eksploatacji sieci kanalizacyjnych 2
Suma godzin 30
CELE PRZEDMIOTU
C1 Zdobycie wiedzy w zakresie bilansowania odpływu roacuteżnych rodzajoacutew ściekoacutew
C2 Zdobycie wiedzy o sposobach usuwania roacuteżnych rodzajoacutew ściekoacutew
C3 Zdobycie wiedzy w zakresie bezpiecznych metod wymiarowania odwodnień terenoacutew
C4 Zdobycie wiedzy w zakresie podstaw inżynierskiego projektowania systemoacutew usuwania ściekoacutew
PRZEDMIOTOWE EFEKTY KSZTAŁCENIA
Z zakresu wiedzy
PEK_W01 Ma uporządkowaną podbudowaną teoretycznie wiedzę ogoacutelną obejmującą kluczowe
zagadnienia z zakresu usuwania ściekoacutew
PEK_W02 Ma podstawową wiedzę o trendach rozwojowych metod z zakresu bilansowania odpływu
roacuteżnych rodzajoacutew ściekoacutew sposoboacutew usuwania i metod bezpiecznego wymiarowania
odwodnień terenoacutew oraz podstaw inżynierskiego projektowania systemoacutew usuwania
ściekoacutew
PEK_W03 Zna podstawowe metody techniki narzędzia i materiały stosowane przy rozwiązywaniu
zadań inżynierskich z zakresu projektowania systemoacutew usuwania ściekoacutew
Z zakresu kompetencji społecznych
PEK_K01 Potrafi odpowiednio określić priorytety służące realizacji określonego zadania
związanego z projektowaniem systemoacutew usuwania ściekoacutew
PEK_K02 Prawidłowo identyfikuje i rozstrzyga dylematy związane z projektowaniem i oceną
działania systemoacutew usuwania ściekoacutew w tym wpływu na środowisko w przyszłości
3
Motto
bdquoMinionej nocyrdquo
Minionej nocy
przyśnił mi się napis w nieznanym języku
będąc człowiekiem
masz prawo do błędu ndash
ale masz prawo tylko do ludzkiego błędu
ale masz prawo tylko do takiego błędu
ktoacutery potrafisz naprawić ndash
Lecz nie masz prawa do błędu nie do naprawienia
Błędu ktoacutery zabija
Ryszard Krynicki
1 WPROWADZENIE
bdquoKANALIZACJArdquo oznacza historycznie dwa pojęcia
zespoacuteł budowli inżynierskich - do spełniania określonych celoacutew
nauka stosowana - o projektowaniu budowie i eksploatacji sieci i obiektoacutew systemu
do odprowadzania oraz unieszkodliwiania ściekoacutew tj woacuted zużytych i opadowych
Cele kanalizacji na terenach zurbanizowanych (osadniczych) to
1) Utrzymanie warunkoacutew higienicznych (czyli sanitarnych) przez zbieranie i
odprowadzanie ściekoacutew do oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie
2) Zapobieganie szkodom związanym z zalewaniem bądź podmakaniem terenoacutew i
obiektoacutew
3) Zapewnienie przejezdności powierzchni komunikacyjnych jezdni przejść pieszych w
tym podziemnych - woda co najwyżej do poziomu krawężnikoacutew
Utrzymanie warunkoacutew higienicznych jest głoacutewnym i pierwotnym celem kanalizacji
jednostek osadniczych Problemy higieniczne wynikają głoacutewnie z obecności zanieczyszczeń
mikrobiologicznych w składzie ściekoacutew bytowo-gospodarczych związanych z życiem i
działalnością ludzi W przypadku ściekoacutew przemysłowych chodzi głoacutewnie o niekorzystny
wpływ na środowisko w tym na trwałość kanałoacutew ich składu fizyczno-chemicznego
Cel drugi i trzeci dotyczą zwłaszcza woacuted opadowych tj deszczowych i roztopowych
Z punktu widzenia ochrony środowiska wody opadowe zbierane kanalizacją z
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych są ściekami
Roacutewnolegle do postulatu sanitarnego cele te zyskały na znaczeniu wraz ze wzrostem
gęstości i wartości zabudowy oraz intensyfikacji wykorzystywania powierzchni terenoacutew na
cele komunikacyjne
4
Co nas czeka w przyszłości Kilka faktoacutew i prognoz [1]
TEZA
Rejestrowany (już od przeszło 200 lat) wzrost średniej rocznej temperatury powietrza
wywołuje zwiększoną cyrkulację wody w cyklu hydrologicznym i nasilenie się występowania
ekstremalnych zjawisk pogodowych - susze powodzie huragany trąby powietrzne
DOWODY
bull na polskim wybrzeżu Bałtyku w latach 1836-1990 nastąpił wzrost temperatury
powietrza o 109oC - 155 lat śr 007
oC na dekadę
- wg Miętus M Zmienność temperatury i opadoacutew w rejonie polskiego wybrzeża Morza Bałtyckiego i jej
spodziewany przebieg do roku 2030 Wyd IMGW nr 26 Warszawa 1996
bull w Warszawie w latach 1779-2010 wzrost temperatury o 16oC - 232 lat 007
oC na dekadę
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
bull globalny wzrost temperatury w latach 1960-2005 o 074oC - 46 lat śr 016
oC na dekadę
- wg IPCC 2007 The Physical Science Basis Cambridge University Press 2007
bull na przestrzeni lat 1901-2010 poziom moacuterz i oceanoacutew podnioacutesł się średnio o 019 m
- wg IPCC 2014 Impacts Adaptation and Vulnerability Cambridge University Press 2014
PROGNOZY ndash na przyszłość
bull Według prognoz IPCC - opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17oC do nawet 44
oC a na każdy
stopień wzrostu temperatury szacuje się globalnie ok 7 wzrost intensywności opadoacutew
- wg Landerink G Meijgaard EV Increase in hourly precipitation extremes beyond expectations from
temperature changes Nature Geosci 2008
bull W bieżącym stuleciu poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m - co
zagraża już zalaniem znacznych powierzchni przybrzeżnych
- wg IPCC 2014 Impacts Adaptation and Vulnerability Cambridge University Press 2014
bull Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce - w
projekcji na lata 2071-2100 - biorąc za podstawę okres 1951-2009 (wg modelu
klimatycznego dla Europy HadRM3-PRECIS) - wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia Komitet Gospodarki
Wodnej Polskiej Akademii Nauk Warszawa 2010
bull Na podstawie badań podjętych na PWr na przestrzeni ostatnich 50 lat (1960-2009)
nastąpił we Wrocławiu wzrost intensywności opadoacutew - średnio o około 13 przy
malejącym trendzie rocznych i sezonowych sum wysokości opadoacutew - wg Kaźmierczak B Kotowski A Trendy zmian wysokości i intensywności opadoacutew maksymalnych do
modelowania kanalizacji we Wrocławiu Gaz Woda i Technika Sanitarna nr 5 2013
5
Wspoacutełczesne standardy odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości [1]
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
Polska norma - zharmonizowana z europejską normą PN-EN 7522008 ogranicza
częstość wylewoacutew z kanalizacji do rzadkich powtarzalności ich występowania
raz na 10 lat - w przypadku terenoacutew pozamiejskich (wiejskich) oraz
raz na 20 30 lub 50 lat dla terenoacutew miejskich - odpowiednio do rodzaju
zagospodarowania przestrzennego terenu ndash standardu odwodnienia terenu (tab 11)
Cytowana norma zaleca do projektowania systemoacutew kanalizacyjnych częstości deszczu
obliczeniowego 1 raz na rok - dla terenoacutew pozamiejskich oraz raz na 2 5 lub 10 lat dla
terenoacutew miejskich przy czym nie mogą występować woacutewczas żadne przeciążenia w
działaniu systemoacutew grawitacyjnych (praca pod ciśnieniem) co jest roacutewnoznaczne z
projektowaniem kanałoacutew na niecałkowite wypełnienia
Tab 12 Wymagane częstości obliczeniowe opadoacutew deszczu do projektowania
odwodnienia droacuteg w Polsce - wg Rozporządzenia MTiGM z 1999 r
Rodzaj ndash klasa drogi
Częstości projektowe
opadoacutew deszczu
[1 raz na C lat]
Lokalna (L) dojazdowa (D) 1 na 1
Głoacutewna (G) zbiorcza (Z) 1 na 2
Głoacutewna ruchu przyspieszonego (GP) 1 na 5
Autostrada (A) ekspresowa (S) 1 na 10
Ustalenie zależności pomiędzy częstością deszczu obliczeniowego i częstością wylania
(tab 11) nie jest jednak możliwe do uogoacutelnienia zwłaszcza na etapie projektowania
kanalizacji Pomocne okazują się tutaj zalecenia niemieckie wg DWA-A 1182006
wprowadzające pojęcie częstości nadpiętrzenia do poziomu terenu do obliczeń
sprawdzających przy pomocy modelowania hydrodynamicznego przez co staje się możliwe
wyznaczenie stanu przeciążenia ktoacutery jest najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej
kolejności wylaniu (tab 13)
6
Tab 13 Dopuszczalne częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających projektowanych
bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych wg DWA-A 1182006
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia
[1 raz na C lat]
Tereny wiejskie 1 na 2
Tereny mieszkaniowe 1 na 3
Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 1 na 5
Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 1 na 10
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej w Polsce napotyka na
podstawową trudność wynikającą z braku wiarygodnego modelu opadoacutew do określania
miarodajnego natężenia deszczu Dotychczas stosowany wzoacuter Błaszczyka - oparty na opadach
z przełomu XIX i XX wieku (przeszło100 lat temu) zaniża bowiem wyniki obliczeń
obecnych natężeń deszczy o rząd 40 Ponadto stosowana dotychczas w Polsce tzw metoda
granicznych natężeń (MGN) dodatkowo redukuje strumień spływu woacuted opadowych (Qm) w
stosunku do innych metod - stosowanych przykładowo w Niemczech (MWO i MZWS) - w
podobnych warunkach hydrologicznych (patrz rozdział 82 w I tomie podręcznika [1])
Roacuteżnice obliczanych strumieni Qm sięgają nawet 100 - na niekorzyść MGN Wymagała
więc pilnej modyfikacji co zostało zaproponowane w podręczniku [1] (tom I rozdz 83)
Systemy kanalizacyjne projektowane są zwykle na perspektywę minimum 50divide100 lat Z
powodu systematycznego ocieplania się klimatu w przyszłości wystąpi jeszcze więcej
ekstremalnych zjawisk opadowych prowadzących do tzw powodzi miejskich ktoacutere
powodować będą jeszcze większe niż obecnie straty gospodarcze i społeczne (fot 1divide4)
Uwzględnienie tych prognoz w perspektywie 2100 roku jest niezbędne już dzisiaj do
bezpiecznego projektowania i wymiarowania wspoacutełczesnych systemoacutew odwodnień terenoacutew
zurbanizowanych
Fot 1 Warszawa - Trasa Toruńska w dn 9062013 r (httpkontakt24tvn24pl)
7
Fot 2 Gdańsk - Wrzeszcz w dn 25062013 r (httpnaszafotografiapl)
Fot 3 Wrocław ul Legnicka w dn 27052014 r (httpwwwgazetawroclawskapl)
Fot 4 Łoacutedź ul Dąbrowskiego w dn 8092014 r (httpwwwmmlodzpl)
8
STAN PRAWNY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI w POLSCE
Zgodnie Ustawą z 12 września 2002 roku o normalizacji (Dz U Nr 169 poz 1386)
stosowanie Polskich Norm (PN) jest dobrowolne podobnie też norm europejskich (EN) w
tym zharmonizowanych (PN-EN) a także norm międzynarodowych (ISO) Rangę prawną
mają obecnie ustawy czy rozporządzenia do ustaw Ustawa z 2002 roku dostosowała więc
krajową normalizację do reguł europejskiego systemu prawnego
Dla projektantoacutew wykonawcoacutew czy eksploatatoroacutew obiektoacutew budowlanych branży
sanitarnej (i nie tylko) od lat przyzwyczajonych do obowiązkowego stosowania polskich
norm (w tym branżowych) jest to istotna zmiana Normy nie są obecnie aktami prawnymi
Oznacza to tyle że należy je traktować jako źroacutedło przepisoacutew pozaprawnych na roacutewni z
aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP) czy też publikowanymi
wynikami z najnowszych prac badawczych - np odnośnie nowych metod wymiarowania
kanalizacji - sformułowanymi w [1]
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność tym obowiązek bezpiecznego wymiarowania czy
starannego wykonywania inwestycji ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z najlepszej
dostępnej wiedzy technicznej (BAT ndash Best Available Techniques BMP ndash Best Menagment
Practices LID ndash Law Impact Development ZWT ndash Zasady Wiedzy Technicznej)
Idea ta znajduje zastosowanie w podręczniku akademickim [1] z 2015 r w odniesieniu do
nowych zasad projektowania i metod wymiarowania systemoacutew odwodnień terenoacutew ndash w
duchu zaleceń najnowszej normy PN-EN 752 z 2008 roku dostosowanej do postulatu
Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) - ujednolicenia poziomu wymagań co do
ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed wylewami z systemoacutew kanalizacyjnych w
państwach członkowskich UE
Uwzględniono przy tym min branżowe wytyczne Niemieckiego Stowarzyszenia
Gospodarki Wodnej Ściekowej i Odpadowej wg DWA-A 117 z 2006 roku oraz DWA-A 118
z 2006 roku czy też zalecenia Krajowego Urzędu ds Środowiska Bawarii wg Merkblatt Nr
433 z 2009 roku oraz Merkblatt Nr 439 z 2012 roku
Na podstawie doniesień literaturowych i badań własnych dotyczących prognozowanego
wzrostu intensywności opadoacutew w perspektywie do 2100 roku zaproponowano podjęcie już
dzisiaj odpowiednich działań zaradczych w tym zaprezentowano scenariusze opadoacutew do
modelowania przeciążeń kanałoacutew w przyszłości - zalecane już do uwzględniania w wielu
krajach europejskich - dla zachowania obecnych standardoacutew odwodnień terenoacutew (tab
11divide13) także w przyszłości
W II wydaniu podręcznika bdquoPodstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień
terenoacutewrdquo (z 2015 r) sformułowano podstawy bezpiecznego projektowania grawitacyjnych
systemoacutew (tj sieci i obiektoacutew) kanalizacyjnych w Polsce [1]
tom I dotyczy metod wymiarowania Sieci kanalizacyjnych natomiast
9
tom II ndash dotyczy Obiektoacutew specjalnych takich jak przelewy burzowe separatory
strumieni objętości zbiorniki retencyjne regulatory hydrodynamiczne czy separatory
sedymentacyjno-flotacyjne
UWAGA 1 W celu ułatwienia percepcji treści II wydania książki ndash w prezentowanych
notatkach zachowano oryginalną numerację rysunkoacutew tabel i wzoroacutew jak w [1] (Wydaw
Seidel-Przywecki Warszawa 2015) - dostępne są na
wwwandrzejkotowskipl
UWAGA 2 II wydanie książki zawiera uaktualnienie i znaczne rozszerzenie treści -
względem I wydania z 2011 r - min o
charakterystykę niekonwencjonalnych systemoacutew kanalizacyjnych
zagrożenia dla infrastruktury miast wywoływane zmianami klimatu w przyszłości
zasady kalibracji i walidacji modeli hydrodynamicznych zjawiska opad-odpływ
przykłady modelowania przeciążeń hydraulicznych w kanalizacji deszczowej
zasady projektowania i metody wymiarowania przepompowni sieciowych ściekoacutew
najnowsze wytyczne techniczne wymiarowania (WTW) systemoacutew kanalizacyjnych
bezpieczną metodę obliczania objętości użytkowej zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew
Podręcznik [1] adresowany jest do studentoacutew i pracownikoacutew naukowych wyższych
uczelni technicznych i rolniczych a także do projektantoacutew wykonawcoacutew i eksploatatoroacutew
systemoacutew usuwania ściekoacutew i zagospodarowania spływoacutew woacuted deszczowych miast i gmin
Uzupełnieniem treści prezentowanego podręcznika w zakresie budowy i eksploatacji
kanalizacji jest książka pt Kanalizacja Podstawy projektowania wykonawstwa i
eksploatacji (autorstwa Kroacutelikowska J Kroacutelikowski A Żaba T) Wyd Politechniki
Krakowskiej 2015
2 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SYSTEMOacuteW
KANALIZACYJNYCH
21 RYS HISTORYCZNY ROZWOJU KANALIZACJI
Bliski Wschoacuted Na najstarsze ślady starożytnych przewodoacutew wodnych natrafiono w Syrii
(dawniej Asyria) gdzie już ok 3500 lat pne w miejscowości Habuba Kabira nad brzegiem
Eufratu istniała rozwinięta cywilizacja Znaleziono tam ślady przewodoacutew o przekroju
10
kołowym (z rur ceramicznych łączonych na bdquobosy koniec-kielichrdquo) lub prostokątnym
(układanych z kamieni i cegieł) doprowadzających wodę pitną bądź odprowadzających wody
opadoweścieki (rys 21)
Rys 21 Historyczne sposoby budowy przewodoacutew i kanałoacutew wodnych
Historia budowy i rozwoju systemoacutew odwodnień terenoacutew (kanalizacji) sięga 3000 lat
przed narodzeniem Chrystusa Przykładowo w Babilonie stosowano już woacutewczas drenaże i
studnie chłonne do odprowadzania woacuted deszczowych z dachoacutew czy utwardzonych placoacutew i
ulic do gruntu
W Egipcie w grobowcu z ok 2700 r pne w miejscowości Saqquara przy ujściu Nilu
odkryto pierwszą bdquotoaletęrdquo ndash bdquoprzeznaczonąrdquo dla zmarłych Około roku 2500 r pne w
miastach Mezopotamii budowane były już pierwsze sieci kanałoacutew do odprowadzania ściekoacutew
z toalet domowych spłukiwanych wodą - do dołoacutew kloacznych Kanały były budowane z rur
miedzianych
Europa Początki rozwoju systemoacutew kanalizacyjnych w starożytnym Rzymie sięgają
VIII do VII wieku pne Około 610 roku pne zaczęto budować głoacutewny kanał ściekowy
zwany bdquoCloaca Maximardquo ktoacutery funkcjonuje do dzisiaj (wymiar odcinka końcowego 31541
m) Początkowo służył do odprowadzania woacuted deszczowych a poacuteźniej i ściekoacutew bytowych
Retencjonowano też wody deszczowe w zbiornikach zwanych cysternami
Powstanie nowoczesnych systemoacutew kanalizacyjnych w Europie - z oczyszczaniem
ściekoacutew włącznie wiązało się z tzw rewolucją przemysłową i burzliwym rozwojem miast w
w XIX wieku Wybuch epidemii cholery w 1831 r zdecydowanie przyspieszył ten proces
Polska Początki rozwoju kanalizacji na ziemiach polskich sięgają XIV wieku ndash Gdańsk
Krakoacutew Kamieniec Bolesławiec Reszel i inne Przykładowo na Dolnym Śląsku w
Bolesławcu od 1531 roku ścieki komunalne odprowadzane były nie do rzeki Boacutebr lecz na
łąki w celu ich rolniczego wykorzystania (naturalny nawoacutez) a jednocześnie
unieszkodliwiania (oczyszczania) System eksploatowany był do początku XX wieku
W Reszlu natomiast pozostają nadal w eksploatacji kanały bdquokrzyżackierdquo stanowiące
istotny element systemu kanalizacyjnego miasta
Pierwsze bdquokompleksowerdquo systemy kanalizacyjne na ziemiach polskich powstały w
Gdańsku (1871) we Wrocławiu (1881-90) i w Warszawie (1900 - inż Lindley) Zaczęto też
wprowadzać coraz powszechniej w większych miastach tzw klozety wodne - bdquoWCrdquo
Jak uczy historia cywilizacji powinniśmy dążyć wspoacutełcześnie do projektowania i budowy
systemoacutew kanalizacyjnych w taki sposoacuteb - stosując odpowiednie metody obliczeniowe oraz
materiały i technologie - aby mogły one sprawdzać się w działaniu za 100 i więcej lat
11
22 RODZAJE I POCHODZENIE ŚCIEKOacuteW
Ścieki definiowane jako wody zużyte odprowadzane przez kanalizację zbierane są z [1]
gospodarstw domowych (budownictwo jedno- i wielorodzinne)
obiektoacutew użyteczności publicznej i zakładoacutew usługowych (biur urzędoacutew instytucji
szkoacuteł szpitali sklepoacutew myjni pralni basenoacutew kąpielowych itp)
zakładoacutew przemysłowych i rzemieślniczych
Ścieki powstają w wyniku wykorzystania wody (wodociągowej lub z własnych ujęć) na
cele
spłukiwania fekalioacutew - w ubikacjach (WC)
higieniczne - związane z myciem się kąpielami itp
gospodarcze - związane z praniem bielizny przygotowywaniem posiłkoacutew
utrzymaniem czystości pomieszczeń itp
technologiczno-produkcyjne - związane z przetwarzaniem surowcoacutew wytwarzaniem
żywności produkcją wyroboacutew itp
Ze względu na skład fizyko-chemiczny ścieki można podzielić na
ścieki bytowo-gospodarcze nazywane też bytowymi (a w żargonie inżynierskim
bdquosanitarnymirdquo) pochodzące z gospodarstw domowych zakładoacutew usługowych i
obiektoacutew użyteczności publicznej
ścieki przemysłowe zwane też poprodukcyjnymi pochodzące z zakładoacutew
przemysłowych i rzemieślniczych
Odrębne grupy stanowią
ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z opadoacutew deszczu bądźi
topnienia śniegu czy lodu - spłukujące zanieczyszczenia z uszczelnionych powierzchni
zlewni po okresach tzw suchej pogody (pogody bezopadowej bezdeszczowej)
ścieki ogoacutelnospławne (komunalne) będące najczęściej mieszaniną ściekoacutew bytowo-
gospodarczych przemysłowych woacuted podziemnych (infiltrujących do kanałoacutew przez
nieszczelności) oraz ściekoacutew opadowych
23 KLASYFIKACJA SYSTEMOacuteW USUWANIA ŚCIEKOacuteW
Kanalizacja to zespoacuteł urządzeń - czyli system (sieci i obiekty) do zbierania i
odprowadzania ściekoacutew i woacuted opadowych z terenoacutew zurbanizowanych i przemysłowych do
oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie Elementy składowe systemu
kanalizacyjnego jako całości to
kanalizacja wewnętrzna (instalacje wewnętrzne) - w budynkach z przyborami
sanitarnymi (WC wanny umywalki natryski wpusty podłogowe itp)
kanalizacja zewnętrzna
12
o sieć osiedlowa lub zakładowa (komunalna prywatna wspoacutelnotowa)
o sieć zbiorcza miejska (komunalna)
o obiekty sieciowe (pompowanie zbiorniki retencyjne przelewy burzowe
separatory syfony studzienki)
o oczyszczalnie ściekoacutew
Kanalizację zewnętrzną można podzielić według następujących kryterioacutew
A Strumienia odprowadzanych ściekoacutew
o pełna - wszystkie rodzaje ściekoacutew
o częściowa - np tylko ścieki bytowo-gospodarcze
o mieszana - fragmentami pełnaczęściowa
B Zasięgu terytorialnego
lokalna - osiedlowa zakładowa wspoacutelnotowa
miejska - całe miasto
grupowa - kilka miast wsi
C Konstrukcji kanałoacutew
kryta - podziemna
otwarta - powierzchniowa (rowy koryta)
mieszana
D Sposobu przepływu ściekoacutew
grawitacyjna
ciśnieniowa (pneumatyczna lub hydrauliczna)
podciśnieniowa (proacuteżniowa)
mieszana
E Rodzaju odprowadzanych ściekoacutew
bytowo-gospodarcza (ściekowa w żargonie bdquosanitarnardquo)
przemysłowa
deszczowa
ogoacutelnospławna (wszystkie rodzaje ściekoacutew)
F Funkcjonowania systemu
ogoacutelnospławna (jednoprzewodowa)
rozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
poacutełrozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
bezodpływowa (szamba i wozy asenizacyjne)
odciążona (szamba i sieć zbiorcza)
mieszana (fragmentami roacuteżna sieć)
13
Budowane obecnie systemy usuwania ściekoacutew można ogoacutelnie podzielić na (wg rys 22 i 23)
konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ściekoacutew
niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem
mieszane - fragmentami konwencjonalne i niekonwencjonalne
Rys 22 Generalny podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na przepływ ściekoacutew
Rys 23 Szczegoacutełowy podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na warunki działania
24 KANALIZACJA KONWENCJONALNA
Kanalizacja grawitacyjna tj działająca pod wpływem siły ciążenia stosowana jest
powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej Grawitacyjne systemy usuwania
ściekoacutew stają się w chwili obecnej rozwiązaniem coraz bardziej kosztownym zwłaszcza w
płaskim terenie o rozległej i luźnej zabudowie rozwijających się wciąż aglomeracji miast
Kanalizacja Konwencjonalna
(tradycyjna)
Niekonwencjonalna
(specjalna)
Mieszana
oparta na grawitacyjnym
przepływie ściekoacutew - ze swobodną
powierzchnią przy ciśnieniu
barometrycznym
oparta na wymuszonym przepływie
ściekoacutew - podciśnieniem bądź
nadciśnieniem
fragmentami kanalizacja
konwencjonalna i fragmentami
niekonwencjonalna
Kanalizacja konwencjonalna
Grawitacyjna Grawitacyjno-
pompowa
Kanalizacja niekonwencjonalna
Nadciśnieniowa
(tłoczna)
Podciśnieniowa
(proacuteżniowa)
Pneuma-
tyczna
Hydrauliczna
(pompowa)
Dwu
przewo-
dowa
Jedno
przewo-
dowa
14
Wynika to min ze znacznych kosztoacutew budowy kanałoacutew - na głębokościach
dochodzących nawet do 6divide8 m
Przykładowo dla minimalnego spadku dna kanału imin = 1permil wymagane przegłębienie
kanału wynosi 1 m na 1 km długości
Rys 24 Schemat (a) i profil (b) kanalizacji grawitacyjnej z pompownią pośrednią
(kanalizacja grawitacyjno-pompowa)
W dążeniu do zmniejszenia kosztoacutew budowy kanalizacji zaczęto już na przełomie XIX i
XX wieku stosować pośrednie pompownie ściekoacutew wyposażone początkowo w pompy
tłokowe z napędem parowym następnie gazowym (ok 1900 r) i elektrycznym (1920) ktoacutere
umożliwiły podniesienie dna kanału za pompownią do rzędnej wynikającej z możliwego -
minimalnego zagłębienia kanału (rys 24)
Pośrednie pompownie ściekoacutew nie zmniejszają jednak w zasadniczy sposoacuteb kosztoacutew
budowy systemoacutew grawitacyjno-pompowych a to głoacutewnie ze względu na fakt że same są
drogie w budowie i eksploatacji Z tych też względoacutew kanalizacja konwencjonalna należy do
najdroższych elementoacutew infrastruktury podziemnego uzbrojenia terenoacutew zurbanizowanych
(miejsko-przemysłowych)
Na terenach wiejskich o luźnej zabudowie przy kryterium gęstości zaludnienia
mniejszej od 120 mieszkańcoacutew na km sieci przyjętym w Polsce (a w Europie lt 150
mieszkańcoacutew na km) stosowane są nadal bezodpływowe zbiorniki ściekoacutew (szamba)
oproacuteżniane wozami asenizacyjnymi bądź też budowane są oczyszczalnie bdquonaturalnerdquo - z
drenażem rozsączającym ścieki do gruntu
Obecnie ciecz nadosadową z szamb proponuje się odprowadzać tzw odciążoną -
małośrednicową (do 100 mm) kanalizacją grawitacyjną do lokalnych oczyszczalni ściekoacutew
bądź też stosować kanalizację niekonwencjonalną nadciśnieniową lub podciśnieniową [1]
Układy takie wymagają jednak częstego płukania kanałoacutew w tym wodą z hydrantoacutew
pożarowych Ogoacutelnie są drogie w eksploatacji
15
25 KANALIZACJA NIEKONWENCJONALNA
Już na początku XX wieku w oparciu o nowe możliwości techniczne zaczęły pojawiać
się roacuteżnego rodzaju koncepcje konstruowania sieci kanalizacyjnych o przepływie
wymuszonym - w przewodach zamkniętych z wykorzystaniem nad- lub podciśnienia jako
czynnikoacutew do transportu ściekoacutew
Praktycznie możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej (tzw tłocznej) bądź
podciśnieniowej (tzw proacuteżniowej) zaistniała dopiero z końcem lat sześćdziesiątych dzięki
opracowaniu na zachodzie Europy i w USA konstrukcji małych i niezawodnych urządzeń do
usuwania ściekoacutew łącznie z zawartymi w nich ciałami stałymi
Urządzenia te instalowane na poszczegoacutelnych 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 układoacutew konwencjonalnych (grawitacyjnych)
Zastosowanie kanalizacji niekonwencjonalnej uzasadnione jest zwłaszcza gdy
o spadek terenu jest bliski zeru
o występuje wysoki poziom woacuted podziemnych
o są trudne warunki fundamentowe (np podłoże skaliste)
o zabudowa ma charakter pasmowy o małej gęstości zaludnienia
o odpływ ściekoacutew jest sezonowy (kempingi)
Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety
lepiej spełnia warunki sanitarne i zasady ochrony środowiska bowiem ze względu na
wymaganą szczelność przewodoacutew kanalizacyjnych wykluczona jest zaroacutewno
eksfiltracja ściekoacutew do gruntu jak i infiltracja woacuted podziemnych do kanałoacutew co
prowadzi do zmniejszenia wymiaroacutew i kosztoacutew oczyszczalni ściekoacutew
możliwe jest płytkie układanie przewodoacutew ściekowych - bdquoroacutewnoleglerdquo do powierzchni
terenu (na głębokościach poroacutewnywalnych z przewodami wodociągowymi) co
przyczynia się do znacznego skroacutecenia czasu i kosztoacutew realizacji inwestycji (poprzez
zmniejszanie objętości roboacutet ziemnych eliminację odwodnienia wykopoacutew itp)
uzyskuje się dość istotne zmniejszenie średnic kanałoacutew (przewodoacutew ściekowych)
wskutek większych prędkości przepływu (pełnym przekrojem) co przyczynia się do
zmniejszenia kosztoacutew budowy sieci
łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu
(analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej)
16
strumień ściekoacutew w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej (grawitacyjnej)
zmniejsza się nawet o 50 wskutek min braku infiltracji woacuted podziemnych oraz
woacuted deszczowych z tzw dzikich (lub błędnych) podłączeń czy też dopływających
przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek
Kanalizacja niekonwencjonalna ma roacutewnież wady w stosunku do tradycyjnego -
grawitacyjnego sposobu odprowadzania ściekoacutew mianowicie
większą zawodność działania ze względu na możliwość awarii elementoacutew
mechanicznych i elektrycznych w tym automatyki mogących prowadzić do skażenia
środowiska
konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia
energii elektrycznej
konieczność dokonywania regularnych przeglądoacutew i konserwacji urządzeń przez
wykwalifikowanych pracownikoacutew - generalnie znacznie droższa w eksploatacji
Ponadto kanalizacja niekonwencjonalna ma jak dotychczas ograniczony zasięg
działania limitowany min
wysokością ciśnienia w sieci ndash w praktyce do 04 MPa w przypadku systemu
tłocznego co ogranicza jego zastosowanie do dzielnic mieszkaniowych czy zakładoacutew
wysokością podciśnienia w sieci ndash w praktyce do 006 MPa w przypadku systemu
proacuteżniowego co ogranicza jego zasięg działania do ok 2 km wokoacuteł centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) i liczbę mieszkańcoacutew objętych systemem do ok 1500 Mk
251 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ
Częściej stosowana jest obecnie kanalizacja nadciśnieniowa zwana potocznie
ciśnieniową składa się z
wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach)
urządzeń zbiornikowo-tłocznych typu pneumatycznego bądź hydraulicznego
(pompowego)
ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodoacutew sieci zewnętrznych
pneumatycznych stacji do płukania bądź przewietrzania przewodoacutew (PSP)
oczyszczalni ściekoacutew
17
Rys 25 Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej typu pompowego (po lewej) oraz typu
pneumatycznego (po prawej) a) sytuacja terenowa b) profil podłużny
Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w konwencjonalnej
kanalizacji grawitacyjnej Elementem dodatkowym jest często osobny przewoacuted wentylacyjny
wyprowadzony ponad połać dachową służący do na- i odpowietrzania urządzenia
zbiornikowo-tłocznego
Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję miniaturowych pompowni ściekoacutew co
zgodnie z ideą kanalizacji ciśnieniowej umożliwia ich stosowanie nawet w najmniejszych
obiektach - budynkach jednorodzinnych Urządzenia te mogą być instalowane zaroacutewno w
piwnicach budynkoacutew jak i na zewnątrz bezpośrednio w gruncie z zachowaniem
odpowiedniego przykrycia gruntem (rys 25)
Produkowane obecnie zblokowane urządzenia zbiornikowo-tłoczne mają rozmaite
rozwiązania konstrukcyjne spośroacuted ktoacuterych można wyroacuteżnić dwa zasadnicze typy
pneumatyczne - oparte na zasadzie wytłaczania ściekoacutew sprężonym powietrzem z
ciśnieniowego zbiornika zamkniętego
hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową sprzęgniętą wspoacutelnym
wałem z rozdrabniarką umieszczone w zbiorniku (bezciśnieniowym)
18
Niezależnie od konstrukcji urządzenia zbiornikowo - tłoczne umieszcza się poniżej
wylotu wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych dla umożliwienia ich grawitacyjnego
napełniania się Urządzenia te pracują okresowo a czynnikiem sterującym ich działanie jest
poziom ściekoacutew w zbiorniku wyroacutewnawczym
W kanalizacji ciśnieniowej stosuje się też pompownie ściekoacutew budowane według
klasycznych schematoacutew - wyposażone w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji
odpornej na zapychanie się (wirniki odpowiedniego kształtu kraty bądź kosze na
zanieczyszczenia na dopływie) bądź też wyposażone w rozdrabniarki
Ostatnio zaleca się do stosowania tzw tłocznie ściekoacutew tj pompownie ściekoacutew
zblokowane z urządzeniami do separacji ciał stałych (dawniej znane jako pompownie sitowe)
Transport zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych typu włoacuteknistego (np tekstylia
produkty stosowane do wyroboacutew środkoacutew higieny osobistej) stwarza problemy
eksploatacyjne ndash zapychanie się wirnikoacutew pomp prowadzące do awarii W tłoczniach
ściekoacutew bytowo-gospodarczych na dopływach do zbiornikoacutew retencyjnych pomp instaluje
się osadniki wyposażone w kraty i zawory zwrotne w celu niedopuszczania do pomp
zanieczyszczeń grubych
Do zbiornikoacutew retencyjnych pomp dopływają tylko bdquopodczyszczone ściekirdquo ktoacutere są
następnie wytłaczane przez pompy a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik i płuczą go z
zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych (zwykle brak zagniwania ściekoacutew w zbiorniku
retencyjnym pompowni) Przykład tłoczni ściekoacutew podano na rys 251
Rys 251 Przykładowa tłocznia ściekoacutew (1 - pompa 2 ndash złącze 3 ndash prowadnice montażowe pompy
4 - krata 5 ndash dopływ ściekoacutew 6 - zawoacuter zwrotny kulowy 7 ndash osadnik 8 ndash kolano rewizyjne 9 ndash
przewoacuted tłoczny 10 ndash klapa zwrotna)
19
Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ściekoacutew powinny mieć odpowiednią
pojemność buforową na wypadek zaniku zasilania elektrycznego lub awarii pomp Wg ATV
A-116 pojemność ta wynosić powinna co najmniej 30 dm3 na mieszkańca i dobę
Sieć ciśnieniowych przewodoacutew ulicznych wraz z przykanalikami Sieci kanalizacyjne
systemu ciśnieniowego działają jako rozgałęźne
Stosowane są roacutewnież układy z pozoru bdquoobwodowe - pierścieniowerdquo umożliwiające
jedynie okresową zmianę kierunku przepływu ściekoacutew Układy bdquopierścieniowerdquo zwiększają
niezawodność systemu Zmiany kierunku (i prędkości) przepływu ściekoacutew odbywają się
okresowo w punktach podziałowych pierścieni poprzez zamykanie i otwieranie
odpowiednich zasuw działowych Tak więc z pozoru sieć bdquopierścieniowardquo jest tutaj nadal
siecią rozgałęźną - sterowaną
Pneumatyczne stacje płuczące (PSP) Doświadczenia wskazują na celowość instalowania
na końcoacutewkach sieci bądź w tzw węzłach newralgicznych urządzeń płuczących ndash zwykle
przedmuchujących sieć sprężonym powietrzem (kilka razy w ciągu doby głoacutewnie w
godzinach nocnych)
Przedmuchiwanie ktoacutere trwa zwykle od 5 do 10 minut poza tym że usuwa osady oraz
skraca czas przebywania ściekoacutew w sieci natlenia je i usuwa H2S i siarczki
PSP wyposażone są w sprężarki (kompresory) ze zbiornikami powietrza lub bez
Lokalizuje się je pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących
252 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ
Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody a także minimalizacji kosztoacutew
oczyszczania ściekoacutew (np na statkach dalekomorskich stacjach kosmicznych) doprowadziły
do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej
Oddzielnym przewodem odprowadzane są ścieki fekalne z WC oraz oddzielnym
przewodem pozostałe ścieki - z wanien natryskoacutew zlewozmywakoacutew wpustoacutew
posadzkowych itp
Podstawową zasadą układu dwuprzewodowego jest więc podział ściekoacutew na
silnie zanieczyszczone ścieki fekalne (z ciałami stałymi)
mało stężone pozostałe ścieki
i oddzielne ich oczyszczanie odpowiednio do ich składu wydajnymi - oszczędnymi
technologiami
Podstawową zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody na spłukiwanie
bdquoproacuteżniowychrdquo misek ustępowych Klasyczna miska ustępowa bdquozużywardquo od 5 do 10 litroacutew
wody na jedno zadziałanie zbiornika spłuczki Miska ustępowa wyposażona w zawoacuter
oproacuteżniający - sterowany podciśnieniem zużywa tylko ok 15 litra wody i do 100 litroacutew
powietrza na zassanie zawartości miski Pozwala to na zaoszczędzenie znacznych ilości wody
(3 do 6 razy)
20
Taki układ kanalizacji jest zwłaszcza celowy do zastosowania tam gdzie stosowany jest
podwoacutejny (dwuprzewodowy) system wodociągowy rozprowadzający wodę o zroacuteżnicowanej
jakości Np woda powstała po uproszczonym oczyszczeniu ściekoacutew - poza fekalnymi
używana jest ponownie np do spłukiwania misek ustępowych
W kanalizacji komunalnej miast i wsi bardziej praktycznym sposobem odprowadzania
ściekoacutew jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys 26)
Rys 26 Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego (układ jednoprzewodowy)
Kanalizację podciśnieniową zwaną potocznie proacuteżniową tworzą następujące elementy
1 Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne (w budynkach obiektach)
2 Studzienki zbiorcze z zaworami oproacuteżniającymi
3 Podciśnieniowe przyłącza domowe i przewody sieci zewnętrznych
4 Centralna stacja proacuteżniowa (CSP)
5 Oczyszczalnia ściekoacutew
W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane ze studzienek zbiorczych z zaworami
oproacuteżniającymi do zbiornikoacutew wodno-powietrznych znajdujących się w centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) skąd są następnie odprowadzane (najczęściej hydraulicznie ndash pompowo)
do oczyszczalni ściekoacutew (rys 261)
Rys 261 Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej)
21
O wyborze systemu odprowadzania ściekoacutew powinna decydować każdorazowo
analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji tj łącznie kosztoacutew budowy i
eksploatacji systemu [1]
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania budowy i eksploatacji systemoacutew kanalizacji
niekonwencjonalnej podane zostaną na II stopniu studioacutew - dla specjalności ZWUŚ i ZO
3 SYSTEMY KANALIZACJI GRAWITACYJNEJ
31 KANALIZACJA OGOacuteLNOSPŁAWNA
311 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Historycznie pierwsze systemy kanalizacyjne były budowane jako ogoacutelnospławne -
obecnie istnieją w najstarszych fragmentach zabudowy miast
Wspoacutełcześnie w wyniku rozbudowy miast nowe fragmenty zabudowy kanalizowane są
najczęściej w systemie rozdzielczym głoacutewnie ze względu na możliwość osiągnięcia wyższej
efektywności oddzielnego oczyszczania ściekoacutew bytowych-gospodarczych przemysłowych i
deszczowych
Istota kanalizacji ogoacutelnospławnej to
jednoprzewodowy transport wszystkich rodzajoacutew ściekoacutew do oczyszczalni
konieczność odciążania oczyszczalni ściekoacutew przez przelewy burzowe czy zbiorniki
retencyjne w okresie trwania opadoacutew (strumień ściekoacutew jest woacutewczas nawet kilkadziesiąt
razy większy niż w okresie tzw suchej pogody)
Poniżej podano schematy funkcjonalne grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej w skali
bdquomikrordquo - pojedynczych budynkoacutew oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości (rys 31 i 32)
Rys 31 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomikrordquo(A)
Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna st - studzienka kanalizacyjna
22
Rys 32 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomakrordquo
Pb - przelew burzowy zbr - zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew
312 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej - podczas
trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są obiekty specjalne takie jak przelewy
burzowe i zbiorniki retencyjne Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew przedstawiono
na rysunku 33
Przelew burzowy
Zbiorniki retencyjne
na boczniku
na kolektorze
odpływ awaryjny
Rys 33 Schematy ideowe sposoboacutew odciążeń kanalizacji ogoacutelnospławnej (oraz deszczowej)
23
Przelewy burzowe na kanalizacji ogoacutelnospławnej budowane są głoacutewnie w celu
zabezpieczenia oczyszczalni ściekoacutew przed przeciążeniem hydraulicznym i spadkiem
sprawności jej działania zwłaszcza części biologicznej i chemicznej podczas pogody
deszczowej
zmniejszenia wymiaroacutew kolektora - za przelewem
Zadaniem hydraulicznym przelewu burzowego jest podział strumienia dopływu Qd
ściekoacutew do obiektu na dwa strumienie
Qo - odpływu na oczyszczalnię ściekoacutew (Qo = Qd ndash Qb)
Qb - odpływu kanałem burzowym do odbiornika (Qb = Qd ndash Qo)
w ściśle określonych proporcjach
W Polsce wg RMŚ z 2006 r [1] limitowana jest wartość średniej rocznej liczby
zadziałań przelewoacutew burzowych w roku czyli zrzutoacutew ściekoacutew z przelewu do odbiornika ndash
dla miast o roacutewnoważnej liczbie mieszkańcoacutew RLM gt 100 000
Mianowicie w komunalnej kanalizacji ogoacutelnospławnej ścieki z przelewoacutew burzowych
mogą być odprowadzane do śroacutedlądowych woacuted powierzchniowych płynących lub
przybrzeżnych o ile średnia roczna liczba zrzutoacutew burzowych z przelewoacutew nie przekracza
10
W aglomeracjach miejskich o RLM lt 100 000 dopuszcza się zrzuty burzowe gdy w
chwili rozpoczęcia działania przelewu strumień objętości zmieszanych ściekoacutew jest co
najmniej czterokrotnie większy od średniego dobowego strumienia ściekoacutew w okresie
pogody bezopadowej (Qśc(pb))
Przelewy burzowe należy więc projektować na strumień graniczny - odpływu do
oczyszczalni
)( ) 1( bpścrpgro QnQQ (31)
gdzie
nrp - początkowe rozcieńczenie ściekoacutew (na podstawie RMŚ z 2006 r) nrp ge 3
Najczęściej stosowane są dwa rodzaje przelewoacutew burzowych
z jednostronną boczną krawędzią przelewową
z dwustronnymi bocznymi krawędziami przelewowymi
Każdy rodzaj przelewu może działać z dławionym (za pomocą rury dławiącej zastawki czy
regulatora wirowego) bądź niedławionym odpływem ściekoacutew (Qo) w kierunku
oczyszczalni
Schematy urządzeń do odciążania hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej za pomocą
przelewoacutew burzowych podano na rysunkach 34 35 i 36
24
Przelew boczny jednostronny
Rys 34 Schemat i przekroacutej poprzeczny jednostronnego bocznego przelewu burzowego
(z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd ndash strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Przelew boczny dwustronny
Rys 35 Schemat i przekroacutej poprzeczny dwustronnego bocznego przelewu burzowego
z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd - strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Rys 36 Przekroacutej podłużny bocznego przelewu burzowego z rurą dławiącą
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania przelewoacutew burzowych na
kanalizacji ogoacutelnospławnej z przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 2 w II
tomie podręcznika [1] (- w zakresie II stopnia studioacutew - magisterskich)
Zbiorniki retencyjne pełnią podobną funkcję hydrauliczną jak przelewy burzowe
Głoacutewnym parametrem eksploatacyjnym każdego zbiornika retencyjnego jest wspoacutełczynnik
redukcji strumieni ściekoacutew β
= QoQd (32)
gdzie
Qo - strumień objętości (natężenie przepływu) ściekoacutew odpływających ze zbiornika
Qd - strumień objętości ściekoacutew dopływających do zbiornika
25
Zbiorniki retencyjne buduje się je najczęściej na kanalizacji ogoacutelnospławnej i deszczowej
do przetrzymywania - retencjonowania ściekoacutew jako (rys 37)
otwarte - terenowe (w zagłębieniach naturalnych lub sztucznych) bądź jako
kryte - podziemne (tradycyjnie żelbetowe lub obecnie też z tworzyw sztucznych w
tym tzw bdquorurowerdquo zbudowane z odcinkoacutew rurociągoacutewkanałoacutew o dużych średnicach
oraz bdquoskrzynkowerdquo otoczone geowłoacutekniną)
A) B)
Rys 37 Rodzaje kanalizacyjnych zbiornikoacutew retencyjnych
A) zbiornik terenowy (otwarty) B) zbiornik podziemny (kryty)
Schematy przykładowych konstrukcji zbiornikoacutew retencyjnych do odciążania
hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej podano na rysunkach 38 i 39
Rys 38 Schemat zbiornika krytego na boczniku
(widok z goacutery i przekroacutej podłużny)
Na kanalizacji ogoacutelnospławnej nie dopuszcza się zasadniczo do podtopienia kanału
dopływowego przed przelewem min ze względu na możliwość odkładania się osadoacutew Stąd
konieczność stosowania wewnątrz krytych zbiornikoacutew przelewoacutew do awaryjnego zrzutu
ściekoacutew (rys 38)
26
Rys 39 Schemat zbiornika otwartego na kolektorze
(przekroacutej podłużny i widok z goacutery)
Podczas pogody bezdeszczowej ścieki bytowo-gospodarcze nie wpływają do otwartej
komory retencyjnej zbiornika przedstawionego na rysunku 39 a przepływają kanałami pod
dnem zbiornika
Ze względoacutew sanitarnych powierzchnie skarp i dna zbiornika powinny być uszczelnione
Zbiornik powinien być też ogrodzony i oznaczony tablicami ostrzegawczymi
Ograniczenie ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do odbiornikoacutew
W celu ochrony zwłaszcza małych odbiornikoacutew ściekoacutew (rzek potokoacutew) stosuje się
lokalne retencjonowanie i podczyszczanie ściekoacutew pochodzących ze zrzutoacutew burzowych o
wielkości strumienia Q gt 10 SNQ - średniego niskiego przepływu wody w odbiorniku (rys
310)
Rys 310 Schematy ideowe sposoboacutew ograniczenia ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do
odbiornikoacutew z przelewoacutew na kanalizacji ogoacutelnosławnej (pb ndash przelew burzowy)
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych z
przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 4 w II tomie podręcznika [1] (- w zakresie II
stopnia studioacutew - magisterskich)
27
313 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
OGOacuteLNOSPŁAWNEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowane były niewłaściwe - w świetle wspoacutełczesnej wiedzy
(rozdziały 5divide8 podręcznika [1]) opracowane jeszcze w latach pięćdziesiątych XX wieku
zasady projektowania i metody wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej
Podczas tzw suchej pogody kanałami ogoacutelnospławnymi płyną ścieki bytowo-gospodarcze
i przemysłowe oraz wody przypadkowe w tym infiltracyjne Podczas pogody deszczowej -
dodatkowo ścieki deszczowe
Wymiary (średnice) kanałoacutew dobierane były błędnie - do całkowitego wypełnienia
przekroju na strumień objętości (Q)
Q = Qh max śc + Qm (33)
gdzie
Qh max śc - maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysło-
wych
Qm - miarodajny strumień ściekoacutew deszczowych - obliczany z błędnego obecnie wzoru
Błaszczyka wg tzw metody granicznych natężeń (MGN) bądź metody stałych
natężeń (MSN)
Stosowany w obu metodach (MGN i MSN) wzoacuter Błaszczyka oparty na opadach z
przełomu XIX i XX wieku zaniża wyniki obliczeń obecnych natężeń jednostkowych deszczy
o rząd 40 [1] Ponadto założenia wyjściowe MGN - najczęściej dotychczas stosowanej w
Polsce prowadzą do dalszej redukcji strumienia spływu woacuted opadowych (Qm) w stosunku do
innych metod czasu przepływu stosowanych przykładowo w Niemczech w podobnych
warunkach hydrologicznych W rezultacie zaniżenie wartości bilansowanych strumieni woacuted
opadowych sięgać może nawet 100 (rozdz 85 podręcznika [1]) Tak zwymiarowane
systemy kanalizacyjne podatne są obecnie na częste wylania ktoacutere jeszcze w większym
stopniu wystąpią w przyszłości wskutek zmian klimatu (rozdz 4)
Podstawą nowoczesnego - bezpiecznego wymiarowania nowych bądź modernizowanych
systemoacutew kanalizacji ogoacutelnospławnej w Polsce powinien być właściwy bilans strumieni
ściekoacutew (patrz rozdział 5) i woacuted opadowych (rozdziały 6 7 i 8) ndash zapewniający osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych wg zaleceń
PN-EN 7522008 (rozdział 1 w II tomie podręcznika [1])
32 KANALIZACJA ROZDZIELCZA
321 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI ROZDZIELCZEJ
System kanalizacji rozdzielczej ze swej istoty jest dwu- lub więcej przewodowy W
miastach na ogoacuteł dwuprzewodowy złożony z
28
kanałoacutew ściekowych - odprowadzających ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe
do miejskiej oczyszczalni
kanałoacutew deszczowych - ze zrzutem ściekoacutew do odbiornika (po podczyszczeniu)
W zakładach przemysłowych system ten jest na ogoacuteł troacutejprzewodowy występują
kanały ściekowe (na ścieki bytowe pracownikoacutew)
kanały deszczowe
kanały ściekoacutew przemysłowych - zrzut ściekoacutew technologicznych po podczyszczeniu
na terenie zakładu do miejskiej kanalizacji ściekowej
Schematy funkcjonalne kanalizacji rozdzielczej przedstawiono w skali bdquomikrordquo ndash na
rys 311 oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości na rys 312
Rys 311 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomikrordquo
(Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna)
Rys 312 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomakrordquo
(zbr- zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew)
W przypadku gdy odbiornik charakteryzuje się małym - średnim niskim przepływem
(SNQ) bądź jest szczegoacutelnie chroniony nie należy w trakcie trwania opadu zrzucać dużych
objętości ściekoacutew deszczowych Należy woacutewczas budować zbiorniki retencyjne z
29
dławionym odpływem - sterowanym np regulatorami hydrodynamicznymi (omoacutewione
szczegoacutełowo w rozdziałach 4 i 5 - w II tomie podręcznika [1])
Na wylotach kanałoacutew deszczowych do odbiornikoacutew a najlepiej w miejscu powstawania
zanieczyszczeń wymagane jest obecnie stosowanie podczyszczalni mechanicznych ściekoacutew
opadowych - separatoroacutew sedymentacyjno-flotacyjnych (omoacutewionymi szczegoacutełowo w
rozdziale 6 - w II tomie podręcznika [1]) Zasady wymiarowania i doboru regulatoroacutew
hydrodynamicznych oraz osadnikoacutew-piaskownikoacutew i flotatoroacutew substancji ropopochodnych
zostaną podane na II stopniu studioacutew
322 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci deszczowej w systemie kanalizacji rozdzielczej -
podczas trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są najczęściej zbiorniki
retencyjne z dławionym odpływem
Zbiorniki retencyjne stanowią ważny element zaroacutewno modernizowanych jak i
nowoprojektowanych sieci kanalizacyjnych pełniąc rolę regulacyjno-redukcyjną strumieni
ściekoacutew Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew specjalnych (na boczniku bądź na
kolektorze) przedstawiono na rys 33
Na rys 312a podano przykład rozbudowy kanalizacji deszczowej z zastosowaniem
zbiornikoacutew retencyjnych
Nowa zlewnia F
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Regulator
QR = 1000 ls
Q3 = 1350 ls
Q2 = 600 lsZbiornik retencyjny V1
Q1 = 750 ls
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Q4 = 1000 ls
Q1 = 750 ls
Nowa zlewnia F
Zbiornik retencyjny V2
Regulator QR = 250 ls
Q2 = 600 ls
Q3 = 250 ls
Rys 312a Przyłączanie nowej zlewni (F) do istniejącego kolektora o ograniczonej
przepustowości (Qmax = 1000 dm3s) poprzez zbiornik retencyjny
a) na istniejącym kolektorze (V1) b) na nowym kanale (V2)
Głoacutewnie ze względu na zasadę działania grawitacyjne zbiorniki retencyjne ściekoacutew
deszczowych podzielić można na dwie grupy a mianowicie
przepływowe ndash klasyczne (najczęściej jednokomorowe)
przelewowe - nowej generacji (dwu- lub więcej komorowe)
30
Zaroacutewno konstrukcje przepływowe jak i przelewowe mają swoje zalety i wady Klasyczne
już przepływowe zbiorniki retencyjne budowane są z reguły jako ziemne - odkryte natomiast
przelewowe (wielokomorowe) zbiorniki retencyjne nowej generacji są z reguły żelbetowe -
podziemne Ma to niewątpliwie wpływ na koszty ich budowy O wyborze danej konstrukcji
zbiornika decydować powinna analiza techniczno-ekonomiczna wariantoacutew rozwiązań
technicznych przy uwzględnieniu miejscowych uwarunkowań terenowych
Zbiornik przepływowy
Rys 312b Schemat zbiornika przepływowego otwartego na kolektorze
deszczowym (przekroacutej podłużny i poprzeczny)
Zbiornik tradycyjny - przepływowy ma następujące wady
znaczna objętość użytkowa (Vu) komory retencyjnej (KR)
zmienny w czasie odpływ ze zbiornika (Qo) zależny od stopnia jego wypełnienia
odkładanie się zanieczyszczeń wleczonych na dnie zbiornika
znaczne koszty budowy i eksploatacji obiektu (płukanie po każdym opadzie)
max
dopływ
odpływ
dławiony
Qd
Qo
komora
retencyjna
Vu
min
Rys 312c Schemat działania jednokomorowego przepływowego zbiornika retencyjnego
Zbiornik przelewowy
Nowoczesne wielokomorowe przelewowe zbiorniki retencyjne (rys 33d) wyposażone są
w komorę przepływową (KP) z dławionym odpływem oddzieloną od komory retencyjnej
(KR) pionową przegrodą - z bocznym przelewem w części goacuternej i zaworem klapowym
(spustowym) przy dnie zbiornika
31
przegroda stała
rura wentylacyjna
kanał doprowadzający
komora akumulacyjna rura dławiąca
komora
przepływowa
zawoacuter klapowy
Rys 312d Schemat ideowy dwukomorowego zbiornika przelewowego
Zbiornik przelewowy cechuje się przede wszystkim mniejszą objętością użytkową (V1)
komory retencyjnej (KR) w poroacutewnaniu do zbiornika przepływowego ndash o rząd 30
max Qd
Qo
komora
retencyjna
dopływ
odpływ
dławiony
komora
przepływowa
otwoacuter
klapowy
krawędź
przelewowa
V1
V3
Rys 312e Schemat działania dwukomorowego przelewowego zbiornika retencyjnego (Vu = V1 + V3)
V1 - objętość komory retencyjnej (KR) V3 - objętość komory przepływowej (KP)
Graficzne poroacutewnanie objętości na akumulację ściekoacutew w zbiornikach przepływowym
(tradycyjnym) i przelewowym - dwukomorowym podano na rysunku 312f
Rys 312f Przebieg akumulacji ściekoacutew deszczowych w zbiornikach retencyjnych
1 - modelowy hydrogram przepływu w kanale dopływowym - przed zbiornikiem
2 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przelewowym (V1+V3)
3 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przepływowym (V1+V2+V3)
32
Z analizy przebiegu retencji wynika iż objętość użytkowa (Vu) zbiornika przepływowego
składa się z trzech objętości cząstkowych Vu = V1 + V2 + V3 a zbiornika przelewowego tylko
z dwoacutech Vu = V1 + V3
323 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
ROZDZIELCZEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowano (od lat pięćdziesiątych XX wieku) niewłaściwe obecnie - w
świetle wspoacutełczesnej wiedzy (rozdziały 4divide8 podręcznika [1]) zasady projektowania i metody
wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji rozdzielczej w odniesieniu zaroacutewno do kanałoacutew
ściekowych a zwłaszcza do kanałoacutew deszczowych z obiektami specjalnymi
Sieć deszczowa działa okresowo - w czasie tzw mokrej pogody Podczas suchej pogody
płyną tylko wody przypadkowe w tym infiltracyjne
Kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarne) wymiarowane były na strumień
Q = 2Qh max śc (34)
Średnice kanałoacutew ściekowych dobierane były w uproszczeniu - na
podwojony maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-
gospodarczych i przemysłowych tj przy uwzględnieniu woacuted
przypadkowych i infiltracyjnych w wysokości Qh max śc jako
mieszczących się w 100 rezerwie przepustowości dobranej
średnicy kanału
Kanały deszczowe
Q = Qm (35)
Wymiary kanałoacutew deszczowych dobierane były niewłaściwie - do
całkowitego wypełnienia przekroju Nie uwzględniano więc żadnej
rezerwy - na przyszłościowy rozwoacutej związanej ze zwiększaniem się
stopnia uszczelnienia powierzchni zlewni czy też wynikającej ze
zmian klimatycznych Miarodajny do wymiarowania kanałoacutew
deszczowych strumień ściekoacutew (Qm) obliczany był dwoma
metodami MGN lub MSN ndash obie z niewłaściwym obecnie wzorem
Błaszczyka na natężenie deszczy (zaniżającym wyniki o ok 40)
dla zakładanych częstości występowania opadoacutew - o wydłużonym
czasie trwania (o koncentrację terenową i retencję kanałową)
Ponadto przy wymiarowaniu kanałoacutew deszczowych w Polsce dopuszczano możliwość
częstszych ich przepełnień a więc i wylewoacutew z sieci w stosunku do kanałoacutew
ogoacutelnospławnych (zakładano roacuteżne skutki środowiskowe wylewoacutew) Przykładowo kolektory
deszczowe w terenach płaskich wymiarowane były na częstość występowania opadoacutew C = 2
lata a kanały boczne tylko na C = 1 rok (W kanalizacji ogoacutelnospławnej przyjmowano
odmiennie odpowiednio C = 5 i C = 2 lata)
Podobnie też jak w przypadku kanalizacji ogoacutelnospławnej wspoacutełczynnik spływu
powierzchniowego woacuted deszczowych uzależniano wyłącznie od stopnia uszczelnienia terenu
tj z pominięciem spadkoacutew i natężeń opadoacutew projektowych
33
W celu zapewnienia odpowiedniego standardu odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych w Polsce (- zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008) oraz
podniesienia niezawodności działania kanalizacji rozdzielczej (ściekowej i deszczowej) w
rozdziale 5 podręcznika [1] przedstawiono nowe zasady bilansowania strumieni ściekoacutew i
woacuted przypadkowych a w rozdz 8 zaproponowano modyfikację metody granicznych natężeń
(MGN) do postaci tzw metody maksymalnych natężeń (MMN) w tym zastąpienie wzoru
Błaszczyka wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych
W tomie II w rozdziale 1 [1] przedstawiono nowe zalecenia w formie wytycznych
technicznych wymiarowania (WTW) sieci odwodnieniowych i obiektoacutew specjalnych w
Polsce Omoacutewiono także wymagania odnośnie zachowania wspoacutełczesnych standardoacutew
odwodnień terenoacutew także w przyszłości jako przeciwdziałanie skutkom prognozowanych
zmian klimatu w perspektywie 2100 roku
33 KANALIZACJA POacuteŁROZDZIELCZA
331 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI POacuteŁROZDZIELCZEJ
System tzw kanalizacji poacutełrozdzielczej stosowany zwłaszcza przy modernizacjach
istniejących systemoacutew rozdzielczych czy przebudowywanych ogoacutelnospławnych jest
najczęściej dwuprzewodowy
Rys 313 Schemat funkcjonalny kanalizacji poacutełrozdzielczej w skali bdquomakrordquo
(s ndash separator zbr ndash zbiornik retencyjny OŚ ndash oczyszczalnia ściekoacutew)
System zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i
przemysłowe) połączone separatorami tj obiektami specjalnymi na kanałach deszczowych
do kierowania tzw pierwszej fali odpływu - zawierającej zanieczyszczenia spłukiwane ze
zlewni oraz osady wypłukiwane z kanałoacutew deszczowych (po okresie suchej pogody) do
kanałoacutew ściekowych i do oczyszczalni ściekoacutew (rys 313)
Następna (II) fala deszczu przy wzroście strumienia Q - jako mniej zanieczyszczona
odpływa już kanałami deszczowymi do odbiornika
34
Z doświadczeń eksploatacyjnych wynika że celowe jest stosowanie separatoroacutew
burzowych o działaniu ciągłym tzn w całym okresie trwania odpływu deszczowego takich
jak np przelewy boczne z dławionym odpływem czy też upusty denne z progiem piętrzącym
a technologicznie niewłaściwe jest stosowanie separatoroacutew o działaniu okresowym - jedynie
dla pierwszej fali odpływu jak np separatory kaskadowe czy rynnowe
Rys 314 Schemat separatora kaskadowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 315 Schemat separatora rynnowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 316 Schemat separatora w postaci przelewu bocznego z rurą dławiącą - o działaniu ciągłym
Kanalizacja poacutełrozdzielcza zapewnia dobrą ochronę odbiornika ściekoacutew ndash środowiska
bowiem najbardziej zanieczyszczone ścieki opadowe (zwłaszcza tzw I fali) kierowane są
poprzez separatory na oczyszczalnię miejską pracującą pod stałym nadzorem
35
332 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
POacuteŁROZDZIELCZEJ W POLSCE
Dotychczasowe zasady wymiarowania kanalizacji poacutełrozdzielczej są obecnie
niewłaściwe zaroacutewno w odniesieniu do kanałoacutew ściekowych jak i kanałoacutew deszczowych za
separatorami
Kanały ściekowe - za separatorami były wymiarowane na maksymalny godzinowy
strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych (Qh max śc) plus strumień ściekoacutew
deszczowych - tzw I-szej fali (QmI) - zależnej od natężenia granicznego deszczu płuczącego
qs przyjmowanego jak dotychczas w zakresie qs [6 15] dm3s ha stąd
Q = Qh max śc + Qm I (36)
Obecnie wg RMŚ z 2006 r qs ge 15 dm3s ha ndash dla zanieczyszczonej zlewni [1]
Kanały deszczowe analogicznie jak w kanalizacji rozdzielczej wymiarowane były na
zaniżony strumień Qm - wywołany deszczem miarodajnym o natężeniu q(C) - obliczanym z
niewłaściwego obecnie wzoru Błaszczyka
Q = Qm (37)
Nowe zasady ndash bezpiecznego projektowania i wymiarowania hydraulicznego kanalizacji
poacutełrozdzielczej z separatorami strumieni objętości ściekoacutew deszczowych podano w II tomie
książki [1] (- w rozdziałach 1 i 3)
34 ZALETY I WADY SYSTEMOacuteW KANALIZACYJNYCH
341 CZYNNIKI WPŁYWAJĄCE NA WYBOacuteR SYSTEMU
System kanalizacji ogoacutelnospławnej
Zalety Wady
1 Kroacutetsza łączna sieć kanałoacutew 1 Małe prędkości przepływu ściekoacutew przy
suchej pogodzie (odkładanie się osadoacutew)
2 Prostszy układ sieci ndash mniejsza możliwość
kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym
2 Nieroacutewnomierna praca miejskiej
oczyszczalni ściekoacutew
3 Sieć zajmuje mniej miejsca (np pod
jezdnią)
3 Duże średnice i zagłębienia kanałoacutew
(kolizje z innym uzbrojeniem)
4 Mniejsze koszty przyłączy posesji (jeden
przykanalik)
4 Konieczność budowy przelewoacutew
burzowych zbiornikoacutew retencyjnych
5 Mniejsze koszty budowy i eksploatacji 5 Niebezpieczne dla środowiska skutki
przepełnień kanałoacutew ndash wylewoacutew
6 Brak błędnych przyłączy (jedna sieć) 6 Gnilne zapachy ze studzienek i
wpustoacutew
36
System kanalizacji rozdzielczej
Zalety Wady
1 Efektywniejszy proces oddzielnego
oczyszczania ściekoacutew
1 Praktycznie podwoacutejna sieć
2 Bardziej roacutewnomierna praca oczyszczalni
ściekoacutew
2 Skomplikowany układ sieci (kolizje
kanałoacutew ściekowych z deszczowymi)
3 Mniejsze średnice kanałoacutew ściekowych
(większe prędkości przepływu)
3 Podwoacutejny pas zabudowy terenu
4 Mniejsze zagrożenie środowiskowe
wylewoacutew z kanałoacutew deszczowych
4 Większe koszty przyłączy
5 Możliwość etapowania budowy kanalizacji
(np najpierw ściekowa poacuteźniej deszczowa)
5 Występowanie błędnych podłączeń
(np kanałoacutew ściekowych do kanałoacutew
deszczowych lub odwrotnie)
6 Możliwość przebudowy na kanalizację
poacutełrozdzielną ndash dobudowa separatoroacutew
6 Najczęściej większe koszty budowy
i eksploatacji
Na wyboacuter systemu kanalizacyjnego wpływ mają następujące czynniki [1]
Istniejąca sieć hydrograficzna (rzeki potoki kanały otwarte) rozwinięta - sprzyja
wyborowi kanalizacji rozdzielczej
Wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich zdolność do samooczyszczania się duże rzeki
sprzyjają kanalizacji ogoacutelnospławnej
Ilość i rodzaj ściekoacutew ndash zwłaszcza przemysłowych (podczyszczonych na terenie
zakładu) ndash czy mogą być odprowadzane przez przelewy najczęściej nie ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Gęstość zabudowy terenu zwarta zabudowa sprzyja kanalizacji ogoacutelnospływowej
Możliwości finansowe w przypadku konieczności etapowania inwestycji ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Czynniki przemawiające za wyborem kanalizacji ogoacutelnospławnej
Brak rozwiniętej sieci hydrograficznej do odprowadzania woacuted deszczowych
Odbiornik gwarantuje samooczyszczanie się ndash możliwe zrzuty ściekoacutew z przelewoacutew
Gęsta zabudowa - znaczne uszczelnienie terenu
Analiza ekonomiczna innego wariantu (kosztoacutew budowy i eksploatacji) systemu
wskazuje na większe koszty
Czynniki przemawiające za wyborem systemu rozdzielczego bądź poacutełrozdzielczego
Rozwinięta sieć hydrograficzna ndash kroacutetkie kanały deszczowe
Brak możliwości zrzutu z przelewoacutew ściekoacutew mieszanych ndash małe odbiorniki
37
Luźna zabudowa - mniejsze uszczelnienie terenu mniejszy odpływ woacuted deszczowych
Większa pewność poprawnego działania z punktu widzenia ochrony środowiska (w
poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
Możliwość etapowania inwestycji - z braku środkoacutew finansowych (najczęściej
większe koszty budowy i eksploatacji w poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
342 ETAPOWANIE BUDOWY KANALIZACJI
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji ściekowej Sprzyjają
temu następujące czynniki
Dostarczanie wody z sieci wodociągowej co przyczynia się do większego jej zużycia
przez odbiorcoacutew i konieczność odprowadzania większego strumienia ściekoacutew bytowo-
gospodarczych w poroacutewnaniu do braku wodociągu
Niski poziom woacuted podziemnych grunt przepuszczalny i duże spadki powierzchni terenu
w kierunku odbiornikoacutew
Luźna zabudowa małe uszczelnienie powierzchni terenu i duża infiltracja opadoacutew do woacuted
podziemnych
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji deszczowej Sprzyjają
temu
Mniejsze wskaźniki odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych (np brak wodociągu) i
możliwość ich gromadzenia w zbiornikach bezodpływowych (bądź z drenażem
rozsączającym) oraz wywożenia wozami asenizacyjnymi do oczyszczalni
Wysoki poziom woacuted podziemnych grunt słabo przepuszczalny i małe spadki powierzchni
terenoacutew
Brak naturalnych odbiornikoacutew woacuted deszczowych
Etapowanie budowy kanalizacji stosuje się obecnie rzadko głoacutewnie na terenach
pozamiejskich (wiejskich) Etap II realizowany jest najczęściej po okresie 10divide20 lat
W Europie odchodzi się obecnie od idei pełnego odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
tj odprowadzania do kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej wszystkich woacuted
opadowych
Prawidłowa gospodarka wodna w zlewniach rzek powinna polegać na pozostawianiu
na miejscu (w zlewni) jak największej ilości bdquoczystychrdquo woacuted deszczowych aby zapobiec
trwałemu obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych
Przyczynia się to też do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze
maksymalne stany i przepływy wody w rzekach [1]
38
4 KWANTYFIKACJA ZMIAN KLIMATU DO
WYMIAROWANIA ODWODNIEŃ TERENOacuteW
41 ZAGROŻENIA WYNIKAJĄCE ZE ZMIAN KLIMATU
W Polsce podobnie jak w innych krajach Europy i świata obserwowane są zmiany
klimatu przejawiające się głoacutewnie wzrostami
średniej rocznej temperatury powietrza
intensywności opadoacutew atmosferycznych i
częstości występowania zdarzeń ekstremalnych (min susze powodzie huragany
trąby powietrzne)
Wzrost średniej rocznej temperatury powietrza odnotowywany jest we wszystkich
regionach kraju Według raportu Międzyrządowego Zespołu ds Zmian Klimatu
(IPCC2007) tylko w okresie 1960-2005 (46 lat) nastąpił wzrost średniej rocznej temperatury
globu o 074 degC Przyrost temperatury wynioacutesł więc już około 016 degC na dekadę Natomiast
poziom moacuterz i oceanoacutew na przestrzeni lat 1901-2010 podnioacutesł się o 019 m (IPCC2014)
Przyczyna ocieplania się klimatu ndash paradoksalnie największy przyrost temperatury
obserwuje się w zimie nie jest w pełni rozpoznana i budzi wciąż kontrowersje (tzw efekt
cieplarniany wywołany głoacutewnie emisją pary wodnej i CO2 do atmosfery) Bezsprzecznie
wzrost temperatury powietrza wywołuje istotne zmiany w cyrkulacji wody w cyklu
hydrologicznym (parowanie ndash kondensacja ndash opad) i nasilenie się występowania zwłaszcza w
ostatnich dziesięcioleciach ekstremalnych zjawisk pogodowych takich jak susze czy
powodzie
Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17 oC do nawet 44
oC a na każdy stopień
wzrostu temperatury przewiduje się globalnie wzrost intensywności opadoacutew o około 7
Natomiast poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m co zagraża już zalaniem
znacznych powierzchni przybrzeżnych (IPCC2014) Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce w tym roczna
wysokość i częstość występowania ekstremalnych opadoacutew regionalnych Zmiany w
strukturze opadoacutew objawiają się min tym że kroacutetkie (pojedyncze) intensywne opady
deszczu będą ulegać przegrupowaniu w dłuższe nawet kilkudniowe okresy o sumie
wysokości znacznie wyższej niż dawniej
Przykładowo we Wrocławiu na przestrzeni ostatnich 5 pełnych dekad (1960-2009)
odnotowano
spadkowy trend rocznej wysokości opadoacutew
wzrostowy trend odnośnie liczby dni deszczowych w roku
wzrostowy trend intensywności opadoacutew o czasach trwania od 5 min do 3 dni - średnio
na poziomie 13 [1]
Wywoływane zmianami klimatu zagrożenia ludności i infrastruktury miast związane są
przede wszystkim z niedoborem bądź nadmiarem wody
39
Ryzyko zaistnienia niekorzystnych w skutkach zjawisk takich jak susza czy powoacutedź
określa się zwykle jako kombinację prawdopodobieństwa wystąpienia oraz miary ich
negatywnych skutkoacutew - najczęściej jako iloczyn miary zagrożenia i miary zawodności
(straty gospodarcze i społeczne)
Przewidywanie zagrożeń związanych z niskimi oraz wysokimi stanami i przepływami
woacuted w warunkach zmieniającego się klimatu jest niezbędne dla racjonalnej gospodarki
wodnej miast Dotyczy to zwłaszcza podstaw projektowania budowy i eksploatacji ujęć
wody (powierzchniowej i podziemnej) czy też odwodnień - kanalizacji deszczowej czy
ogoacutelnospławnej na terenach zurbanizowanych Obserwowanym efektem zmian klimatycznych i poza klimatycznych jest zjawisko
wzrostu temperatury powietrza w miastach w stosunku do terenoacutew otaczających ndash tzw
Miejska Wyspa Ciepła MWC jest wynikiem min uwalniania się ciepła w środowisku
miejskim z procesoacutew przemysłowych i komunalnych ktoacutere modyfikują lokalnie warunki
meteorologiczne Związany z niedoborem wody w miastach spadek wilgotności gleby
przejawia się przede wszystkim przesuszeniem zieleni miejskiej co ogranicza możliwości
terenoacutew biologicznie czynnych w łagodzeniu wpływu wysokiej temperatury (rys 41)
Rys 41 Prądy konwekcyjne i opady w rejonie miejskiej wyspy ciepła [wwwwikipediapl]
Zagrożenia wynikające z warunkoacutew termicznych w miastach (MWC) wzrastają na ogoacuteł
liniowo wraz ze wzrostem wielkości miast Przeciętnie intensywność oddziaływania MWC
charakteryzują lokalne przyrosty temperatury od wartości niewiele przekraczających 10 ordmC -
w małych miastach do około 25 ordmC - w dużych miastach Jednakże w dużych aglomeracjach
w przypadku wystąpienia upałoacutew ponad 35 oC roacuteżnica temperatury powietrza pomiędzy
miastem a terenami otwartymi może sięgać nawet 10 oC Skutkuje to już istotnym wzrostem
wskaźnika śmiertelności mieszkańcoacutew
Zagrożeniami w funkcjonowaniu sieci i obiektoacutew infrastruktury miast takich jak systemy
wodociągowe z ujęciami systemy kanalizacyjne z oczyszczalniami ściekoacutew czy składowiska
odpadoacutew związanymi z nadmiarem wody są głoacutewnie powodzie i podtopienia Według
prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (SRES A1B) przykładowo
woda stuletnia w państwach środkowej Europy będzie zdarzać się średnio częściej niż raz na
50 lat [1]
40
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych
(powodzie rzeczne) i w strefie wybrzeża (powodzie sztormowe) Natomiast lokalne
podtopienia terenoacutew (powodzie miejskie) mogą wystąpić wszędzie najczęściej w efekcie
gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew Sprzyja
temu duże zagęszczenie zabudowy miejskiej oraz uszczelnienie powierzchni terenu
prowadzące do zmniejszenia bądź znacznego ograniczenia infiltracji woacuted opadowych do
gruntu
Zagrożenia i straty generowane powodziami miejskimi objawiają się lokalnymi wylewami
z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie ulic piwnic) wskutek min
niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci kanalizacyjnych -
zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Konieczna staje się więc modernizacja infrastruktury wodno-kanalizacyjnej na terenie całego
kraju (zwiększenie przepustowości sieci budowa zbiornikoacutew retencyjno-infiltracyjnych
obwałowań terenoacutew itp)
42 ROGNOZOWANE ZMIANY STRUKTURY OPADOacuteW W
PRZYSZŁOŚCI
421 TRENDY ZMIAN ROCZNYCH WYSOKOŚCI OPADOacuteW
Przykłady badań - prognoz
bull W Niemczech w XX wieku odnotowano ogoacutelny wzrost wysokości opadoacutew na poziomie
około 10 Jednak w środkowej i wschodniej części Niemiec wykazano zaroacutewno istotne
statystycznie trendy rosnące (np Jena) jak i malejące (np Goumlrlitz)
- wg Haumlnsel S Petzold S Matschullat J Precipitation Trend Analysis for Central Eastern Germany 1851ndash
2006 Bioclimatology and Natural Hazards 2009 vol 14
bull W Polsce analizowano trendy zmian rocznych wysokości opadoacutew (na 28 stacjach
IMGW) dla danych z lat 1951ndash2009 wykazano istotny statystycznie trend rosnący np
dla Rzeszowa ale też istotny trend malejący opadoacutew np na Śnieżce Ogoacutelnie przewaga
trendoacutew malejących
- wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia KGW PAN 2010
bull Szczegoacutełowe badania szeregoacutew czasowych opadoacutew z okresu 60 lat (1954-2013) dla 4
stacji IMGW Kłodzko Legnica Opole i Wrocław - położonych w dorzeczu Goacuternej
Odry wykazały zmniejszanie się rocznej i sezonowej wysokości opadoacutew Dla Legnicy i
Opola trendy malejące były na wyższym poziomie istotności niż dla Kłodzka i Wrocławia
(zaroacutewno w przypadku regresji liniowej jak i testu Manna-Kendalla)
- wg Kaźmierczak B Kotowski A Wdowikowski M Analiza tendencji rocznych i sezonowych zmian wysokości
opadoacutew atmosferycznych w zlewni Goacuternej Odry Ochrona Środowiska 2014 vol 36 nr 3
41
Rys 11 Lokalizacja stacji meteorologicznych IMGW-PIB w zlewni Goacuternej Odry
Zagrożenia wynikające z niedoboru wody
Zasoby wodne Polski należą do najuboższych w Europie Ich wielkość w przeliczeniu na rok
i mieszkańca jest trzykrotnie mniejsza od średniej europejskiej 4560 m3 w Europie w Polsce
ndash tylko 1580 m3 Wg danych GUS znakomita większość ujmowanej wody - około 85
pochodzi z zasoboacutew woacuted powierzchniowych a 15 z zasoboacutew woacuted podziemnych
W przyszłości zwiększać się będzie ryzyko zagrożenia tzw suszami hydrologicznymi
pogłębiającymi w wieloleciu niedobory wody w miastach (niskie stany i przepływy)
422 TRENDY ZMIAN CZĘSTOŚCI WYSTĘPOWANIA
INTENSYWNYCH OPADOacuteW
Przykład badań - prognoz
We Wrocławiu na przestrzeni lat 1960-2009 stwierdzono wzrost intensywności opadoacutew
- o czasach trwania od 5 min do 3 dni - dla częstości występowania
C ge 1 rok o 8 - na poziomie istotności 69
C ge 2 lata o 13 - na poziomie istotności 75
C ge 5 lat o 43 - na poziomie istotności 98
C ge 10 lat o 68 - na poziomie istotności 99
C ge 1 rok C ge 2 lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
42
C ge 5 lat C ge 10 lat
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
Rys 12 Trendy zmian przedziałowych wysokości opadoacutew maksymalnych dla częstości
występowania C ge 1 C ge 2 C ge 5 oraz C ge 10 lat we Wrocławiu w okresie 1960-2009
- wg Kaźmierczak B Kotowski A The influence of precipitation intensity growth on the urban drainage
systems designing Theoretical and Applied Climatology 2014 vol 118 nr 1
Zagrożenia wynikające z nadmiaru wody
Według prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (IPCC2007 -
SRES A1B) przykładowo bdquowoda 100-letniardquo w państwach środkowej Europy będzie zdarzać
się średnio częściej niż raz na 50 lat
- wg Kundzewicz Z W Zmiany ryzyka powodziowego w Europie Sympozjum Paryż - Orlean 28-3003 2012
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych -
powodzie rzeczne i w strefie wybrzeża - powodzie sztormowe (cofkowe)
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
Lokalne podtopienia terenoacutew - powodzie miejskie mogą wystąpić wszędzie najczęściej w
efekcie gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew
Zagrożenia i straty (gospodarcze i społeczne) generowane powodziami miejskimi
objawiają się lokalnymi wylewami z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie
ulic posesji piwnic) wskutek niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci
kanalizacyjnych - zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości
43
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 [1] Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[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
Biorąc pod uwagę obecną wiedzę na temat trendoacutew zmian klimatu do 2100 roku
dostosowanie typowych opadoacutew projektowych do wymiarowania i modelowania odwodnień
terenoacutew (tab 11 divide 13) można dokonać poprzez korektę ich intensywności - krzywych IDF o
obecnych częstościach występowania lub zmieniając częstości występowania wspoacutełczesnych
opadoacutew projektowych Oznacza to że dzisiejsze intensywności opadoacutew należy zwiększyć o
około 20 dla C = 1 rok do około 50 dla C = 10 lat lub też częstości występowania
obecnych opadoacutew należy zredukować około 2 razy
Na tej podstawie opracowano wytyczne do identyfikacji przyszłych przeciążeń
hydraulicznych w systemach kanalizacyjnych Flandrii w Belgii [1]
W Niemczech zaproponowano korektę częstości opadoacutew projektowych przyjmowanych
obecnie do weryfikacji nadpiętrzeń i wylewoacutew - wg standardu DWA-A1182006
Przykładowo dla terenoacutew mieszkaniowych zaproponowano scenariusz opadoacutew C = 5 lat
zamiast C = 3 lata (wg tab 13) - do weryfikacji występowania przyszłych nadpiętrzeń oraz
scenariusz opadoacutew ekstremalnych o C = 100 lat - dla zapewnienia wymaganej obecnie
dopuszczalnej częstości wylewoacutew raz na 20 lat (wg tab 11)
Na tej podstawie Krajowy Urząd ds Środowiska w Bawarii wydał w 2009 roku zalecenie
odnośnie częstości opadoacutew do identyfikacji przyszłych przeciążeń kanalizacji deszczowej i
ogoacutelnospławnej w Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii co przedstawiono w tabeli 44
Tab 44 Zmiany do zaleceń DWA-A1182006 (wg tab 13) odnośnie scenariuszy opadoacutew do
identyfikacji przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości dla Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii
wg Merkblatt Nr 4332009 [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu
Częstości opadoacutew do symulacji
- nadpiętrzeń - wylewoacutew
[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
44
43 DZIAŁANIA PREWENCYJNE I ZARADCZE
431 Identyfikacja potencjalnych przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości
Z powodu globalnych regionalnych i lokalnych zmian klimatycznych w przyszłości
wystąpi jeszcze więcej ekstremalnych zjawisk opadowych ktoacutere będą powodować lokalne
szkody na terenach zurbanizowanych Odpowiednie działania prewencyjne i zaradcze w celu
zminimalizowania negatywnych skutkoacutew takich zdarzeń w przyszłości są już dziś pilnie
potrzebne bowiem budowane obecnie systemy odwodnień terenoacutew powinny sprawdzać się w
działaniu w horyzoncie czasowym 2100 roku
Tak więc wymiarując dzisiejsze systemy kanalizacyjne powinniśmy uwzględniać
prognozowane scenariusze zmian klimatycznych w przyszłości
Pierwszym etapem do identyfikacji przeciążeń kanałoacutew i obiektoacutew w przyszłości
powinna być symulacja działania istniejącego bądź nowoprojektowanego systemu
odwodnienia odnośnie nadpiętrzeń
Parametrami kryterialnymi do wykazania konieczności dostosowania danego systemu
odwodnienia do zmian klimatycznych mogą być objętość właściwa wylewoacutew (OWW)
stopień zatopienia studzienek (SZS) i stopień wykorzystania kanałoacutew (SWK) Wskaźnik OWW
(w m3ha) wynika z obliczonej objętości wylewoacutew z kanałoacutew (V w m
3) względem
uszczelnionej ndash zredukowanej powierzchni Fzr danej zlewni (w ha)
zrF
VOWW (46)
Wskaźnik SZS ujmuje stosunek liczby zalanych do powierzchni terenu studzienek (Nz) do
ogoacutelnej liczby studzienek (N) danego systemu lub tylko powiązanych wzajemnie jego części
N
NSZS
z (47)
Wskaźnik SWK pozwala na ocenę średniego ważonego stopnia wykorzystania
przepustowości hydraulicznej całej sieci danego systemu odwadniającego lub jego części
i
n
iproj
i
i
l
Q
Ql
SWK1
max
(48)
gdzie
Qmaxi - maksymalna obliczona wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału m3s
Qproji - maksymalna projektowa wartość strumienia odpływu i-tego odcinka m3s
li - długość i-tego odcinka sieci kanalizacyjnej złożonej z n odcinkoacutew m
Wartości graniczne wskaźnikoacutew OWW SZS i SWK powinny być ustalane indywidualnie
dla danego systemu Przykład z [1] podano w tab 49
45
Tab 49 Parametry do oceny konieczności adaptacji kanalizacji do zmian klimatu Skala wartości wskaźnikoacutew
SWK [-]
00 02 04 06 08 10 12 14 16 18 2 gt2
SZS [-]
0 005 01 015 02 025 03 035 04 045 05 gt05
OWW [m3ha]
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 gt20
Potrzeba
dostosowania
brak średnia duża
W przypadku gdy zidentyfikowane zostaną lokalne przeciążenia systemu (wg scenariuszy
z tab 44) konieczne są dalsze analizy ryzyka podatności Można tego dokonać na podstawie
ocen GIS ilub in-situ a w przypadku stwierdzenia rozległych przeciążeń niezbędna staje się
dodatkowa symulacja działania systemu w połączeniu z cyfrowym modelem terenu
Zalecane jest to zwłaszcza w przypadku gdy co najmniej dwa kryterialne parametry oceny
(OWW i SZS lub SWK) wskazują na wysoką potrzebę adaptacji (tab 49) Szczegoacutełowa
analiza wynikoacutew symulacji pozwala na wytyczenie granic terenoacutew zalewowych a także na
specyfikację głębokości wody szybkości strumienia i objętości spływu wody
Dalsze kroki planowania powinny polegać na wskazaniu potencjalnych rezerwuaroacutew (np
zagłębień terenowych) do retencjonowania lub ewentualnie kierowania fali spływu
powierzchniowego na tereny słabiej zagospodarowane (nieużytki ogrody działkowe boiska
sportowe) z ewentualnym zaleceniem podwyższenia krawężnikoacutew lub też budowy wałoacutew
przeciw powodziowych (trwałych bądź zastawkowych)
432 Zasady miejscowego zagospodarowania woacuted opadowych
Zagrożenia dla systemoacutew kanalizacyjnych wynikające ze zmian klimatu wywoływane są
zaroacutewno omoacutewionymi już czynnikami klimatycznymi (wzrost temperatury powietrza i
zmiany w strukturze opadoacutew) jak i poza klimatycznymi związanymi min ze zmianami
sposobu zagospodarowania czy użytkowania terenu
Na zmiany klimatu nakłada się więc wpływ szeregu procesoacutew urbanizacyjnych w tym
intensywna działalność gospodarcza i zajmowanie nowych obszaroacutew szczegoacutelnie wrażliwych
na skutki zmian klimatu (np obszary zalewowe) Wzrasta też na ogoacuteł udział powierzchni
nieprzepuszczalnych na terenach już zabudowanych
Naturalny obieg wody w przyrodzie charakteryzuje się roacutewnowagą pomiędzy zjawiskami
opadoacutew atmosferycznych a procesami spływu powierzchniowego infiltracji do gruntu (i do
woacuted podziemnych) oraz parowania do atmosfery Dynamiczna urbanizacja terenoacutew miejskich
przyczynia się do zwiększenia powierzchni uszczelnionych na obszarach do niedawna słabo
zagospodarowanych lub pokrytych roślinnością Skutkuje to zmianami intensywności spływu
powierzchniowego woacuted opadowych
Wielkość infiltracji woacuted opadowych do gruntu w warunkach naturalnych szacowana jest
zwykle na poziomie 80divide100 przy spływie powierzchniowym wynoszącym 20divide0
Rozwoacutej miast i związany z tym proces uszczelniania powierzchni burzy te proporcje W
zależności od stopnia urbanizacji spływ powierzchniowy może sięgać nawet powyżej 80
46
a naturalna infiltracja woacuted opadowych może zostać ograniczona do poziomu poniżej 20
(rys 47)
Rys 47 Spływ powierzchniowy i podziemny woacuted opadowych w zależności
od stopnia urbanizacji terenu [httplincolnnegov]
Zgodnie z zasadą zroacutewnoważonego rozwoju prawidłowa gospodarka wodna na
terenach zurbanizowanych powinna polegać na zagospodarowaniu jak największej objętości
bdquoczystychrdquo woacuted opadowych tak aby
zmniejszyć i opoacuteźnić spływ powierzchniowy woacuted do odbiornikoacutew oraz
zapobiec obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych w miastach
Wykorzystuje się w tym celu procesy retencji infiltracji i ewapotranspiracji w takich
obiektach jak zbiorniki retencyjno-infiltracyjne naturalne niecki terenowe czy lansowane
ostatnio tzw zielone dachy [1] Unikać przy tym należy generalnie nadmiernego
uszczelniania powierzchni terenu (stosować np utwardzanie ażurowe) Przyczyni się to w
bezpośredni bądź pośredni sposoacuteb do ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed powodziami
miejskimi ndash wylewami z kanałoacutew
Wodyścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z zanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych przed wprowadzeniem ich do gruntu
powinny być podczyszczane Wynika to z Rozporządzeń Ministra Środowiska (RMŚ) z
2006 i 2014 roku Nie dotyczy to woacuted opadowych pochodzących z niezanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni ndash jako umownie bdquoczystychrdquo (np z dachoacutew na terenach
mieszkaniowych)
Infiltracja z retencją powierzchniową stosowana jest na terenach zielonych Najczęściej
wykorzystuje się do tego celu naturalne zagłębienia terenu jako tzw niecki rozsączające w
ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza zwykle 03 m Zbiorniki rozsączające to zazwyczaj
wyprofilowane zagłębienia terenu w ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza 10 m
Poprawę zdolności chłonnych zbiornikoacutew oraz efektoacutew samooczyszczania woacuted
opadowych można uzyskać poprzez obsianie dna i skarp odpowiednio dobranymi
mieszankami traw i innej roślinności
47
Infiltracja z retencją podziemną - rozsączanie podziemne woacuted opadowych może się
odbywać poprzez skrzynki czy komory rozsączające oraz studnie czy drenaże chłonne (rys
48)
a) b) c)
Rys 48 Schematy przykładowych urządzeń do rozsączania podziemnego woacuted deszczowych
a) skrzynki rozsączające b) komora rozsączająca c) studnia chłonna
Skrzynki rozsączające umieszcza się zwykle w odpowiednio głębokich wykopach w
ktoacuterych wykonuje się warstwę drenażową - o dużej wartości wspoacutełczynnika filtracji
Komory rozsączające charakteryzują się na ogoacuteł bardziej wytrzymałą konstrukcją nośną
w stosunku do skrzynek rozsączających Są najczęściej stosowane do odwadniania dużych
powierzchni
Studnie i drenaże chłonne znajdują zastosowanie przy braku naturalnych odbiornikoacutew i
przy ograniczonych możliwościach zastosowania urządzeń o większej powierzchni infiltracji
5 METODY BILANSOWANIA STRUMIENI ŚCIEKOacuteW
51 ŚCIEKI BYTOWO-GOSPODARCZE I PRZEMYSŁOWE
Grawitacyjne kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarnerdquo) są wymiarowane na
maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew bytowo-gospodarczych i
przemysłowych przy uwzględnieniu dodatkowo strumienia woacuted przypadkowych w tym
infiltracyjnych oraz rezerwy na przyszłościowy rozwoacutej
Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej ilub przemysłowej jest
właściwy bilans strumieni ściekoacutew Obecnie odstępuje się często od sporządzania
szczegoacutełowych bilansoacutew wodnych na rzecz bilansoacutew opartych na wskaźnikach scalonych ndash
na perspektywę ge 50 lat
Bilans odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych oraz przemysłowych opracować można
wg podobnej metodyki - jak bilans zapotrzebowania na wodę
48
Ogoacutelnie średnie dobowe w roku (Qdśr) zużycie wodyodpływ ściekoacutew (w m3d) wynosi
idisrd QQ
365
1365
1
(51)
Rys 51 Nieroacutewnomierność poboru wody bądź odpływu ściekoacutew w roku (0274=100365 d)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (Nd) i odpływ maksymalny dobowy odpływ
ściekoacutew (Qdmax) wynosi
ddsrd
dsr
dd NQQ
Q
QN max
max (52)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności godzinowej (Nh) i odpływ maksymalny godzinowy
odpływ ściekoacutew (Qhmax) w dobie o Qdmax wynosi
hhsrh
d
h
hsr
hh NQQ
Q
Q
Q
QN max
max
maxmax 24 (53)
Rys 52 Nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew w dobie (4167=10024 h)
Stąd ogoacutelnie maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew (w dm3s) wyniesie
86400max srdhdh QNNQ (54)
Wielkość zużycia wody w danej jednostce osadniczej określić można najdokładniej na
podstawie zarejestrowanego poboru wody (z wodomierzy) Odpływ ściekoacutew bytowo-
gospodarczych czy przemysłowych jest mniejszy od 100 - zarejestrowanego poboru wody i
ma mniejszą nieroacutewnomierność godzinową (retencja sieci) w stosunku do poboru wody w
tym przesuniętą w czasie (rys 53)
49
Rys 53 Nieroacutewnomierność poboru wody i odpływu ściekoacutew w dobie
Dotychczasowe wytyczne techniczne projektowania (WTP) kanalizacji z roku 1965 a
zwłaszcza zalecenia Instytutu Kształtowania Środowiska (IKŚ) z 1978 r ndash straciły swą
aktualność co do wartości wskaźnikoacutew zużycia wody i odpływu ściekoacutew z gospodarstw
domowych
Były mocno przeszacowane podawały bardzo duże wartości wskaźnikoacutew qj zużycia
wody w przeliczeniu na mieszkańca i dobę (- nawet 300 dm3d na Mk)
Obecnie bdquoobowiązująrdquo zalecenia wg Rozporządzenia Ministra Infrastruktury z 2002
roku znacznie niższe - przeciętne bdquonormy zużycia wodyrdquo w gospodarstwach domowych
(bdquomieszkalnictwordquo ndash wg tab 51)
Tab 51 Wskaźniki zapotrzebowania na wodę w miastach
Elementy zagospodarowania
przestrzennego
terenu zurbanizowanego
Jedno-
stka
Wskaźnik
zużycia wody qj
dm3d
Wspoacutełczynnik
nieroacutewnomierności
dobowej Nd
1 Mieszkalnictwo
- wielorodzinne kl I
i jednorodzinne wg kl II
klasy wyposażenia kl III
instalacyjnego kl IV
mieszkań kl V
Mk
Mk
Mk
Mk
Mk
140divide160
80divide100
70divide90
50divide60
30
15divide13
15divide13
2divide15
2divide15
2divide15
2 Usługi ogoacutelnomiejskie
3 Komunikacja zbiorowa
4 Mycie ulic i placoacutew
5 Podlewanie zieleni miejskiej
Mk
Mk
Mk
Mk
60
4
10
10
13
12
24
60
6 Tereny przemysłowo-składowe
- wskaźnik na mieszkańca
- przemysł niewodochłonny
- przemysł wodochłonny
Mk
m3d∙ha
m3d∙ha
70
30 divide 100
100 divide 500
115
115
115
I klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z dostawą ciepłej wody użytkowej z zewnątrz
II klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
III klasa - niepełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
IV klasa - wodociąg ubikacja bez łazienki
V klasa - wodociąg bez ubikacji i łazienki brak kanalizacji
niższe wartości dotyczą przypadku braku sieci kanalizacyjnej - zbiorniki bezodpływowe
zaniżone wartości (w II klasie) - niezgodne z badaniami zużycia wody w miastach
50
UWAGA Zaznaczyć jednak należy że zalecenia wg RMŚ z 2002 r dotyczą głoacutewnie
rozliczeń ryczałtowych w sytuacji braku pomiaru zużycia wody przez odbiorcoacutew do czego
ograniczała się delegacja ustawowa dla ministra na podstawie Ustawy z dnia 7 czerwca 2001
r o zbiorowym zaopatrzeniu w wodę i zbiorowym odprowadzaniu ściekoacutew (Dz U Nr 72)
Metodyka bilansoacutew ściekoacutew Najpierw bilansuje się średnie dobowe (w m3d)
zapotrzebowanie na wodę w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego
(tab 51) posługując się liczbą mieszkańcoacutew (Mk) miastaosiedla i wskaźnikiem średniego
dobowego zapotrzebowania na wodę (qj)
Qd śr = 0001
6
1i
q j middot Mk (55)
gdzie
qj - wskaźnik dobowego zużycia wody przez mieszkańca w dm3d (tab 51)
a następnie oblicza się maksymalny dobowy strumień odpływu ściekoacutew (w m3d) z wzoru
Qd max śc = Σ (Qd śr middot Nd middot η) (56)
lub
Qd max śc =0001 Σ (qj middot Mk middot Nd middot η) (57)
gdzie
Nd ndash wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (tab 51)
η ndash wspoacutełczynnik zmniejszający - określający strumień odpływu ściekoacutew
Przyjmuje się więc że odpływ ściekoacutew jest mniejszy od poboru wody wodociągowej o
wartość mnożnika
η = 095 dla mieszkalnictwa i usług ogoacutelno miejskich (urzędoacutew szkoacuteł szpitali itd)
η = 10 dla komunikacji zbiorowej
η = 025divide050 dla mycia ulic i placoacutew - w kanalizacji ogoacutelnospławnej oraz η = 0 - w
kanalizacji rozdzielczej (kanały ściekowe) ndash niezgodne z rzeczywistością
η = 0 dla podlewania zieleni miejskiej (woda nie trafia do kanalizacji)
η = 085 dla terenoacutew przemysłowo-składowych
Przyjmując za podstawę obliczony maksymalny dobowy odpływ ściekoacutew Qd max śc =
100 w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego (poz 1divide4 i 6 - tab
51) sporządza się histogramy odpływoacutew godzinowych ściekoacutew - wykorzystując
dotychczasowe (z braku aktualnych) modele symulacyjne zapotrzebowania na wodę tj
rozbioroacutew w poszczegoacutelnych godzinach doby - wg tab 52
51
Tab 52 Modele symulacyjne rozkładoacutew godzinowych zapotrzebowania na wodę w dobie
maksymalnej i wartości wspoacutełczynnikoacutew (η) określających dobowy odpływ ściekoacutew [1]
Godziny
od - do
Elementy zagospodarowania przestrzennego terenu zurbanizowanego Mieszkalnictwo Usługi
ogoacutelno-
miejskie
Komunika-
cja zbiorowa
Mycie ulic i
placoacutew
Podlewanie
zieleni
Tereny
przemy-
słowe wieloro-
dzinne
jedno-
rodzinne
0 ndash 1 125 135 100 - 625 - 050
1 ndash 2 085 065 100 1650 625 - 050
2 ndash 3 085 065 100 1650 625 - 050
3 ndash 4 085 065 100 1650 625 - 050
4 ndash 5 210 085 100 1650 625 1250 050
5 ndash 6 250 (300) 300 100 - 625 1250 050
6 ndash 7 545 (625) 515 100 - - 1250 875
7 ndash 8 625 (545) 475 200 - - 1250 875
8 ndash 9 495 (445) 445 300 - - - 875
9 ndash 10 440 420 700 850 - - 875
10 ndash 11 420 340 1000 850 625 - 875
11 ndash 12 405 340 1200 850 625 - 875
12 ndash 13 390 340 1200 850 625 - 875
13 ndash 14 430 400 1200 - 625 - 875
14 ndash 15 440 420 1000 - - - 325
15 ndash 16 475 380 700 - - - 325
16 ndash 17 565 435 300 - - - 325
17 ndash 18 530 500 300 - - 1250 325
18 ndash 19 565 685 300 - 625 1250 325
19 ndash 20 630 915 300 - 625 1250 325
20 ndash 21 660 900 200 - 625 1250 325
21 ndash 22 680 745 200 - 625 - 325
22 ndash 23 545 550 100 - 625 - 050
23 ndash 24 320 480 100 - 625 - 050
Suma 100 100 100 100 100 100 100
η 95 95 95 100 0 divide 50 0 85
- przy założonej przeciętnej zmianowości I zmiana - 70 II zmiana - 26 III zmiana - 4
( ) - wartości dla miast o przewadze funkcji przemysłowych
Zsumowanie odpływoacutew godzinowych ściekoacutew z wszystkich elementoacutew
zagospodarowania (w danej godzinie w dobie maksymalnej) prowadzi do określenia
największej wartości Qh max śc (najczęściej występującej w godzinach rannych 600
divide 800
lub
wieczornych - 1900
divide 2200
) ktoacutera jest podstawą doboru średnic kanałoacutew ściekowych
Bilanse odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych opracowuje się
najczęściej na perspektywę ge 50 lat Należy uwzględnić planowane zagospodarowanie
przestrzenne terenoacutew w tym liczbę mieszkańcoacutew rodzaj przemysłu oraz usług w danych
jednostkowych osadniczych Decydujący o wielkości odpływu ściekoacutew jest zwykle udział
mieszkalnictwa (wielo- i jednorodzinnego) ndash zwykle 60divide80 Qd max śc
52
Wg danych ATV-DVWK-A11819992006 średnie dobowe zużycie wody przez
mieszkańca łącznie z usługami kształtuje się w Niemczech na poziomie od 80 do 200 dm3d
Odpowiednio w Polsce wg danych z tabeli 51 wynosi od 90 dm3d do 220 dm
3d
Przeciętnie w polskich miastach szacowane jest obecnie na poziomie 130 dm3dmiddotMk i
maleje wraz ze wzrostem liczby wodomierzy co jest skutkiem oszczędnego gospodarowania
wodą - min likwidacji przeciekoacutew z zaworoacutew spłuczek większej liczby zmywarek do
naczyń pralek montażu kabin natryskowych zamiast wanien kąpielowych itd
UWAGA W przypadku terenoacutew wiejskich nie przekracza na ogoacuteł 100 dm3dmiddotMk
Z braku danych w polskiej literaturze można posługiwać się wytycznymi niemieckimi
(ATV A-118) ktoacutere na perspektywę 2050 roku przewidują wskaźnik scalony [1]
qbg = 0004 divide 0005 dm3s na mieszkańca
- jako maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych - miarodajny do
wymiarowania miejskich kanałoacutew ściekowych
Na tej podstawie strumień Qbg (w dm3s) wynosi
Qbg = qbg middot Z middot Fbg (58)
gdzie
Z - gęstość zaludnienia Mkha
Fbg - powierzchnia zlewni ściekoacutew bytowo-gospodarczych ha
Zaludnienie terenoacutew (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mkha - tereny wiejskie o luźnej
zabudowie do 300 Mkha - centra miast
Odnośnie terenoacutew przeznaczonych na przemysł można tutaj roacutewnież posługiwać się
wskaźnikami scalonymi wg ATV A-118 skąd Qp (w dm3s)
ppp FqQ (59)
gdzie
qp(n) = 02divide05 dm3s ha - dla przemysłu niewodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(n) = 03divide12 dm3s ha)
qp(w) = 05divide10 dm3s ha - dla przemysłu wodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(w) = 12divide58 dm3s ha)
Fp ndash powierzchnia terenoacutew przemysłowych ha
Ogoacutelnie wartość Qp zależny od branży technologii produkcji czasu pracy -
zmianowości i liczby pracownikoacutew itp Przemysł może mieć też istotny wpływ na
nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew (rys 54)
Polskie dotychczasowe wytyczne znacznie przeszacowują racjonalnie uzasadnione
potrzeby wodne zwłaszcza przemysłu wodochłonnego w poroacutewnaniu do państw unijnych
53
UWAGA Odpływ ściekoacutew z terenoacutew przemysłowych może być większy niż
zarejestrowany poboacuter wody wodociągowej Zakłady posiadają często własne ujęcia
wody Woacutewczas ilość i nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew przemysłowych ustalać
należy na podstawie ankiet ilub pomiaroacutew
Rys 54 Wpływ zmianowości pracy w przemyśle na nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew
52 WODY PRZYPADKOWE
Szczegoacutełowe ustalenie strumieni ściekoacutew miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
powinno uwzględniać dodatkowo dopływ woacuted przypadkowych tj głoacutewnie infiltracyjnych i
opadowych
Wskutek niestarannego wykonania kanałoacutew oraz starzenia się materiałoacutew dochodzi do
braku szczelności kanałoacutew co powoduje
- infiltrację woacuted podziemnych do wnętrza kanałoacutew bądź też
- eksfiltrację ściekoacutew do gruntu i skażenie woacuted podziemnych
Tabela 53 Możliwe składowe woacuted przypadkowych w zależności od rodzaju kanałoacutew
wg ATV A-11819992006 [1]
Kanał ogoacutelnospławny Kanał deszczowy Kanał ściekowy (bdquosanitarnyrdquo) - infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające wody drenażowe
źroacutedlane oraz powierzchniowe (ze
strumieni potokoacutew itp)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające ścieki (bdquosanitarnerdquo)
poprzez błędne podłączenia
- dopływające wody deszczowe
poprzez włazy studzienek i błędne
podłączenia
54
Wg dotychczasowych polskich wytycznych technicznych z 1965 roku w przypadku gdy
dno kanału zagłębione jest pod zwierciadłem wody podziemnej dla H le 4 m (wg rys 55)
wartość infiltracji należało przyjmować
dla sieci osiedlowej qinf = 10 m3d km lub 05 divide 20 m
3d ha
dla sieci miejskiej
qinf = 10 m3d km lub 05divide20 m
3d ha - kanały murowane i tworzywowe
qinf = 30 m3d km lub 15divide60 m
3d ha - kamionkowe
qinf = 40 m3d km lub 20divide80 m
3d ha - betonowe
Rys 55 Zagłębienie kanału względem zwierciadła wody podziemnej
Przy zagłębieniu kanałoacutew H gt 4 m należało zwiększyć qinf o 20 co 1 m powyżej 4 m
(Dla przykładu dla H = 6 m i kanału miejskiego z kamionki qinf = 14 middot 30 = 42 m3d km)
UWAGA Obecnie wykonuje się proacuteby szczelności nowych kanałoacutew - przy odbiorze
technicznym - mniejsza infiltracja w przyszłości
Wody przypadkowe to obok infiltracyjnych głoacutewnie wody deszczowe dopływające do
kanałoacutew ściekowych (podczas pogody deszczowej) przez
otwory wentylacyjne we włazach studzienek kanalizacyjnych
błędne podłączenia np rynien dachowych wpustoacutew podwoacuterzowych itp
Wielkość dopływu woacuted przypadkowych zależy od charakterystyki miastaosiedla (rodzaju
materiału kanałoacutew jakości wykonania i wieku kanałoacutew oraz zagłębienia pod zwierciadłem
wody podziemnej spadkoacutew powierzchni terenu rodzaju nawierzchni droacuteg itp)
Można ją oszacować przez pomiar strumienia przepływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych
i przemysłowych w godzinach nocnych - przy odciętym dopływie wody wodociągowej
podczas pogody deszczowej i bezdeszczowej
Na podstawie wytycznych niemieckich ATV A-11819992006 zaleca się przyjmowanie
następujących wartości wskaźnikoacutew
55
qinf [005 015] dm3s∙ha - dla infiltracji (wg polskich wytycznych dla H le 40 m
wskaźnik ten wynosił qinf = 0006divide010 dm3s ha )
qwd [02 07] dm3s∙ha - dla dopływu woacuted deszczowych (nie uwzględniany w
dotychczasowych polskich wytycznych )
czyli łącznie
qprzyp [025 085] dm3s∙ha - do wymiarowania kanałoacutew ściekowych
53 ZALECANE WYPEŁNIENIA KANAŁOacuteW ŚCIEKOWYCH
Dotychczas w Polsce (wg WTP z 1965 r) błędnie przyjmowano ryczałtowo strumień
woacuted przypadkowych w tym infiltracyjnych z rezerwą na przyszłościowy rozwoacutej w
wysokości 100 Qh max śc tj ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych a wymiar
kanału dobierano na 2Qh max śc - do całkowitego wypełnienia kanału
Zmienione zasady projektowe z 1983 roku [IKŚ] zalecały przyjmowanie wypełnień
względnych kanałoacutew ściekowych hD le 06 (tj do 60 średnicy) dla kanałoacutew o średnicach D
lt 10 m ale dla miarodajnego (maksymalnego godzinowego) strumienia samych ściekoacutew Q
= Qbg + Qp czyli do 67 obliczeniowej przepustowości całkowitej (Qo = 100) kanału
kołowego
Tym samym ograniczono rezerwę przepustowości takich kanałoacutew ndash łącznie na wody
przypadkowe i infiltracyjne oraz na przyszłościowy rozwoacutej - z ok 50 do ok 33 (rys
56) przepustowości całkowitej (Qo) Prowadzi to do niedowymiarowania średnic kanałoacutew
Rys 56 Przykładowe krzywe sprawności hydraulicznej kanału kołowego (QQo od hD)
Wypracowane w Niemczech zasady wymiarowania kanałoacutew ściekowych są
poprawniejsze bowiem rezerwa bezpieczeństwa przepustowości kanałoacutew ściekowych (na
przyszłościowy rozwoacutej) jest uwzględniana dopiero po wyznaczeniu miarodajnego odpływu
ściekoacutew Qśc tj łącznie ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz woacuted
przypadkowych (- infiltracyjnych i nieuniknionego dopływu woacuted deszczowych)
56
Tak więc miarodajny strumień objętości ściekoacutew wyznacza się dla 4 składowych
dopływu
Qśc = Qbg + Qp + Qinf + Qwd (511)
- a kanały ściekowe dobiera się na wypełnienie hD od 50 do 70 co odpowiada
przepustowości całkowitej (Qo = 100) przekroju kołowego od 50 do 83 (rys 56) czyli
pozostaje bdquoczystardquo rezerwa na przyszłościowy rozwoacutej od 50 do 17 Qo ndash w zależności od
ważności kanału ściekowego w systemie
Powstająca w ten sposoacuteb bdquonadwyżkardquo przepustowości kanału nie może być w żadnym
wypadku traktowana w kategorii bdquorozrzutnościrdquo lecz jako zabezpieczenie pewności działania
systemu (ochrony przed wylaniem) a także jako rezerwa rozwojowa do ewentualnego
wykorzystania w przyszłości
W ten sposoacuteb wymiarowanie staje się bardziej bezpieczne a jego rezultat daje się
potwierdzać w trakcie eksploatacji już istniejących systemoacutew
Przykład metodyczny 1
Podział zlewni miejskiej ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych na
powierzchnie cząstkowe przynależne do danego odcinka kanału ściekowego (A-B-C) i
obliczenia strumieni ściekoacutew miarodajnych do doboru średnic (rys 57)
Rys 57 Schemat podziału zlewni ściekoacutew na powierzchnie cząstkowe
Wymiar kanału na odcinku AB dobieramy na strumień miarodajny - maksymalny
godzinowy QB (w dm3s) - bezpośrednio przed węzłem B
QB = qbg middot Z middot sumFbg AB + [(qinf + qwd) middot sumFbg AB]
a wymiar kanału na odcinku BC na łączny strumień QC (na odcinkach AB i BC) -
bezpośrednio przed węzłem C
QC = QB + qbg middot Z middot Fbg BC + [(qinf + qwd) middot Fbg BC] + qpmiddot Fp BC + [(qinf + qwd) middot Fp BC]
57
Przykład metodyczny 2
Przyporządkowanie pośrednich średnic kanałoacutew na odcinkach kolektora A-B-C-D wg
rysunku 58
Kolektor ściekowy AD podzielono na 3 odcinki i obliczono miarodajne strumienie
ściekoacutew QB QC i QD
ndash dla odcinka AB ndash dla QB i spadku dna kanału ik1 dobrano D1 = 06 m
ndash dla odcinka BC ndash dla QC i spadku dna kanału ik2 dobrano D2 = 08 m
ndash dla odcinka CD ndash dla QD i spadku dna kanału ik3 dobrano D3 = 12 m
Do wyznaczenia położenia pośrednich średnic kolektora pomocny jest wykres Q = f(LAD)
na podstawie ktoacuterego zakładając proporcjonalny przyrost strumienia na długości kanału
można określić położenie innych średnic np D = 03 m D = 04 m D = 05 m i D = 10 m
Rys 58 Wykres metodyczny do określania pośrednich średnic kanałoacutew
UWAGA Spadek dna kanału o średnicy Di musi być odpowiedni dla tej średnicy (ik min ge 1Di)
6 PODSTAWY BILANSOWANIA WOacuteD OPADOWYCH
61 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SPŁYWOacuteW OPADOWYCH
611 OPADY ATMOSFERYCZNE
Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głoacutewnie w postaci
deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej) Ze względu na odmienny charakter spływu tych
woacuted
natychmiastowy w przypadku deszczu
przesunięty w czasie w przypadku topnieniu śniegu czy lodu
do wymiarowania kanalizacji rozważane są wyłącznie opady deszczowe jako dające
największe chwilowe odpływy
Spływy woacuted pochodzące z topnienia śniegu czy lodu stwarzają problemy natury
jakościowej - są silnie zanieczyszczone min pyłami atmosferycznymi po długim okresie
zalegania na powierzchni terenu
58
Ogoacutelnie zjawisko opadoacutew deszczowych charakteryzują 3 parametry
intensywność deszczu I = ΔhΔt (zmiany wysokości opadu Δh w czasie Δt)
czas trwania deszczu t
zasięg terytorialny F
Intensywność deszczu nie jest stała w czasie jego trwania jak też w przestrzeni objętej
opadem
Deszcze wyjątkowo intensywne (tzw ulewne czy nawalne) zdarzają się rzadko (raz na kilka
czy raz na kilkanaście lat) trwają kroacutetko i mają mały zasięg terytorialny Przykład lokalne
bdquooberwanie chmuryrdquo
Deszcze mało czy średnio intensywne występują częściej trwają dłużej i obejmują większe
obszary Przykład opad regionalny typu bdquokapuśniaczekrdquo
Do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych największe znaczenie mają intensywne a
więc maksymalne opady o czasie trwania do kilku godzin Wywołują one bowiem
największe przepływy w kanałach deszczowych czy ogoacutelnospławnych
UWAGA W kanalizacji posługujemy się częściej pojęciem jednostkowego natężenia
deszczu q w dm3s ha zamiast intensywności deszczu I = ΔhΔt w mmmin Między tymi
wielkościami zachodzi związek wynikający z przeliczenia jednostek miar
q = 16667∙I (63)
i odwrotnie I = q 16667
Zasięg deszczu (w km2) opisuje w przybliżeniu formuła Rosłońskiego dla I lt 5 mmmin
F = 5(5 ndash I)3
(64)
Przykładowo
- dla I = 1 mmmin (q = 167 dm3s ha) - F = 320 km
2 (- obszar dużego miasta np Wrocław)
- dla I = 2 mmmin (q = 333 dm3s ha) - F = 135 km
2 (- mniejsze miasto)
- dla I = 3 mmmin (q = 500 dm3s ha) - F = 40 km
2 (- dzielnica miasta)
- dla I = 4 mmmin (q = 667 dm3s ha) - F = 5 km
2 (- osiedle mieszkaniowe)
612 POROacuteWNANIE ILOŚCIOWE SPŁYWOacuteW DESZCZOWYCH ZE ŚCIEKAMI
Nie cały opad na obszarze zurbanizowanym - zlewni deszczowej o powierzchni F spływa
do kanalizacji Część opadu deszczowego zwilża powierzchnie i wyparowuje część wypełnia
nieroacutewności terenu i wsiąka w grunt bądź też odpływa poza zlewnię zgodnie ze spadkiem
terenu Wielkość opadu ktoacutery nie stał się częścią spływu określa się jako straty
59
Tzw opad efektywny - dający spływ powierzchniowy związany jest ze zlewnią
zredukowaną Fzr (szczelną)
FFzr (65)
gdzie
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = (H ndash (E + straty))H ψ[0 1]
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mrok
E - wysokość parowania terenowego mrok bdquostratyrdquo - głoacutewnie wsiąkanie mrok
Poroacutewnanie spływoacutew ściekoacutew i woacuted opadowych w czasie
Jednostkową wielkość spływu powierzchniowego z opadoacutew w okresie obliczeniowym np 1
roku z powierzchni zlewni F = 10 ha oszacować można (w m3rok) z wzoru
FHQ (66)
Przyjmując dla Polski opad normalny H = 06 m spływ woacuted opadowych z 1 ha powierzchni
przykładowej zlewni miejskiej przy średnim wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 wyniesie
Odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych z 10 ha zabudowy miejskiej przy przyjęciu
gęstości zaludnienia Z = 200 Mkha i wskaźnika odpływu ściekoacutew qj = 02 m3Mk∙d ndash wraz z
usługami wyniesie w roku
rokmha
haMk
dMkmdFZqQ j
rocz
ść
33
1460001200)(
20365365
Wynika stąd że roczny odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych jest ok 8 razy większy od
odpływu woacuted opadowych
18180014600 rocz
op
rocz
ść QQ
Poroacutewnując jednak odpływy woacuted deszczowych i ściekoacutew w kroacutetkich okresach czasu - w
czasie trwania intensywnych opadoacutew (miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
ogoacutelnospławnych i deszczowych) powyższe relacje odwroacutecą się
Przykładowo przyjmując średnie natężenie deszczu np q = 100 dm3s ha przy średnim
wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 otrzymamy z powierzchni 1 ha
sdmhahasdmFqQ sek
op
33
300130)(100
a maksymalny godzinowy odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych przy Nd = 13 Nh = 20
qj = 200 dm3Mkmiddotd i Z = 200 Mkha wyniesie z powierzchni 1 ha
rokmmrokmFHQ rocz
op
32 1800100003060
60
sdmha
haMk
dMkdmFZqNNQ jhd
sek
ść
33
2186400
01200)(
20023186400
Wynika stąd stosunek 252130 sek
ść
sek
op QQ 1
(czasem nawet 1001 - przy bardzo rzadkich częstościach występowania intensywnych
opadoacutew)
62 POMIARY OPADOacuteW DESZCZOWYCH
621 DESZCZOMIERZE KLASYCZNE
Do rejestracji wysokości opadoacutew atmosferycznych powszechnie stosowany jest
deszczomierz Hellmanna (rys 62) Składa się z cylindrycznej osłony i 2 naczyń
montowanych na wysokości 10 m npt Naczynie goacuterne zakończone lejkiem kieruje opady
do naczynia dolnego - zbiornika Średnica wlotu wynosi 1596 cm stąd F = 200 cm2 Zwarta
budowa urządzenia zmniejsza parowanie Deszczomierze umieszczane są w okolicy
pozbawionej wysokich obiektoacutew drzew
Rys 62 Deszczomierz Hellmanna
Odczyty odbywają się raz na dobę (najczęściej o godz 7 rano) Woda przelewana jest
woacutewczas ze zbiornika do szklanej menzurki gdzie odczytuje się jej objętość skąd wysokość
opadu h = VF (10 mm wysokości opadu oznacza 10 dm3m
2)
Deszczomierz Hellmanna nie pozwala na śledzenie zmian intensywności opadoacutew w
czasie czy też rejestrację czasu trwania poszczegoacutelnych faz opadoacutew Do tych celoacutew służą (od
połowy XX wieku) pluwiografy pływakowe z graficznym zapisem zdarzeń na
pluwiogramach papierowych (rys 63) Dokładność pomiaru i zapisu takich urządzeń jest
rzędu 01 mm wysokości opadu tj 01 dm3m
2
61
Rys 63 Schemat pluwiografu pływakowego
622 DESZCZOMIERZE NOWEJ GENERACJI - BEZOBSŁUGOWE
Pluwiometry wagowe Istotną wadą klasycznych deszczomierzy jest ich uciążliwa
obsługa - codzienna w przypadku deszczomierza Hellmanna i co kilka dni w przypadku
pluwiografu pływakowego (w tym także obecnie konieczność digitalizacji zapisoacutew na
pluwiogramach papierowych do formatu cyfrowego do ich interpretacji czy archiwizacji)
Rozwoacutej automatyki elektroniki i radiotelefonii nowej generacji skutkował opracowaniem
nowych konstrukcji urządzeń do rejestracji opadoacutew deszczowych (ciekłych) i śnieżnych
(stałych) zwanych też pluwiointensometrami
Rys 64 Schemat pluwiointensometru wagowego
Pluwiointensometry wagowe pozwalają na rejestrację opadoacutew atmosferycznych (śniegu i
deszczu - opad łączny) z dokładnością do 001 mm wysokości opadu (h) Termostat z grzałką
umożliwia eksploatację urządzenia w okresach wczesnowiosennych i poacuteźnojesiennych ndash
przymrozki (rys 64) Pluwiogram w zapisie cyfrowym jest analogiczny do wyżej
omoacutewionego (papierowego) przesyłany może być drogą radiową do centrali
Pluwiometry korytkowe Deszczomierze z naczyniami wywrotnymi (korytkami)
stosowane są w automatycznych stacjach meteorologicznych min od 2007 r w sieci
62
IMGW-PIB - deszczomierze typu RG 50 firmy SEBA Wyposażone są w dwa na przemian
napełniane i oproacuteżniane zbiorniczki o małej pojemności (2 cm3)
Rys 65 Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r z deszczomierza SEBA na
stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu 1820
divide2255
ndash h = 387 mm)
Impulsy zadziałania rejestrowane są z dokładnością sekundową i wysyłane drogą radiową
do centrali w zapisie cyfrowym - w formie zestawień tabelarycznych wykresoacutew słupkowych
(hietogramoacutew) czy pluwiogramoacutew - przykład na rysunku 65 Jeden impuls odpowiada
opadowi o wysokości h = 01 mm (tj 01 dm3m
2)
623 DOKŁADNOŚĆ POMIAROacuteW OPADOacuteW I REPREZENTATYWNOŚĆ STACJI
Rejestratory elektroniczne mają istotne wady W odniesieniu do tradycyjnych
pluwiografoacutew pływakowych ktoacutere funkcjonują w zasadniczo niezmienionej postaci od
kilkudziesięciu lat urządzenia automatyczne są wrażliwe na zanieczyszczenia i ulegają często
rozregulowaniu a co za tym idzie ich wskazania stają się woacutewczas niemiarodajne
Rys 66 Deszczomierze na stacji meteorologicznej IMGW w Legnicy od lewej
pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna
Przestawiając system pomiarowy wyłącznie na rejestrację elektroniczną nie można więc
zapominać o okresowych kontrolach i kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych
metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy)
63
63 CHARAKTERYSTYKA ILOŚCIOWA OPADOacuteW
631 KRZYWE WZORCOWE OPADOacuteW
O zjawisku (tzw reżimie) opadowym określonego obszaru decyduje
położenie geograficzne
odległość od moacuterz i oceanoacutew
ukształtowanie powierzchni i wyniesienie nad poziomem morza
pokrycie i sposoacuteb użytkowania terenu
Ekstremalnie intensywne opady występujące w warunkach polskich nie roacuteżnią się
znacząco pod względem zwłaszcza dobowych sum wysokości od notowanych w krajach
ościennych (położonych na granicy klimatu morskiego i kontynentalnego jak Niemcy czy
Czechy) podobnie jak i opady we Wrocławiu (na Strachowicach) w poroacutewnaniu do
Warszawy (na Bielanach) ndash tabela 62
Tab 62 Maksymalne wysokości opadoacutew (w mm) o czasie trwania od 5 minut do 72 godzin w
wybranych krajach Europy na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany)
Kraj
Miejscowość
Czas trwania opadu
minuty godziny doby
5 10 15 30 1 2 3 6 12 1 2 3
Polska 253 80 798 126 1761 1179 220 2218 - 300 428 557
Niemcy - 126 - 40 200 239 246 112 - 312 3799 458
Czechy 298 398 502 799 928 117 1266 1585 2036 3451 380 5367
Wrocław 131 187 247 329 353 577 619 631 642 801 1039 1169
Warszawa 206 219 28 366 408 495 504 57 68 801 1097 1133
Podstawową formą ilościowego opisu opadoacutew deszczowych są modele na zależność
intensywności I (mmmin) lub natężenia jednostkowego q (dm3s ha) bądź wysokości h (mm)
opadu od czasu jego trwania t i prawdopodobieństwa wystąpienia p lub zamiennie częstości
(powtarzalności) C opadu (lata) typu
( ) ( ) ( )I I t p q q t p h h t p (67)
Związek intensywności (czy natężenia jednostkowego) bądź wysokości opadu z czasem
jego trwania prezentowany jest najczęściej w postaci krzywych typu IDF (Intensity-Duration
Frequency) bądź krzywych typu DDF (Depth-Duration Frequency) dla roacuteżnych
prawdopodobieństw p (zamiennie częstości C) wystąpienia opadu Krzywe te stanowią
rodzinę hiperbol o ogoacutelnym roacutewnaniu
cbt
aI
n
)( (68)
w ktoacuterym a b c n - wspoacutełczynniki empiryczne zależne od prawdopodobieństwa pojawienia
się danego deszczu oraz od czynnikoacutew klimatycznych i fizjograficznych zlewni
64
Krzywe deszczy typu IDF czy DDF są tworami syntetycznymi ustalanymi na podstawie
materiału empirycznego Na ich podstawie tworzony jest opad blokowy - o stałej wartości
natężenia ktoacutery jest podstawą wymiarowania kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej tzw
metodami czasu przepływu
632 ZWIĄZEK NATĘŻENIA OPADU Z CZĘSTOŚCIĄ WYSTĘPOWANIA
Zależność pomiędzy natężeniem jednostkowym a czasem trwania deszczu o określonym
prawdopodobieństwie pojawiania się - czyli częstości występowania (tj powtarzalności w
latach) przedstawiono poglądowo na rysunku 68
Rys 68 Zależność (typu IDF) natężenia q od czasu trwania t deszczu o określonym
prawdopodobieństwie p pojawiania się - częstości występowania C
Prawdopodobieństwo (p) pojawienia się danego deszczu z częstością (C) jego
występowania ujmuje związek
C
p100
(69)
gdzie p ndash prawdopodobieństwo występowania deszczu wyrażane w (bądź w ułamku
woacutewczas p = 1C) określa ile razy w przeciągu 100-lecia zostanie osiągnięte lub
przekroczone dane natężenia deszczu q (w dm3s ha)
C ndash częstość pojawiania się deszczu wyrażana w latach oznacza że w danym C letnim
cyklu zdarzy się przynajmniej raz deszcz o natężeniu roacutewnym lub większym od q
stąd
p
C100
(610)
- co interpretujemy jako 1 raz na C lat
65
W krajach zachodniej Europy funkcjonuje pojęcie częstotliwości n występowania opadu
[6 201]
bdquoCzęstotliwośćrdquo df
C
n1
[1rok] (611)
- stąd fizykalnie n = p100 gdy p wyrazimy w oraz n = p gdy p wyrazimy w ułamku
Tab 63 Prawdopodobieństwo (p) częstotliwość (n) a częstość (C) występowania opadoacutew
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby w czasie dowolnie intensywnego deszczu zagwarantować
pełną ochronę terenu przed wylaniem
Nieopłacalne jest więc projektowanie kanalizacji na bardzo niskie prawdopodobieństwo
pojawienia się ekstremalnie intensywnych deszczy np o p = 001 = 1 tj zdarzających się
(teoretycznie) 1 raz na 100 lat gdyż średnice kanałoacutew byłyby woacutewczas bardzo duże i
niewykorzystywane przez dziesięciolecia
Nie można też za pomocą obliczeń w wiarygodny sposoacuteb określić fizycznie największego
(np o C = 100 lat) odpływu ze względu na stochastyczny tj losowy charakter opadoacutew
Do projektowania odwodnień terenoacutew brane są pod uwagę intensywne opady o
częstości występowania C [1 10] lat oraz o C [10 50] lat - do weryfikacji częstości
wylewoacutew
Wymagany standard odwodnienia terenu wg PN-EN 7522008 definiowany jest jako
przystosowanie systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych)
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną akceptowanej społecznie częstości wystąpienia
wylania z kanalizacji na powierzchnię terenu
64 MODELE OPADOacuteW DO PROJEKTOWANIA KANALIZACJI
641 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU OGOacuteLNOPOLSKIM
Model Reinholda
W 1940 roku Reinhold opublikował zasady projektowania kanalizacji obiektoacutew
komunikacyjnych typu autostrady mosty i wiadukty przejścia i przejazdy pod ulicami czy
lotniska w ktoacuterych sformułował model fizykalny opadoacutew postaci [1]
Prawdopodobieństwo
występowania
deszczu p
Częstotliwość
występowania
deszczu n
Częstość
- powtarzalność
deszczu C
[] [-] [rok-1
] [1 raz na C lat] 100 1 1 1
50 05 05 2
20 02 02 5
10 01 01 10
5
1
005
001
005
001 20
100
66
368409
3836840
1
9
38 41154115
C
tq
ntqq (612)
gdzie
q - jednostkowe (maksymalne) natężenie deszczu dm3s ha
q151 - natężenie deszczu (wzorcowego) o czasie trwania t = 15 min i częstotliwości
występowania n = 1 rok-1
- czyli o częstości występowania C = 1 rok dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
n - częstotliwość występowania deszczu o natężeniu q lub większym (n = 1C) rok-1
W modelu Reinholda przestrzenna zmienność natężenia opadoacutew (q) uzależniona była od
przyjmowanej wartości lokalnego natężenia deszczu wzorcowego (q151)
Po wojnie model Reinholda był powszechnie stosowany do projektowania kanalizacji w
państwach zachodnich (Niemcy Szwajcaria Austria) a także w państwach Europy środkowej
min w Polsce - najczęściej do wymiarowania odwodnień przyjmowano q151 = 100 dm3s ha
Obecnie w Niemczech zaleca się odczytywanie jednostkowego natężenia deszczu
wzorcowego z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej zlewni miejskiej bowiem q151
zmienia się w granicach od 90 do 170 dm3s ha
UWAGA model Reinholda (z 1940 roku) zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o
rząd 15 [1]
Model Błaszczyka
Dotychczas w Polsce najczęściej stosowanym do projektowania kanalizacji był model
fizykalny opadoacutew ndash wzoacuter Błaszczyka (z 1954 r) o postaci
32
3 26316
t
CHq (614)
gdzie
q - jednostkowe (średnie w czasie t) natężenie deszczu dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mm
C - częstość (powtarzalność) występowania deszczu o natężeniu q z przewyższeniem lata
Wzoacuter Błaszczyka oparty został na analizie statystycznej (79) intensywnych deszczy
zarejestrowanych w Warszawie w latach 1837divide1891 i 1914divide1925 ndash czyli od 180 do 90 lat
temu ndash obecnie nieaktualny
Zmienność opadoacutew na obszarze kraju scharakteryzowano za pomocą tzw opadu
normalnego (średniego w wieloleciu min 30 lat ndash rys 69)
Według wydawnictw atlasowych opad normalny zmienia się od 500 mm (Kujawy) do
1800 mm (Kasprowy Wierch) jednak na przeważającej części Polski zawiera się w granicach
H [500 700] mm
67
Rys 69 Opad normalny (w mm) w Polsce w latach 1971-2000
Po przyjęciu średniej H = 600 mm wzoacuter Błaszczyka upraszczał się do postaci
32
3470
t
Cq (615)
UWAGA wzoacuter Błaszczyka oparty na deszczach zarejestrowanych przszło 100 lat temu
zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o rząd 40 (q151 = 77 dm3s ha) co
wykazano min na przykładzie opadoacutew zmierzonych na stacji meteorologicznej IMGW we
Wrocławiu z okresu 1960-2009 (q151 = 112 dm3s ha) [1]
Model Bogdanowicz i Stachy
Bogdanowicz i Stachy na podstawie ogoacutelnopolskich pomiaroacutew deszczy (w latach
1960divide1990) na 20 stacjach meteorologicznych IMGW opublikowali w 1998 roku tzw
bdquocharakterystyki projektowerdquo opadoacutew w postaci modelu probabilistycznego
5840330
max )ln() (421 ptRth (616)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
t - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p(01]
α - parametr (skali) zależny od regionu Polski i czasu t (rys 610)
68
R1
R1
R1
Wrocław Wrocław Wrocław
R2
R3
R3
c)b)a)
Rys 610 Regiony opadoacutew maksymalnych a) dla czasoacutew trwania deszczy t [5 60) min b) dla
t [60 720) min c) dla t [720 4320] min (R1 - region centralny R2 - region poacutełnocno-zachodni
R3 - regiony południowy i nadmorski)
Dla p = 1 (czyli dla C = 1 rok) model (616) upraszcza się do funkcji będącej dolnym
ograniczeniem przyjętego rozkładu prawdopodobieństwa postaci
330
max 421 th (617)
Dla prawdopodobieństw przewyższenia p lt 1 (czyli dla C gt 1) w regionie centralnym
Polski (R1) parametr α obliczany jest z wzoroacutew (rys 610)
2491)1ln(6934)( ttR - dla t [5 120) min (618)
63910)1ln(2232)( ttR - dla t [120 1080) min (619)
1735)1ln(013)( ttR - dla t [1080 4320] min (620)
Analogicznie dla regionu poacutełnocno-zachodniego (R2) parametr α obliczany jest z wzoroacutew
(dla czasoacutew trwania opadoacutew ge 60 minut region R2 zanika przechodząc w R1)
6621)1ln(923)( ttR - dla t [5 30] min (621)
619)1ln(1609)( ttR - dla t (30 60) min (622)
Dla regionoacutew południowego i nadmorskiego (R3) parametr α obliczany jest z wzoru
03237)1ln(4729)( ttR - dla t [720 4320] min (623)
UWAGI
1 Model Bogdanowicz i Stachy nie obejmuje obszaroacutew goacuterskich i podgoacuterskich (rys 610)
2 Model Bogdanowicz-Stachy obarczony jest błędem odnośnie wysokości opadoacutew dla
częstości deszczy pojawiających się raz na rok (C = 1 rok) Wykazano to w badaniach
poroacutewnawczych na podstawie wynikoacutew pomiaroacutew opadoacutew we Wrocławiu w tym samym
okresie obserwacyjnym tj w latach 1960-1990
Łatwo bowiem wykazać że z przekształcenia wzoru (617) Bogdanowicz-Stachy do
postaci wzoru na jednostkowe natężenie deszczu q (w dm3s ha) dla p = 1 (tj C = 1 rok)
otrzymamy
q(max) = 2367t 067
(624)
69
a z wzoru Błaszczyka (615) dla H = 600 mm i C = 1 rok mamy q = 470t
067 (625)
a zatem identyczne funkcje czasu t ale roacuteżniące się wartością wspoacutełczynnika w liczniku aż 2-
krotnie
Tak więc dla C = 1 rok wyniki obliczeń q z wzoru (624) są dwukrotnie mniejsze nawet w
stosunku do wzoru Błaszczyka
Dla częstości deszczy C = 2 5 i 10 lat z modelu Bogdanowicz-Stachy przykładowo dla
centralnej Polski (R1) otrzymujemy o ok 50 większe natężenia deszczy względem
obliczanych z modelu Błaszczyka oraz o ok 15 większe względem modelu Reinholda
Te maksymalne natężenia opadoacutew są już bliskie (nieznacznie wyższe) względem
zmierzonych we Wrocławiu (1960-2009) [1]
642 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU LOKALNYM ndash DLA WROCŁAWIA
Model Lambora
Model fizykalny Lambora (z 1953 r) na intensywność opadoacutew we Wrocławiu ma
postać
70)030(
log15743
t
pI (626)
gdzie
I - intensywność opadu deszczu mmh
p - prawdopodobieństwo wystąpienia opadu
t - czas trwania deszczu h
Przykładowo dla t = 15 min i p = 100 (C = 1 rok) z modelu Błaszczyka (615) otrzymujemy
q151 = 77 dm3s ha a z modelu (626) Lambora (dla Wrocławia) q151 = 928 dm
3s ha
Model Licznara i Łomotowskiego
Licznar i Łomotowski dla danych pluwiograficznych ze stacji UP Wrocław-Swojczyce z
wielolecia 1975-2002 wyestymowali wspoacutełczynniki empiryczne fizykalnego modelu opadoacutew
o ogoacutelnej postaci
cbt
aq
n
)(max (627)
gdzie
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadoacutew dm3s ha
t - czas trwania deszczu t [5 180] min
a b c n - wspoacutełczynniki regresji zależne od prawdopodobieństwa empirycznego (tab 64)
70
Tab 64 Wartości wspoacutełczynnikoacutew a b c i n do wzoru (627)
Prawdopodobieństwo p
10 20 50 100
a = 7138329 a = 8241363 a = 6436455640 a = 1573239
b = -388429 b = 1957292 b = 6488700 b = 4787518
c = -210067 c = 2040978 c = 2062691 c = 6351722
n = 0218073 n = 1752958 n = 3535880 n = 0949642
Modele Kotowskiego i Kaźmierczaka
Dla danych pluwiograficznych z wielolecia 1960-2009 ze stacji IMGW Wrocław-
Strachowice opracowano dwa modele (fizykalny i probabilistyczny) na maksymalną
wysokość opadoacutew we Wrocławiu [1]
1 Model fizykalny opadoacutew maksymalnych w zakresie t [5 4320] minut i C [1 50] lat
ma postać
2650
max )4503()5300ln(67716706 tCh (628)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
12650
max ])4503()5300ln(67716706[7166 ttCq (629)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
2 Model probabilistyczny (oparty na kwantylu rozkładu prawdopodobieństwa Fishera-
Tippetta typ IIImin) dla zakresu t [5 4320] minut i p [1 001] (tj C [1 100] lat)
przyjmuje postać
8090022202420
max ln 675981059741275834 ptth (630)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
18090022202420
max ]ln675981059741275834[7166 tpttq (631)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p (0 1] -
71
643 POROacuteWNANIE MODELU BŁASZCZYKA Z INNYMI MODELAMI OPADOacuteW
Do celoacutew poroacutewnawczych przyjęto wynik obliczeń natężenia opadu z wzoru Błaszczyka
(qB) za 100 Względne przewyższenia wynikoacutew obliczeń q z innych modeli względem
modelu Błaszczyka (qqB) zaznaczono pogrubioną czcionką (tab 65)
Tab 65 Poroacutewnanie natężeń deszczy obliczonych z modeli roacuteżnych autoroacutew względem modelu
Błaszczyka (qqB) - najczęściej stosowanego w Polsce do wymiarowania kanalizacji
Częst
ość
desz
czu
C la
ta
Cza
s tr
wa
nia
desz
czu
t m
in
Bła
szczy
k
qB
= 1
0
(100
)
Rein
hold
q1
51 =
100
dm
3s
ha
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n p
oacutełn
ocn
o-z
acho
dn
i
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n c
entr
aln
y
Lam
bor
- W
rocł
aw
Lic
zn
ar-
Łom
oto
wsk
i
- W
rocł
aw-S
wojc
zyce
Ko
tow
ski
-Ka
źm
iercza
k
mod
el f
izyk
aln
y
- W
rocł
aw-
Str
acho
wic
e
Ko
tow
ski-
Kaźm
ierc
zak
mo
del
pro
bab
ilis
tycz
ny
- W
rocł
aw-
Str
ach
ow
ice
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
C = 1
10 100 125 050 050 118 127 147 138
15 100 130 050 050 121 128 149 140
30 100 127 050 050 123 125 148 141
60 100 115 050 050 123 119 144 140
120 100 098 050 050 121 117 139 138
180 100 087 050 050 107 120 136 137
C = 2
10 100 129 122 146 124 136 158 144
15 100 134 125 149 127 146 160 149
30 100 131 127 149 129 142 159 153
60 100 118 146 146 130 119 155 153
120 100 101 139 139 128 112 149 150
180 100 090 130 130 127 125 145 148
C = 5
10 100 131 128 157 144 138 146 130
15 100 136 132 161 148 141 150 139
30 100 133 134 161 150 131 149 144
60 100 120 157 157 150 113 145 144
120 100 102 149 149 149 106 139 141
180 100 091 138 138 147 113 136 138
C = 10
10 100 130 120 148 115 125 132 117
15 100 135 124 152 117 128 135 125
30 100 132 126 152 119 135 134 131
60 100 119 148 148 119 132 130 131
120 100 101 140 140 118 105 126 128
180 100 090 130 130 117 067 123 125
UWAGI
Przewyższenia qqB są ogoacutelnie roacuteżne w roacuteżnych zakresach t i C - sięgają nawet 60
Przeciętnie są na poziomie o 40 większym
Dla C = 1 rok model Bogdanowicz-Stachy zaniża wyniki o 50 - nawet względem modelu
Błaszczyka
WNIOSEK
Wynika stąd pilna konieczności zastąpienia modelu Błaszczyka (z 1954 r) w wymiarowaniu
systemoacutew kanalizacyjnych w Polsce wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych ndash w
tym o zasięgu lokalnym na podstawie ktoacuterych możliwe byłoby w przyszłości opracowanie
szczegoacutełowego atlasu opadoacutew w Polsce - na wzoacuter atlasu KOSTRA w Niemczech
72
7 DOTYCHCZASOWE METODY WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ
71 METODY CZASU PRZEPŁYWU
711 ZASADY OBLICZENIOWE MCP
Zjawisko opad-odpływ w danej zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem złożonym i
trudnym do uogoacutelnienia Proces spływu woacuted opadowych można podzielić na 3 fazy
tworzenia spływu
koncentracji terenowej
odpływu kanałowego
Tworzenie spływu obejmuje procesy fizyczne takie jak zwilżanie wypełnianie zagłębień
terenu parowanie i wsiąkanie w grunt poprzedzające przekształcenie opadu w efektywny
spływ powierzchniowy Część opadu ktoacutera nie tworzy spływu określa się jako straty
Wielkość efektywnego spływu powierzchniowego zależy od wielu czynnikoacutew takich jak
rodzaj i stopień uszczelnienia (utwardzenia) powierzchni
nachylenie terenu (powierzchni przepuszczalnych i nie przepuszczalnych)
natężenie deszczu i czas jego trwania
rodzaj gruntu i pokrycie roślinnością powierzchni przepuszczalnych
wilgotność i temperatura powietrza
Koncentracja terenowa obejmuje przekształcenie powierzchniowo rozdzielonego opadu
efektywnego w powstający w najniższym punkcie rozpatrywanej zlewni hydrogram odpływu
Odgrywają przy tym rolę procesy spływu na powierzchni (przesunięcie w czasie) i efekty
opoacuteźniające (retencja terenowa)
Odpływ w kanałach podlega roacutewnież efektom przesunięcia w czasie i retencji min w
wyniku istnienia oporoacutew przepływu (spowodowanych chropowatością ścian kanałoacutew na
zwilżonym obwodzie) jak i wypełnianiem się kanałoacutew do przepływu obliczeniowego
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej (wraz z obiektami) opiera
się z konieczności na szeregu założeniach upraszczających Mianowicie zakłada się że
dana zlewnia (F) zasilana jest deszczem o stałym natężeniu - opad blokowy
rozdział powierzchniowy opadu jest roacutewnomierny - zlewnia homogeniczna
- woacutewczas uzyskuje się największy miarodajny do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych
odpływ woacuted deszczowych (Qm) przy czasie trwania deszczu (td) roacutewnym czasowi spływu
woacuted ze zlewni
73
Rys 71 Schemat zlewni deszczowej o powierzchni F
(Qm - miarodajny do wymiarowania kanału strumień objętości)
Ogoacutelny wzoacuter wyjściowy na miarodajny odpływ woacuted deszczowych Qm (w dm3s) ze
zlewni
FqQm (71)
gdzie
q - natężenie jednostkowe deszczu q = q(td C H) dm3s ha
φ - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) -
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego -
F - powierzchnia zlewni ha
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia (φ) zwany też wspoacutełczynnikiem redukcji natężenia deszczu
związany jest z czasem spływu woacuted deszczowych od najdalszego punktu zlewni do przekroju
obliczeniowego Zależy od wielu czynnikoacutew (opoacuteźnienia i retencji) tj głoacutewnie od czasoacutew
przepływu w kanale (tp) oraz koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr)
Wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego (ψ) ujmuje stosunek wielkości spływu woacuted
opadowych Qsp ze zlewni o powierzchni F do wielkości opadu Qop w tej zlewni
1op
sp
Q
Q (72)
Wartość wspoacutełczynnika spływu zależy głoacutewnie od rodzaju zagospodarowania
(uszczelnienia) terenu zlewni ale także od spadkoacutew powierzchni oraz natężenia i czasu
trwania deszczu
W wymiarowaniu kanalizacji oblicza się zastępczy ndash tj średni ważony wspoacutełczynnik
spływu dla zlewni cząstkowej (podzlewni) przyporządkowanej do danego odcinka kanału
F
F
F
F
FFF
FFF zr
n
i
i
n
i
ii
n
nn
1
1
21
2211
)(
(73)
gdzie
ψi - wspoacutełczynnik spływu (i-tej) powierzchni składowej podzlewni kanału -
Fi - (i-ta) powierzchnia składowa podzlewni F ha
74
Spływ powierzchniowy pochodzi ze zlewni zredukowanej - o roacutewnoważnej szczelnej
powierzchni - Fzr Stąd powierzchnia zredukowana zlewnipodzlewni kanału wyniesie
FFzr (74)
UWAGA W projektowaniu odwodnień terenoacutew w Polsce wspoacutełczynnik spływu ψ
utożsamiany był błędnie ze stopieniem uszczelnienia powierzchni zlewni - niezależnie od
spadkoacutew terenu a zwłaszcza od natężenia deszczu miarodajnego (q(t C))
Wartość wspoacutełczynnika spływu (ψi) danej powierzchni cząstkowej (Fi) zlewni deszczowej
przyjmowano błędnie w zależności od rodzaju pokrycia (uszczelnienia) terenu
Gdy znane były szczegoacutełowe plany zagospodarowania przestrzennego terenoacutew
dachy szczelnehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]95090[
drogi asfaltowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]900850[
bruki kamienne klinkierowe helliphelliphelliphelliphelliphellip ]850750[
drogi tłuczniowehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]600250[
drogi żwirowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]300150[
parki ogrody łąki zieleńce helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]10000[
Gdy brak było szczegoacutełowych planoacutew zagospodarowania przestrzennego miast
zabudowa zwarta helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]7050[
zabudowa luźna helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]5030[
zabudowa willowahelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]3020[
powierzchnie niezabudowanehelliphelliphelliphelliphelliphellip ]2010[
parki i duże obszary zieleni helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]1000[
Edel (w 2002 roku) zaproponował uzależnianie wartości wspoacutełczynnika spływu
dodatkowo od spadkoacutew powierzchni co przedstawiono w tabeli 71
Tab 71 Wartości wspoacutełczynnika spływu w zależności od rodzaju i spadku powierzchni wg Edela
Rodzaj powierzchni
zagospodarowanie
terenu
Spadek powierzchni []
05 10 25 50 75 100
Wartość wspoacutełczynnika spływu ψ
Dachy 085 090 096 098 099 100
Bruki szczelne 070 072 075 080 085 090
Bruki zwykłe 050 052 055 060 065 070
Aleje spacerowe 020 022 025 030 035 040
Parki i ogrody 010 012 015 020 025 030
Grunty rolne 005 008 010 015 020 025
Lasy 001 002 004 006 010 015
Zabudowa zwarta 080 082 085 090 095 100
Zabudowa luźna 060 062 065 070 075 080
Zabudowa willowa 040 042 045 050 055 060
75
Był to już pewien postęp metodyczny Nadal jednak nie uwzględniano wpływu natężenia
opadoacutew deszczu (o danej częstości występowania) na wartość wspoacutełczynnika spływu co
proponuje się obecnie (w rozdziale 83 [1]) w metodzie MMN - na wzoacuter niemieckiej MWO
(wg rozdziału 731 [1])
Norma PN-EN 752 z 2008 r podaje tutaj ogoacutelne graniczne wartości
ψ = 10 dla dachoacutew o powierzchni F lt 100 m2 i ψ = 05 dla dachoacutew żwirowych i z
zielenią ekstensywną o F gt 1 ha
ψ = 09divide10 dla powierzchni nieprzepuszczalnych i stromych dachoacutew
ψ = 0divide03 dla powierzchni przepuszczalnych
W przypadku stromych dachoacutew oraz przy występowania dużych powierzchni pionowych
(wysokich budynkoacutew) wielkość powierzchni nieprzepuszczalnych należy zwiększyć do 30
UWAGA Należy zdawać sobie sprawę z faktu że w wraz z rozwojem miast w efekcie
postępującego doinwestowania terenoacutew rośnie wartość wspoacutełczynnika spływu w skutek
wzrostu stopnia uszczelnienia powierzchni (zabudowy terenoacutew)
712 WYBOacuteR CZASU TRWANIA DESZCZU MIARODAJNEGO
Po przyjęciu określonej częstości C występowania deszczu obliczeniowego (z tab 11 wg
PN-EN 752) pojawiania się pytanie jakie jest miarodajne natężenie deszczu (qm - zależnie od
miarodajnego czasu jego trwania - tdm) - do zwymiarowania kanału w konkretnym węźle
obliczeniowym
Rys 72 Zależność (typu IDF) natężenia deszczu q od czasu trwania td
dla danej częstości C występowania
Ogoacutelnie Każdemu przekrojowi (x) kanału na jego trasie (rys 73) odpowiada inny czas
spływu deszczu a zatem inna wartość qm(tdm) jest miarodajna do zwymiarowania kanału w
kolejnym przekroju (x+1)
Im dalszy przekroacutej obliczeniowy tym dłuższy czas spływu i tym mniejsze są wartości qm (dla
danej częstości C ndash rys 72)
Rys 73 Idea wymiarowania kanałoacutew w poszczegoacutelnych węzłach obliczeniowych zlewni deszczowej
76
W przekroju x kanału obliczeniowy strumień objętości Qm zapisać można jako
zrdmmzrxm FtqFqQ )(
(76)
gdzie
qm(tdm) = qφ - miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane natężenie deszczu
Dla ideowej - modelowej zlewni deszczowej o F = Fzr (rys 75) zostaną rozpatrzone 3
przypadki związane z czasem trwania deszczu (td) w relacji do czasu przepływu (tp) w kanale
deszczowym (A-B) ndash od początku zlewni (punktu A) do przekroju obliczeniowego (punktu
B)
I przypadek td gt tp Q max 1
II przypadek td lt tp Q max 2
III przypadek td = tp Q max 3
Okaże się że dla td = tp qm(B) Qm(B) ndash strumień ten będzie największy
Rys 74 Przykładowa krzywa natężenia deszczu o częstości występowania C
Z krzywej deszczu (rys 74) o danej częstości występowania (C) ustalono następujące
natężenia jednostkowe
dla tdm 1 gt tp q1
dla tdm 2 lt tp q2
dla tdm 3 = tp q3
Rys 75 Schemat ideowy modelowej zlewni deszczowej (F = Fzr) kanału A - B
77
I przypadek td gt tp
Dla modelowej zlewni deszczowej kanału A-B (rys 75) gdy td gt tp = t3
- po czasie t1 do punktu B spłynie deszcz z powierzchni F1 o strumieniu 111 qFQ
- po czasie t2 1212 )( qFFQ
- a po czasie t3 = tp 1max13213 )( QqFFFQ - cała zlewnia (Fzr) objęta będzie spływem
deszczu o stałym natężeniu (q1) ndash co zobrazowano na rys 76
Rys 76 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td gt tp = t3
II przypadek td lt tp
Na przykład gdy td = t2 lt tp = t3 woacutewczas 211
qFQ oraz 2max2212
)( QqFFQ
Ponieważ q2 gt q1 pomimo że deszcz nie objął całej zlewni to najczęściej Qmax 2 gt Qmax 1
(rys 77)
Rys 77 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td lt tp = t3
78
III przypadek td = tp
Dla td = tp = t3 woacutewczas311
qFQ 3212
)( qFFQ i 3max33213
)( QqFFFQ
Ponieważ q1 lt q3 lt q2 a deszcz obejmuje całą zlewnię to przepływ Qmax 3 w punkcie B
będzie największy (rys 78)
Rys 78 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td = tp = t3
Tak więc gdy maxmpd Qtt - co jest podstawą wyjściową dotychczasowych
metod (tzw metod czasu przepływu) wymiarowania kanalizacji w wielu krajach świata
metody wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) - w krajach niemieckojęzycznych
rational method - w krajach anglojęzycznych
metody granicznych natężeń (MGN) ndash dotychczas stosowanej w Polsce
metody maksymalnych natężeń (MMN) ndash proponowanej do stosowania w Polsce [1]
72 METODA GRANICZNYCH NATĘŻEŃ (MGN)
721 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MGN
W MGN przyjmowano że miarodajny strumień objętości ściekoacutew deszczowych (Qm) w
rozpatrywanym przekroju kanału występuje z pewnym opoacuteźnieniem w stosunku do momentu
rozpoczęcia opadu (co jest prawdą ale tylko po okresie suchej pogody ) o czas niezbędny
na
tk - koncentrację terenową - zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności teren i
dopływ po powierzchni do kanału (poprzez wpust deszczowy)
tr - retencję kanałową - wypełnianie się kanału od wysokości bdquo0rdquo do wysokości
wypełnienia obliczeniowego h(Qm)
tp - przepływ w kanale - od początku kanału do przekroju obliczeniowego
79
Tak więc w MGN oproacutecz opoacuteźnienia (redukcji) odpływu związanego z czasem przepływu
(tp) uwzględniano dodatkowo czasy opoacuteźnienia-retencji tk i tr ndash dodatkowo redukujące
wartość natężenia jednostkowego opadoacutew stąd dla
)()()( pmdmmdmprkdmd tQtQtqttttt (77)
gdzie FtqtQ dmdmm )()( (78)
lub FtqtQ pdmm )()( (79)
UWAGA Należy podkreślić że założenie wyjściowe metody MGN jest poprawne jedynie w
przypadku opadu deszczu występującego po długim okresie suchej pogody
Ponieważ opady kryterialne do wymiarowania kanałoacutew deszczowych - o częstości C = 1divide10
lat występują z reguły w okresach długotrwałej mokrej pogody założenie to prowadzi do
niedowymiarowania średnic kanałoacutew bowiem miarodajny strumień objętości ściekoacutew
deszczowych Qm(tdm) jest woacutewczas zawsze mniejszy od Qm(tp) ndash wg relacji (77)
Zostało to wykazane w podręczniku [1] (w II wydaniu z 2015 roku w rozdz 85) na
przykładach wymiarowania i modelowania działania kanalizacji
Czas koncentracji terenowej - tk
Czas koncentracji terenowej zależy głoacutewnie od rodzaju i stopnia uszczelnienia terenu
spadkoacutew powierzchni oraz natężenia deszczu ale także pośrednio od gęstości zabudowy czy
rozmieszczenia wpustoacutew deszczowych na trasie kanału itp
Jest to czas niezbędny na zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności terenu
(- jedynie po okresie suchej pogody) jak i sam dopływ po powierzchni do wpustu
deszczowego i dalej przykanalikiem do kanału
W MGN wg WTP z 1965 r uśredniony czas tk - w warunkach miejskich należało
przyjmować od 2 do 10 minut
Według bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w aglomeracjach
miejsko - przemysłowych i dużych miastachrdquo z 1984 r zmniejszono zalecane czasy
koncentracji terenowej tk z 2divide10 minut do 2divide5 minut (tab 71)
Tab 71 Dotychczas zalecane prawdopodobieństwa (zamiennie częstości) występowania deszczu
miarodajnego do projektowania kanalizacji w Polsce
Lp
Warunki terenowe w zlewni deszczowej
Prawdopodobieństwo p (częstość C)
występowanie opadoacutew dla kanalizacji
Czas
koncentracji
terenowej
tk min
- deszczowej
- ogoacutelnospławnej
1 Kanały boczne w płaskim terenie 100 (C = 1 rok) 50 (C = 2 lata) 10 (5)
2 Kolektory kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 2
50 (C = 2 lata) 20 (C = 5 lat) 5 (2)
3 Kolektory w głoacutewnych ulicach o trwałych
nawierzchniach kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 4
20 (C = 5 lat) 10 (C = 10 lat) 2
80
4 Szczegoacutelnie niekorzystne warunki terenowe
(niecki o utrudnionym odpływie zbocza
głębokie piwnice przy gęstej zabudowie)
10 (C = 10 lat) 5 (C = 20 lat) 2
5 Rowy otwarte w obrębie miast 10 (C = 10 lat) 2 (C = 50 lat) 2
wartości zalecane wg bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych helliprdquo z 1984 r
wartości zalecane do projektowania przepustoacutew pod torami kolejowymi w wojewoacutedztwie dolnośląskim
Prawdopodobieństwo p (lub zamiennie częstość C) pojawiania się deszczu miarodajnego
było przyjmowane w dostosowaniu do zalecanych woacutewczas standardoacutew ochrony terenoacutew
przed wylaniami ndash odrębnych dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
wartości tk Czas tk powiększa bowiem czas trwania deszczu a więc redukuje natężenie q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN wg zależności
Qm(tdm) lt Qm(td = tp)
2 W przypadku serii występujących po sobie intensywnych opadoacutew wartość tk jest znikomo
mała
3 Koncentracja terenowa jest pomijana w niemieckich metodach czasu przepływu
wymiarowania kanalizacji deszczowej
Czas retencji kanałowej - tr
W okresie braku opadoacutew kanały deszczowe są prawie puste Płyną jedynie wody
przypadkowe najczęściej infiltracyjne Czas wypełniania się kanałoacutew do wysokości
obliczeniowej h(Qm) tj wypełnienia normalnego hn(Qm) w ruchu roacutewnomiernym w MGN
wyrażano w procentach czasu przepływu tp ściekoacutew - od początku sieci do przekroju
obliczeniowego Czas ten szacowany był na
tr = (14 divide 20) tp (711)
Wg zaleceń WTP z 1965 r w MGN należało przyjmować wartość tr w wysokości aż 20
czasu tp czyli tr = 02tp
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
czasu retencji kanałowej bowiem wartość tr znacznie redukuje natężenie deszczu q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN
2 W przypadku wystąpienia serii intensywnych opadoacutew czas tr ma małą wartość ndash kanały są
częściowo wypełnione po poprzednim opadzie
3 Czas tr jest pomijany w obliczeniach kanalizacji metodami czasu przepływu stosowanymi
w Niemczech (MWO MZWS) gdzie przyjmuje się td = tp
81
722 TOK OBLICZEŃ W WYMIAROWANIU KANAŁOacuteW wg MGN
Czas przepływu ściekoacutew tp (w minutach) w kanale A-B (wg rys 79) - od jego początku
(A) do przekroju obliczeniowego (B) określa się z wzoru
60
Lt p (712)
znając długość kanału L (w m) i zakładając prędkość przepływu υ (w ms)
Przykład
Dla danych Qm(B) i projektowanego spadku dna kanału ik dobieramy przekroacutej (np
średnicę) kanału i ustalamy wypełnienie h( ) oraz prędkość υ( ) przepływu - z
nomogramoacutew lub ze wzoroacutew (Qm(B) ik h( ) υ( ))
Rys 79 Schemat zlewni deszczowej do doboru średnicy (wymiaru) kanału A-B
Ponieważ do obliczenia strumienia objętości Qm(B) potrzebny jest rzeczywisty czas
przepływu tp toteż doboacuter wymiaru kanału z określeniem wypełnienia oraz prędkości
przepływu prowadzi się iteracyjnie
W pierwszym przybliżeniu zakładano bdquodowolnąrdquo prędkość przepływu np υz(1) = 10 ms i
obliczano czas przepływu tp(1) = L60υz(1) a następnie wyznaczano miarodajny czas trwania
deszczu tdm(1) z ogoacutelnej postaci wzoru
krpdm tttt (713)
W MGN podstawiano za tr = 02tp
kpkppdm tttttt 2120 (714)
stąd
kkdm tL
tLL
t 60
2160
2060
(715)
Dalej (w 1 przybliżeniu) obliczano natężenie deszczu miarodajnego q(tdm)(1) (z wzoru
Błaszczyka) i strumień objętości Qm(tdm)(1) oraz dobierano wymiar kanału (przy spadku ik) i
ustalano jego wypełnienie h(1) oraz bdquorzeczywistąrdquo prędkość przepływu υrz(1)
W 2 przybliżeniu dla nowej założonej prędkości υz(2) = υrz(1) obliczano nowe czasy tp(2) i
tdm(2) oraz strumienie q(tdm)(2) i Qm(tdm)(2) Dla dobranego już kanału ustalano nowe wartości
82
h(2) oraz υrz(2) Obliczenia należało prowadzić do momentu aż prędkość rzeczywista w n-tym
przybliżeniu υrz(n) dla Qm(n) w dobranym kanale o wypełnieniu h(n)( ) nie roacuteżniła się więcej
niż plusmn 01 ms od υrz(n-1)
Dla kanału złożonego z wielu odcinkoacutew czas tp był sumowany - od początku kanału do
ostatniego przekroju obliczeniowego woacutewczas
kpdm ttt 21 (716)
Minimalny czas trwania deszczu miarodajnego przyjmowano w MGN roacutewny
tdm min = 10 min
- co oznaczało w praktyce że bdquokroacutetkierdquo kanały - na początkowych odcinkach sieci gdzie tdm le
10 minut były wymiarowane na stały opad q10(C) tj dla tdm = 10 minut
Łatwo wykazać że dla tdm = 10 minut czas przepływu będzie wynosił tp = 417 minut dla
tk = 5 minut oraz tp = 667 minut dla tk = 2 minuty
W MGN miarodajne jednostkowe natężenie deszczu q(tdm) (w dm3s ha) obliczano z
nieaktualnego już wzoru Błaszczyka postaci
32
3 26316)(
dm
dmt
CHtq (717)
gdzie
tdm - czas trwania deszczu miarodajnego tdm = tp + tr + tk min
H - wysokość opadu normalnego (średniego z wielolecia) mm
C - częstość występowania deszczu lata
724 METODA UPROSZCZONA ndash STAŁYCH NATĘŻEŃ (MSN)
Do wymiarowania kanalizacji deszczowej stosowana była też mniej pracochłonna ndash
bardzo uproszczona metoda zwana metodą stałych natężeń (MSN) mająca jednak
ograniczone zastosowanie - do projektoacutew wstępnych i do zlewni o F le 50 ha
Nie wyznaczano tutaj czasu trwania deszczu miarodajnego a natężenie deszczu
redukowano najczęściej funkcją uwzględniającą przyrost powierzchni zlewni (F)
Wzoacuter do obliczania miarodajnego strumienia Qm (w dm3s) w MSN ma postać
zrIICm FqQ )(10 (723)
gdzie
q10C - natężenie jednostkowe deszczu o czasie trwania tdm = 10 minut dla danej częstości
występowania C lat (w dm3s ha) obliczane z wzoru (717) Błaszczyka postaci
83
constAA
t
CHq
dm
C 64410
6316667032
3 2
10 (724)
φ(II) - wspoacutełczynnik redukcji natężenia deszczu (oznaczony w MSN indeksem II - dla
odroacuteżnienia od MGN) obliczany najczęściej z formuły Buumlrkli-Ziglera w
zależności od wielkości powierzchni zlewni dla F ge 10 ha
nII
F
1)( (725)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
n - parametr zależny od spadkoacutew powierzchni terenu i kształtu zlewni -
Dla przeciętnych warunkoacutew terenowych gdy spadek terenu warunkował prędkość
przepływu w kanałach rzędu 12 ms a długość zlewni była około dwa razy większa niż jej
szerokość zalecano dawniej przyjmowanie (intuicyjnie) n = 6 Dla spadkoacutew mniejszych i
zlewni wydłużonych n = 4 a dla spadkoacutew większych i zlewni zwartych n = 8
UWAGA metoda stałych natężeń (MSN) jako uproszczona i nie należąca do tzw
metod czasu przepływu w świetle zaleceń PN-EN 7522008 nie powinna być stosowna
do wymiarowania kanalizacji deszczowej
725 OSOBLIWOŚCI OBLICZENIOWE W MGN
MGN bdquosprawdzała sięrdquo w przypadkach tzw zlewni regularnych tj o zbliżonych
wartościach parametroacutew podzlewni cząstkowych w innych przypadkach prowadziła do
błędnych wynikoacutew
Konieczne było więc wykonywanie obliczeń sprawdzających tj poroacutewnań aktualnie
obliczanej wartości Qm(x) - w węźle (przekroju) niżej położonym względem obliczonej już
wartości Qm(x-1) - w węźle (przekroju) wyżej położonym W zlewni regularnej zawsze
Qm(x) ge Qm(x-1) (726)
W przypadku gdy Qm(x) lt Qm(x-1) - do wymiarowania dolnego odcinka kanału należało
przyjmować większą wartość strumienia tj Qm(x-1) - z goacuternego odcinka
Dotyczy to głoacutewnie przypadkoacutew
zlewni o roacuteżniących się znacznie parametrach podzlewni (Fi ψi li iihellip)
występowania kanałoacutew tranzytowych
połączeń w węźle kilku kanałoacutew
Przykład zlewni regularnej kanału A-B-C przedstawiono poglądowo na rys 712
84
Rys 712 Schemat zlewni regularnej kanału deszczowego A-B-C (Fc ψsr = Fzr c Fc = F1 + F2)
Cechy szczegoacutelne przykładowej zlewni regularnej
kanał A-B-C złożony jest z dwoacutech odcinkoacutew o podobnych długościach l1 + l2 = l
podzlewnie deszczowe F1 i F2 są podobnej wielkości
wspoacutełczynniki spływu ψ1 i ψ2 są podobnej wartości
spadki terenu czy dna kanałoacutew i1 i i2 są podobnej wartości
Dla zlewni regularnej
QmC gt QmB
)(1)(2 BC DD
Przykłady obliczeń zlewni nieregularnych ndash konieczne sprawdzenia Qm w węzłach
Nieregularność zlewni powodowana jest najczęściej znacznymi roacuteżnicami wielkości
powierzchni cząstkowych zlewni (Fi) bądź wspoacutełczynnikoacutew spływu (ψi) na wymiarowanych
odcinkach (i) kanału lecz nie tylko
Nieregularność może być też wywołana znacznymi roacuteżnicami wartości takich parametroacutew
kanału jak długość i spadek dna a więc związanych z czasem przepływu (tp)
Dla przykładu w podręczniku [1] rozpatrzone zostały cztery klasyczne przykłady
występowania zlewni nieregularnych - zwanych także wspoacutełzależnymi tj wzajemnie
oddziaływującymi na siebie Poniżej omoacutewiono dwa najczęstsze przypadki (I i IV)
Przykład I 21
Rys 713 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 gtgt ψ2
zrmm FqQ - strumień zwiększa się
pomimo że maleje qm ale szybciej rośnie Fzr
średnice kanałoacutew nie mogą maleć
wraz ze wzrostem długości kanału
85
Wymiarowanie w przekroju B (odcinka A-B o długości l1 ndash rys 713)
1
1
1 )()(60
zrdmBmBdmBdmBpAB FtqQtqtl
t
Wymiarowanie w przekroju C (odcinka B-C o długości l2)
2
2
60
lt pBC )()()( 21 zrzrdmCmCdmCdmCpACpBCpABp FFtqQtqttttt
Sprawdzenie relacji wynikoacutew obliczeń strumieni QmB i QmC
- jeżeli QmB gt QmC to odcinek B-C wymiarujemy na strumień QmB Ma to miejsce zawsze
woacutewczas gdy pACpAB tt i jednocześnie 21 zrzr FF
Uzasadnienie hipotezy wg rys 714
Rys 714 Wpływ relacji tpAB ltlt tpAC i Fzr1gtgt Fzr2 na wynik obliczeń strumieni QmB i QmC
Przykład IV Połączenie dwoacutech kanałoacutew w węźle
Założenie wyjściowe tp1 ltlt tp2 - wg rys 718
86
Rys
718 Schemat zlewni nieregularnej wywołanej połączeniem kanałoacutew węźle C gdy tp1 ltlt tp2
Kanał A-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmAC - dla czasu przepływu tp2
Kanał B-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmBC - dla czasu przepływu tp1
Kanał C-D wymiarujemy na strumień miarodajny dla węzła D - największy z 4 możliwych
1) dla sumy czasoacutew tp2 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 + Fzr3 (najczęściej w praktyce)
2) dla sumy czasoacutew tp1 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 + Fzr3 (sprawdzenie)
3) dla czasu tp2 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 (sprawdzenie)
4) dla czasu tp1 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 (sprawdzenie)
Aby obliczyć Frsquozr2 (do sprawdzeń 2 i 4) należy określić położenie punktu Arsquo tak aby
czas przepływu od Arsquo do C był roacutewny tp1 tzn długość odcinka ArsquoC = tp1 2 Zakładając
proporcjonalny do długości kanału przyrost powierzchni zlewni
2
2
zr
zr
F
F
AC
CA (727)
Otrzymamy
AC
FCAF zr
zr2
2
(728)
87
73 METODA WSPOacuteŁCZYNNIKA OPOacuteŹNIENIA
731 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MWO
W metodzie wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) stosowanej w Niemczech pomija się
czasy retencji terenowej i kanałowej - czyli td = tp Wyznaczone w ten sposoacuteb spływy woacuted
deszczowych (Qm) są większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
W MWO miarodajny odpływ deszczu Qm dla td = tp określa się (w dm3s) z wzoroacutew [1]
- dawniej
FCtqQ sdm )(115 (729)
- obecnie (od 1999 r)
FCtqQ sdm )( (730)
gdzie
q151 - wzorcowe natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania td = 15 minut i
częstości występowania C = 1 rok przyjmowane dawniej jako średnie dla
Niemiec q151 = 100 dm3s ha Obecnie ustalane jest indywidualnie dla każdej
miejscowości z atlasu KOSTRA q151 [90 170] dm3s ha
(tdC) - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) dla czasu trwania
deszczu td (w minutach) i częstości wystąpienia C (w latach)
368409
38)( 4
C
tCt
d
d (731)
q(tdC) - miarodajne (maksymalne) natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu
trwania td = tp i częstości występowania C obecnie ustalane na podstawie
krzywych IDF z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej miejscowości
ψs - szczytowy wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany w zależności od
stopnia uszczelnienia powierzchni grupy nachylenia terenu i natężenia
wzorcowego deszczy (q15C) -
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
Stąd miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane jednostkowe natężenie
deszczu (wg bdquostaregordquo wzoru (729)) Reinholda
)36840(9
38)( 4
115115
Ct
qCtqd
d (732)
Dla q151 = 100 dm3s ha z (732) otrzymamy obliczeniowe natężenia deszczy zależne od C
o q152 = 130 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 2 lata ((tdC) = 1300)
o q155 = 180 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 5 lat ((tdC) = 1784)
o q1510 = 225 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 10 lat ((tdC) = 2232)
88
W tabeli 74 podano pomocne w obliczeniach miarodajnego do wymiarowania
kanalizacji zredukowanego natężenia deszczu (wg Reinholda) wartości wspoacutełczynnika
opoacuteźnienia (tdC) w zależności od czasu trwania td i częstości deszczy obliczeniowych C
Tab 74 Wartości wspoacutełczynnika (tdC) dla roacuteżnych czasoacutew trwania
i częstości deszczy obliczeniowych wg ATV A-118 cytowane w [1]
Czas trwania
deszczu
td minuty
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (tdC)
dla deszczu o czasie td i częstości C
C = 20 lat C = 10 lat C = 5 lat C = 2 lata C = 1 rok
5 4740 3827 3059 2228 1714
6 4424 3572 2855 2079 1600
7 4148 3348 2676 1949 1500
8 3904 3151 2519 1835 1412
9 3687 2976 2379 1733 1333
10 3493 2820 2254 1642 1263
11 3318 2679 2141 1559 1200
12 3160 2551 2039 1485 1143
13 3016 2435 1947 1418 1091
14 2885 2329 1862 1356 1043
15 2765 2232 1784 1300 1000
16 2654 2143 1713 1248 0960
18 2458 1984 1586 1155 0889
19 2370 1913 1529 1114 0857
20 2288 1847 1477 1076 0828
30 1702 1374 1098 0800 0615
40 1354 1093 0874 0637 0490
60 0962 0776 0621 0452 0348
80 0746 0602 0481 0350 0270
100 0609 0492 0393 0286 0220
120 0514 0415 0332 0242 0186
150 0417 0337 0269 0196 0151
Najkroacutetsze miarodajne czasy trwania deszczu (td min) przyjmowane są w MWO w
zależności od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni ndash wg tab 75
Tab 75 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w MWO w zależności
od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni wg ATV A-118 cytowanej w [1]
Średni spadek
terenu Stopień
uszczelnienia
Minimalny czas
trwania deszczu
Deszcz
obliczeniowy
lt 1 le 50 15 minut q15C
gt 50 10 minut
q10C 1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut q5C
89
Wartość wspoacutełczynnika spływu szczytowego zależy głoacutewnie od stopnia uszczelnienia
zlewni i spadkoacutew powierzchni terenu oraz od natężenia deszczu (tab 76)
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) dla roacuteżnych natężeń i częstości deszczy
obliczeniowych (q15C) o czasie trwania 15 minut w zależności od grupy spadkoacutew terenu (it)
oraz stopnia uszczelnienia (ψ) wg ATV A-118 cytowanej w [1]
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań wspoacutełczynnika s
() natężenia q15C = 100 130 180 i 225 dm3s ha odpowiadają odpowiednio C = 1 2 5 i 10 lat
Zasady doboru kanałoacutew deszczowych i ogoacutelnospławnych w MWO
W projektowaniu wymiaroacutew kanałoacutew deszczowych bądź ogoacutelnospławnych według ATV
A-118 zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli wyznaczony strumień
miarodajny (Qm) przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
obliczanej wg metody opartej na wzorze Prandtla-Colebrooka (w Polsce nazywanego wzorem
Colebrooka-Whitersquoa)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
- hD le 075 - w przypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
- hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych
Przestrzeganie tych zaleceń prowadzi więc do uzyskania większej pewności poprawnego
pod względem hydraulicznym działania grawitacyjnego kanału jak i stworzenia dodatkowej
rezerwy bezpieczeństwa na przyszłościowy rozwoacutej czy też na wypadek jego przeciążenia
podczas intensywniejszych niż obliczeniowe opady
Należy zdawać sobie sprawę z faktu że wraz z postępującym uszczelnienia powierzchni
zlewni deszczowych miast rośnie wartość spływu powierzchniowego
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Grupy spadkoacutew terenu
1) it le 1 2) 1 lt it le 4 3) 4 lt it le 10 4) it gt 10
Wzorcowe natężenie deszczu q15C - w dm3s ha ()
100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225
0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
90
UWAGA W Polsce utrwalił się błędny sposoacuteb wymiarowania kanałoacutew deszczowych bądź
ogoacutelnospławnych - do całkowitego wypełnienia przekroju tj praktycznie bez pozostawienia
odpowiedniej rezerwy bezpieczeństwa
732 OSOBLIWOSCI OBLICZENIOWE W MWO
Procedura wymiarowania hydraulicznego kanalizacji wg MWO jest podobna jak w MGN
Ogoacutelnie dla każdego przekroju obliczeniowego kanału (węzła x sieci) wyznacza się
miarodajny czas trwania deszczu (td) odpowiadający sumarycznemu czasowi przepływu (tp)
w kanałach (sieci) wyżej położonych
Dla bardzo zroacuteżnicowanych powierzchni cząstkowych zlewni pod względem kształtu
spadkoacutew terenu czy wspoacutełczynnikoacutew spływu szczytowego występowanie zlewni
wspoacutełzależnych (oddziałujących na siebie) ndash czyli nieregularnych jest często spotykane
Rys 719 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 ltlt ψ2
Przykładowo dla zlewni przedstawionej na rys 719 - gdy ψs1 ltlt ψs2 i Fzr1 ltlt Fzr2 uzyska
się w MWO największy miarodajny strumień w węźle C przy pominięciu zlewni F1 i wy-
znaczeniu parametroacutew deszczu tylko dla zlewni cząstkowej F2 (zwłaszcza gdy tp1 gtgt tp2 -
uzasadnienie hipotezy analogiczne jak na rysunku 716 w [1])
Pomimo mniejszej zlewni całkowitej uzyskuje się w tym przypadku większy
obliczeniowy strumień ponieważ z przyczyny kroacutetszego czasu przepływu wspoacutełczynnik
opoacuteźnienia odpływu (czyli redukcji natężenia deszczu) (tdC) ma woacutewczas wyższą wartość
niż dla sumarycznego czasu przepływu
W przypadku połączenia dwoacutech kanałoacutew (jak na rysunku 718) jeżeli w wyniku
oddzielnego wymiarowania tych kanałoacutew otrzymamy zależność
1
2
29
m
p
m Qt
Q (734)
gdzie
Qm1 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Qm2 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o dłuższym czasie przepływu tp2
to za miarodajny (skorygowany) strumień objętości (Qms) po połączeniu tych kanałoacutew
uznajemy wynik z wzoru
91
)(2
1
211
p
p
mmmst
tQQQ (735)
gdzie
φ1 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Do dalszego toku obliczeń przyjmuje się woacutewczas kroacutetszy czas przepływu (tp1) oraz przepływ
skorygowany za pomocą wzoru (735)
Gdy warunek (734) nie jest spełniony to do obliczenia miarodajnego skorygowanego
strumienia (Qms) stosujemy wzoacuter
)( 212 mmms QQQ (736)
gdzie
φ2 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o dłuższym czasie przepływu tp2
W przypadku połączenia większej liczby (n) kanałoacutew o zroacuteżnicowanych czasach
przepływu (tpi) należy wyznaczyć skorygowany - średni ważony czas przepływu tps z wzoru
n
mi
n
mipips QQtt11
(737)
Wartość wspoacutełczynnika opoacuteźnienia odpływu φ w dalszych obliczeniach sieci ustala się na
podstawie tak uśrednionego czasu przepływu tps w węźle połączeniowym kanałoacutew
8 WSPOacuteŁCZESNE STANDARDY ODWODNIENIA
TERENOacuteW ZURBANIZOWANYCH
81 WYMAGANIA DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby dla każdego intensywnego opadu deszczu w wieloleciu
mogły zagwarantować pełną ochronę terenoacutew przed wylaniem tj zapobiec w pełni szkodom
w wyniku podmoknięcia terenu czy podtopienia budowli czy też utrudnieniom
komunikacyjnym
Zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu definiuje się jako
przystosowanie sieci kanalizacyjnej do przyjęcia maksymalnych - prognozowanych
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej - akceptowalnej społecznie
częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu
Określenie dopuszczalnych częstości z jaką średnio w okresie wieloletnim użytkownik
systemu kanalizacyjnego ma tolerować występowanie zaburzeń w funkcjonowaniu
kanalizacji powinno uwzględniać każdorazowo we właściwy sposoacuteb miejscowe
uwarunkowania terenu (tab 81)
92
Tab 81 Zalecane wg PN-EN 7522008 dopuszczalne częstości wylewoacutew z kanalizacji [1]
Częstość deszczu
obliczeniowego C )
[1 raz na C lat]
Kategoria standardu odwodnienia terenu
(Rodzaj zagospodarowania)
Częstość wystąpienia
wylania Cw
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie (wiejskie) 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne przejścia i
przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
) Dla deszczu obliczeniowego nie mogą wystąpić żadne przeciążenia systemoacutew
Wdrożona w Polsce norma europejska PN-EN 7522008 przyjmuje dopuszczalną
częstość wylania (Cw) jako miarę stopnia ochrony terenoacutew przed wylaniem - w zależności od
rodzaju jego zagospodarowania
Jak wynika z tabeli 81 o wymaganym standardzie odwodnienia terenu decyduje rodzaj
zagospodarowania w tym obecność obiektoacutew specjalnych infrastruktury podziemnej Tym
samym wyroacuteżniono cztery kategorie standardu odwodnienia terenu roacuteżniące się istotnie
dopuszczalną częstością wystąpienia wylania (Cw)
Podobną kategoryzację (I - IV) przyjęto w Polsce w latach osiemdziesiątych ubiegłego
wieku - w zależności od zagospodarowania i spadkoacutew terenu rozroacuteżniając przy tym jeszcze
rodzaj systemu kanalizacyjnego (tab 82)
Były to jednak znacznie niższe dopuszczalne wartości częstości (1 2 5 i 10 lat ndash dla
kanalizacji deszczowej) wystąpienia wylania w poroacutewnaniu do podanych w tabeli 81
Tab 82 Dopuszczalne prawdopodobieństwa (częstości) wystąpienia zalewoacutew terenu dla kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych wg IKŚ
Kategoria
standardu
odwodnie-
nia terenu
Rodzaju ukształtowania i zagospodarowania terenu -
w standardach odwodnienia I II III i IV kategorii
Prawdopodobieństwo p w
(częstość Cw w latach)
- kanalizacja
deszczowa
- kanalizacja
ogoacutelnospławna
I Wszystkie rodzaje zagospodarowania z wyjątkiem
dzielnic śroacutedmiejskich centroacutew miast oraz ulic klasy E i P
- teren płaski
100 (1) 50 (2)
II
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jw teren o
spadkach 2divide4
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach płaskich
50 (2) 20 (5)
III
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jak w 1 lecz w
szczegoacutelnie niekorzystnych warunkach ze względu na
odwodnienie (niecki terenowe)
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach o spadkach 2divide4
20 (5) 10 (10)
IV
Dzielnice śroacutedmiejskie centra miast oraz ulice klasy E i P
na terenach szczegoacutelnie niekorzystnych ze względu na
odwodnienie lub form zagospodarowania wymagających
wyjątkowej pewności odwodnienia
10 (10) 5 (20)
) Instytut Kształtowania Środowiska Zasady planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w
aglomeracjach miejsko-przemysłowych i dużych miastach Warszawa 1983
93
Zalecenia PN-EN 7522008 są więc na tym tle bardzo rygorystyczne a przy tym nie
roacuteżnicują częstości wylewoacutew dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
Zgodnie z niemiecką praktyką kanalizacyjną
wylanie należy wiązać ze szkodami względnie zakłoacuteceniami funkcjonowania jezdni
czy podziemnych obiektoacutew komunikacyjnych spowodowanymi wystąpieniem woacuted
opadowych z systemu kanalizacyjnego na powierzchnię terenu lub niemożnością ich
odprowadzenia do systemu wskutek jego przeciążenia
samo wystąpienie wody opadowej na ulicę nie spełnia warunku faktycznego stanu
wylania dopoacuteki spływ w przekroju poprzecznym ulicy uniemożliwia dalszy wzrost
poziomu lustra wody powyżej krawężnikoacutew i przekroczenie granic posesji
Przy niewystarczającym spadku podłużnym jezdni czy braku wpustu zwierciadło wody
może jednak podnieść się powyżej wysokości krawężnika i doprowadzić do wylania wody na
teren posesji a stamtąd do potencjalnego wnikania do budynkoacutew
Zwymiarowane metodami czasu przepływu - większe systemy kanalizacyjne (o
powierzchni zlewni F gt 2 km2 lub o tp gt 30 minut) zaleca się obecnie sprawdzać pod kątem
ich maksymalnej przepustowości hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane
modele symulacyjne (hydrodynamiczne) dla spełnienia wymagań PN-EN 7522008 odnośnie
akceptowalnych społecznie częstości wylewoacutew (wg tab 81)
Zalecenia PN-EN 7522008 co do dopuszczalnych częstości wylewoacutew z kanalizacji są
trudne do weryfikacji na etapie projektowania nowych systemoacutew ponieważ nie da się
uogoacutelnić związku pomiędzy częstością opadoacutew projektowych a częstością wylewoacutew
Pomocna okazuję się tutaj wytyczna ATV A11819992006 ktoacutera wprowadza pojęcie
częstości nadpiętrzenia (Cn) jako pomocniczej wielkości wymiarującej do obliczeń
sprawdzających (modelowania działania) sieci kanalizacyjnych (tab 83)
Tab 83 Zalecane wg ATV A-118 częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających
projektowanych bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych
(poziom odniesienia powierzchnia terenu) cytowane w [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia Cn
[1 raz na C lat]
I Tereny pozamiejskie 2
II Tereny mieszkaniowe 3
III Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5
IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 10
)
) Przy przejazdach należy wziąć pod uwagę że nadpiętrzeniu powyżej powierzchni terenu z reguły
towarzyszy bezpośrednio wylanie o ile nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające Tutaj
częstości nadpiętrzenia i wylania odpowiadają wymienionej w tabeli 81 wartości bdquo1 na 50rdquo
Przez nadpiętrzenie w sieci (studzience) kanalizacyjnej należy rozumieć przekroczenie
przyjętego poziomu odniesienia - najczęściej powierzchni terenu
94
Obliczenia sprawdzające przepustowości kanałoacutew ograniczono więc zatem do takich
stanoacutew systemu przy ktoacuterych lustro ściekoacutew pozostaje wewnątrz systemu względnie osiąga
poziom powierzchni terenu
Takie stany dają się w poprawny sposoacuteb odwzorować przy wykorzystaniu istniejących
modeli hydrodynamicznych (np SWMM) na podstawie danych o geometrii sieci wymiaroacutew
kanałoacutew i obiektoacutew Przez to zostaje wyznaczony obliczeniowo stan przeciążenia ktoacutery jest
najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej kolejności wylaniu (tab 83)
82 POROacuteWNANIE DOTYCHCZASOWYCH METOD WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE i W NIEMCZECH
821 Analiza jakościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
W pracy [1] poroacutewnano dwie metody obliczeniowe czasu przepływu stosowaną w Polsce
MGN (z wzorem Błaszczyka) i w Niemczech MWO (z wzorem Reinholda) do wymiarownia
kanalizacji deszczowej na tle wymaganych obecnie standardoacutew odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych (przykład obliczeniowy podano w rozdziale 85 [1])
UWAGA Poroacutewnywane metody roacuteżnią się ilościowo - pod względem wartości obliczanych
strumieni Qm(C) lecz wykazują wysoką zgodność jakościową pod względem podobnych
przyrostoacutew strumieni przy zwiększaniu częstości opadoacutew projektowych (C)
Na przykładzie całkowicie wypełnionych kanałoacutew o przekroju kołowym łatwo wykazać
że wzrost ich przepustowości całkowitej (Q) zależy od średnicy kanału (d) w funkcji
3 8
1
3 8
11 d
d
dQ
dQ iii (81)
Dowoacuted Korzystając z wzoru Manninga na prędkość średnią (rozdział 9 w [1])
21321iR
nh (82)
dla promienia hydraulicznego Rh = d4 i wspoacutełczynnika szorstkości kanału n = 0013 sm13
otrzymamy
21322132 5330)4
(1
idid
n (83)
stosując roacutewnanie ciągłości ruchu
ididd
AQ 3 821322
982353304
(84)
przy spadku linii energii roacutewnemu spadkowi dna kanału ii = i1 = idem otrzymamy
95
3 8
1
3 8
13 8
1
3 8
11 9823
9823
)(
)(
d
d
id
id
dQ
dQ iiiii (85)
Na wykresie na rys 81 przedstawiono względne zależności did1 od QiQ1 equiv qmiqm1 ndash
wyliczone z MGN i MWO
Rys 81 Jakościowa zależność względnej średnicy kanału od względnego strumienia objętości
Z wykresu wynika że dwukrotne zwiększenie wartości częstości deszczu z C = 1 rok na
C = 2 lata powoduje wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika 127 - wg
wzoru Błaszczyka (MGN) lub o 13 - wg wzoru Reinholda (MWO) a więc wymaga wzrostu
przepustowości kanału o rząd 30 co wymaga z kolei wzrostu średnicy kanału tylko rzędu
10 - rys 81
UWAGA Oba wzory dają roacuteżne bezwzględne wartości strumieni Q
Przykładowo dziesięciokrotne zwiększenie wartości częstości deszczu np z C = 1 rok
na C = 10 lat powoduje względny wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika ok
22 (w MGN i MWO) i wymaga wzrostu średnicy kanału jedynie rzędu 35
Jak z tego wynika bdquobezpiecznerdquo projektowanie średnic kanałoacutew na większą wartość C np
na C = 2 w poroacutewnaniu z C = 1 lub na C = 5 w poroacutewnaniu z C = 2 czy też na C = 10 w
poroacutewnaniu z C = 5 wymaga tylko nieznacznego wzrostu średnicy o około 10 a więc
praktycznie nie podnosi kosztoacutew budowy kanalizacji zapewniając jednocześnie większą
pewność poprawnego jej działania
Racjonalne jest więc zapewnianie bdquowyższego standardurdquo ochrony terenoacutew
zurbanizowanych przed wylaniami z kanalizacji poprzez podnoszenie (w pewnym
zakresie) wartości częstości obliczeniowych deszczy (C) - miarodajnych do
projektowania kanalizacji czyli obniżanie przyjmowanych wartości
prawdopodobieństwa (p) ich pojawiania się
96
822 Analiza ilościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
Obliczane wg MWO miarodajne do wymiarowania kanalizacji strumienie ściekoacutew
deszczowych (Qm) są znacznie większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
Wynika to głoacutewnie z roacuteżnic zastosowanych modeli opadoacutew ale także z odmiennych
założeń wyjściowych samych metod obliczeniowych co do miarodajnego czasu trwania
deszczu (w MWO td = tp) czy też wartości wspoacutełczynnikoacutew spływu (s w MWO)
Wyniki obliczeń strumieni Qm wg MWO mogą być nawet dwukrotnie większe w
poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN - dla tych samych parametroacutew zlewni deszczowych tj
czasu przepływu i częstości występowania deszczu obliczeniowego [1]
Tab 84 Poroacutewnanie natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast (z atlasu
KOSTRA) na tle zmierzonych we Wrocławiu i w Bochum oraz obliczonych z modeli Reinholda
(612) Błaszczyka (614) i Bogdanowicz-Stachy (616) Lp Miejscowość Natężenie deszczu q10C (w dm
3s ha)
dla częstości C (w latach) Uwagi
C = 1 C = 2 C = 5 C = 10
1 Świnoujście 1352 1640 2020 2308
[KOSTRA]
2 Szczecin 1447 1776 2211 2540
3 Kostrzyń 1441 1747 2151 2457
4 Słubice 1486 1648 1863 2025
5 Gubin 1571 2019 2611 3059
6 Zgorzelec 1477 1869 2386 2778
7 Bogatynia 1410 1866 2469 2926
8 Średnio (1divide7) 1455 1795 2244 2585
9 Wrocław [106] 1483 1833 2300 2617 1960divide2009
10 Wg modelu Reinholda 1263 1642 2254 2820 q151 = 100 dm3s ha
11 Wg modelu Błaszczyka 1009 1276 1725 2173 H = 600 mm
12 Roacuteżnica (10-11) (11) 252 287 307 298 -
13 Roacuteżnica (8-11) (11) 442 407 301 190 -
14 Wg Bogdanowicz-
Stachy dla regionu
R1 506 1852 2708 3220 1960divide1990
R2 506 1547 2209 2604
15 Bochum - Niemcy [10] 1600 1984 2500 2884 1951divide1980
Dla czasu trwania deszczu td = 10 minut wzajemne roacuteżnice wynikoacutew obliczeń natężeń
deszczy q10C - obliczonych z modelu Reinholda względem obliczonych z modelu Błaszczyka
są rzędu 30 (tab 84 wiersz 12) na niekorzyść modelu Błaszczyka
Średnie wartości natężeń deszczy q10C dla polskich miast mieszczących się w zasięgu
atlasu KOSTRA (z 1997 roku) są niemal identyczne ze zmierzonymi we Wrocławiu [1] i
zbliżone wartościami do obliczonych z modelu Reinholda (tab 84 - wiersze 8 9 i 10)
Średnie te są znacznie wyższe od obliczonych z modelu Błaszczyka od 44 do 19 w
praktycznym do projektowania kanalizacji deszczowej zakresie C [1 10] lat (wiersz 13)
Wg modelu Bogdanowicz-Stachy w regionie centralnym Polski (R1) natężenia q10C są
wyższe niż w regionie poacutełnocno-zachodnim (R2) Obliczane z tego modelu natężenia deszczy
poza C = 1 rok korespondują zaroacutewno ze zmierzonymi we Wrocławiu i w Bochum jak i
podanymi w atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych
97
Z przeprowadzonych analiz wynikają istotne wnioski interpretacyjne co do wartości
natężeń deszczy - obliczanych dotychczas z wzoru Błaszczyka - w MGN
W dostosowywaniu do zaleceń PN-EN2008 (tab 81) odnośnie częstości projektowych
(C) deszczy do wymiarowania kanalizacji (deszczowej i ogoacutelnospławnej) należy konieczne
podnieść wartości częstości C wprowadzanych do wzoru Błaszczyka
z C = 1 rok na C = 2 lata - w I kategorii standardu odwodnienia (tereny wiejskie)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
Zbliżyłoby to rezultaty wymiarowania wg MGN do bezpieczniejszych ze względu na
zalecane obecnie częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw) Jednak nadal byłyby to
niższe wartości miarodajnych strumieni Qm ndash obliczanych wg MGN w poroacutewnaniu z MWO -
min ze względu na roacuteżnice wspoacutełczynnikoacutew spływu ψ - w MGN i ψs - w MWO bowiem ψs
gt ψ
83 METODA MAKSYMALNYCH NATĘŻEŃ DO BEZPIECZNEGO
WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE
831 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MMN
W celu zapewnienia niezawodności działania systemoacutew odwadniania terenoacutew (w tym
kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej) budowanych czy modernizowanych w Polsce
zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008 pilna staje się potrzeba zmiany
dotychczasowych zasad ich wymiarowania (MGN) w tym zastąpienie modelu Błaszczyka
nowymi dokładniejszymi modelami opadoacutew maksymalnych o zasięgu lokalnym
W pracy [1] zaproponowano daleko idącą modyfikację MGN poprzez wyeliminowanie
czasoacutew opoacuteźnienia-retencji tk i tr a więc uzależnienie opoacuteźnienia odpływu jedynie od
rzeczywistego czasu trwania opadu td - roacutewnego czasowi przepływu tp (na wzoacuter MWO) i
korzystanie z wiarygodnych polskich modeli opadoacutew maksymalnych
Wykazano bowiem że warunki hydrologiczne Polski i Niemiec są zbliżone a ponadto
miarodajne do projektowania bezpiecznych systemoacutew odwodnień terenoacutew zurbanizowanych
są maksymalne wysokości opadoacutew deszczu (o czasach trwania do kilku godzin) ktoacutere
występują z reguły w okresach długotrwałych zjawisk opadowych (trwających nawet
kilka dni) Woacutewczas znaczenie koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr) jest
pomijalnie małe Tak więc
MMN = zasady MWO + polskie modele opadoacutew maksymalnych
98
Miarodajny strumień deszczu Qm (w dm3s) wg umownie nazwanej bdquometody
maksymalnych natężeńrdquo (MMN) obliczyć należy z wyjściowej postaci wzoru
FCtqQ sdm )(max (86)
gdzie
qmax(td C) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu trwania
td = tp i częstości występowania C ndash z wiarygodnych modeli opadoacutew
maksymalnych - krzywych IDF (przy td min - wg tab 74)
ψs - maksymalny (szczytowy) wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany
w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni (ψ) nachylenia terenu (it) oraz
częstości deszczy C (- wg tabeli 76 PL)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
W MMN najkroacutetsze zalecane czasy trwania deszczu td min należy dobierać w zależności od
nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni Zastosowanie więc mają czasy td min
5 10 15 minut - wg tabeli 74
Tab 74 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w zależności
od spadku terenu (it) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i
spadkoacutew terenu (it) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C)
Średni
spadek
terenu
Stopień
uszczelnienia
powierzchni
Minimalny
czas trwania
deszczu
lt 1 le 50 15 minut
gt 50 10 minut
1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Spadki terenu
it le 1 1 lt it le 4 4 lt it le 10 it gt 10
Częstości obliczeniowe deszczu C lata
C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań s
99
Na podstawie analiz poroacutewnawczych dotyczczasowych modeli opadoacutew do wymiarowania
odwodnień terenoacutew do czasu opracowania atlasu opadoacutew maksymalnych w Polsce (na wzoacuter
atlasu KOSTRA w Niemczech) można sformułować zalecenia co do ich przydatności w
MMN
do wymiarowania sieci kanalizacyjnych
o dla częstości projektowej deszczu C = 1 rok (w I kategorii standardu odwodnienia
terenu) należy stosować wiarygodne modele lokalne opadoacutew maksymalnych bądź
do czasu ich opracowania z konieczności stosować można wzoacuter Błaszczyka (dla
td = tp) jednak z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata
o dla częstości projektowych deszczy C = 2 5 i 10 lat zaleca się stosowanie
wiarygodnych modeli lokalnych (jak np w przypadku Wrocławia) bądź modelu
Bogdanowicz-Stachy Jednak na terenach podgoacuterskich i goacuterskich (ktoacuterych nie
obejmuje model Bogdanowicz-Stachy - rys 610) z konieczności stosować można
wzoacuter Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy (dla td = tp)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii (wg tab 81)
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
do wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew deszczowych ze względu na
ich wagę w zapewnieniu niezawodności działania systemoacutew odwodnieniowych
terenoacutew należy odpowiednio zwiększyć wartości przyjmowanych częstości
projektowych opadoacutew dla zbiornikoacutew (Cz gt C) w stosunku do zalecanych częstości
projektowych do wymiarowania sieci kanalizacyjnych (na wzoacuter wytycznych
niemieckich) i korzystać tutaj z zalecanych wyżej modeli opadoacutew (tab 85)
Tab 85 Zalecane modele opadoacutew do wymiarowania systemoacutew odwodnieniowych wg MMN [1]
Standard
odwodnienia
terenu
Wymagane
częstości
projektowe
Zalecane modele opadoacutew i częstości deszczy
C - do wymiarowania
sieci odwodnieniowych
Cz - do wymiarowania
zbiornikoacutew retencyjnych
- lata lata lata
Tereny wiejskie C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 lub
model Błaszczyka dla C = 2
Modele lokalne dla Cz = 2 lub
model Błaszczyka dla Cz = 5
Tereny
mieszkaniowe
C = 2 lata
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 2
(Model Błaszczyka dla C = 5)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz = 5
(Model Błaszczyka dla Cz = 10)
Centra miast
tereny usług i
przemysłu
C = 5 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 5
(Model Błaszczyka dla C = 10)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 10
(Model Błaszczyka dla Cz ge 20)
Podziemne obiekty
komunikacyjne
przejścia przejazdy
C = 10 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 10
(Model Błaszczyka dla C = 20)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 20
(Model Błaszczyka dla Cz ge 30)
W przypadku Wrocławia do projektowania sieci i obiektoacutew kanalizacyjnych zaleca się
model fizykalny opadoacutew maksymalnych (628) zwłaszcza dla praktycznego zakresu td [5
180] minut i C [1 10] lat postaci [1]
100
2650
max )453()530ln(681676)( dd tCCth (89)
ktoacutery po przekształceniu na maksymalne natężenia opadoacutew przyjmuje postać
12650
max ])453()530ln(681676[7166)(
ddd ttCCtq (89a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
Ponadto zaleca się przyjąć w Polsce jako zasadę doboacuter średnic grawitacyjnych kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych na niecałkowite wypełnienie ndash do 90 przepustowości
przekroju przy strumieniu Qm (według zaleceń ATV A-118)
Metoda maksymalnych natężeń (MMN) pozwoli osiągnąć w Polsce roacutewnie bezpieczne
rezultaty wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych jak w wypadku metod czasu przepływu
stosowanych w Niemczech (MWO i MZWS) zaroacutewno pod względem wartości miarodajnych
strumieni deszczy (Qm) jak i osiąganych częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw)
Tak zwymiarowane (MMN) systemy kanalizacyjne obejmujące zlewnie deszczowe o
powierzchni F gt 2 km2 zaleca się dodatkowo sprawdzać pod kątem ich przepustowości
hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane modele symulacyjne -
hydrodynamiczne dla spełnienia wymagań PN-EN 752 co do akceptowalnych społecznie
częstości nadpiętrzeń czy wylewoacutew (wg tab 81 83 i 85) Zastosowanie mają tutaj
zwłaszcza probabilistyczne modele opadoacutew maksymalnych
W przypadku Wrocławia korzystać można z modelu opartego na rozkładzie
prawdopodobieństwa Fishera-Tippetta (typu IIImin) dla zakresu td [5 4320] minut i p [1
001] czyli C [1 100] lat o postaciach (DDF i IDF) [1]
8090022202420
max ln 68981197417584)( pttpth ddd (810)
lub
1
8090
022202420
max ]1
ln68981197417584[7166)(
dddd t
CttCtq (810a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p C -
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu z przewyższeniem lata
101
852 WYMIAROWANIE PRZYKŁADOWYCH SIECI KANALIZACYJNYCH
Na potrzeby wymiarowania a następnie modelowania hydrodynamicznego działania
przykładowo zwymiarowanych sieci kanalizacji deszczowej przyjęto modelową zlewnię
deszczową o wymiarach 750 na 2700 m i powierzchni F = 2025 ha (rys 85)
1
2
5
4
3
6
7
10
9
8
11
12
15
14
13
16
17
20
19
18
21
22
25
24
23
26
27
30
29
28
31
32
35
34
33
86
87
90
89
88
81
82
85
84
83
76
77
80
79
78
71
72
75
74
73
66
67
70
69
68
61
62
65
64
63
56
57
60
59
58
51
52
55
54
53
46
47
50
49
48
41
42
45
44
43
36
37
40
39
38 out
Rys 85 Plan zintegrowanych powierzchni cząstkowych modelowej zlewni deszczowej
Zlewnia ta składa się z 90 modułoacutew - zintegrowanych zlewni cząstkowych o powierzchni
cząstkowej 225 ha (o wymiarach 150 na 150 m) Kanalizowana zlewnia w zabudowie
mieszkaniowej znajduje się w terenie płaskim na obszarze Wrocławia Przyjmując zastępczy
(średni ważony) wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = 025 jej powierzchnia
zredukowana wynosi Fzr = 50625 ha Projektowane kanały boczne w liczbie 36 mają
długość 300 m (2 odcinki po 150 m) Kolektor ma długość 2700 m (18 odcinkoacutew po 150 m)
Obliczenia hydrologiczne i hydrauliczne kanalizacji deszczowej przeprowadzono dla 3
wariantoacutew wymiarowania sieci - 3 metodami czasu przepływu a mianowicie
(I) MGN - z modelem opadoacutew Błaszczyka (717) dla H = 590 mm (Wrocław)
(II) MGN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
(III) MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych dla 3
wariantoacutew obliczeniowych sieci kanalizacji deszczowej przedstawiono w tabeli 814
Tabela 814 Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych
przykładowych sieci kanalizacji deszczowej (dla trzech wariantoacutew wymiarowania)
Wariant
metoda
Częstość deszczu
obliczeniowego
C lata
Czas koncentracji
terenowej
tk min
Czas
retencji
kanałowej
tr min
Minimalny czas
trwania deszczu
miarodajnego
tdm min min
Maksymalne
wypełnienie
kanału
D kanały
boczne kolektor
kanały
boczne kolektor
I MGN z
wzorem (717) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
II MGN z
wzorem (810a) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
III MMN z
wzorem (810a) 2 2 0 0 0 15 do 75
102
Wyniki wymiarowania
I MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W I wariancie wymiarowania kanalizacji deszczowej opracowano krzywe natężenia
deszczu z wzoru Błaszczyka (717) Zredukowane (dla czasu przepływu tp) krzywe IDF dla
częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 86
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q dm
s
ha
3
C=2
C=1
p Rys 86 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z wzoru Błaszczyka do MGN
W I wariancie obliczeniowym kanały boczne składają się z dwoacutech odcinkoacutew
obliczeniowych - pierwszy o średnicy K030 oraz drugi o średnicy K040 m Kolektor składa
się z 18 odcinkoacutew o średnicach od K080 do K160 m Obliczeniowy czas przepływu wynosi
456 min Miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych wynioacutesł Qm(I) = 1948 m3s
II MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W II wariancie obliczeniowym opracowano krzywe natężenia deszczu do MGN z modelu
opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia Zredukowane (od czasu przepływu tp) krzywe IDF z
wzoru (810a) dla częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 87
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
C=1
Rys 87 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MGN
W II wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K050 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicach od K080 do K20 m Czas przepływu w sieci wynosi 4385 min
Przyjmując miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948
m3s za 100 to strumień odpływu w II wariancie Qm(II) = 3049 m
3s jest wyższy o 56
103
III MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W III wariancie obliczeniowym na podstawie założeń wyjściowych (tab 814)
opracowano krzywą natężenia deszczu do MMN - z modelu (810a) opadoacutew maksymalnych
dla Wrocławia Krzywą IDF dla C = 2 lata i td min = 15 minut przedstawiono na rysunku 88
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
Rys 88 Krzywa natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MMN
W III wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K060 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicy od K080 do K220 m Czas przepływu wynosi 4333 min Przyjmując
miarodajny strumień objętości odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948 m3s
za 100 to strumień w III wariancie obliczeniowym Qm(III) = 3700 m3s jest wyższy aż o
90 (oraz o 21 wyższy względem II wariantu Qm(II) = 3049 m3s)
853 MODELOWANIE DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
W celu weryfikacji występowania nadpiętrzeń w kanałach w przykładowo
zaprojektowanych sieciach należy zgodnie z zaleceniami DWA-A 1182006 obciążyć
zlewnię modelową deszczem o częstości występowania C = 3 lata (wg tab 83) i czasie
trwania dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w sieci
Ponieważ w zaprojektowanych zlewniach modelowych (średni) czas przepływu jest rzędu
45 min opracowano na podstawie wzoru (810) na maksymalną wysokość deszczu we
Wrocławiu opad modelowy o czasie trwania t = 90 min Do symulacji działania sieci
wykorzystano oprogramowanie SWMM 50
Ideą opadoacutew modelowych jest oddanie w sposoacuteb zbliżony do rzeczywistości przebiegu
typowych opadoacutew - o zmiennej w czasie intensywności Przykładem jest model Eulera typu
II zalecany min do symulacji działania kanalizacji w Niemczech a obecnie w Polsce [1]
104
Rys 3 Opad modelowy Eulera typu II o C = 3 lata i t = 90 min dla Wrocławia
Wyniki modelowania
Ad I Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zwymiarowanej w 3 wariantach obciążono zlewnię opracowanym opadem modelowym
Eulera typu II dla warunkoacutew wrocławskich Z sumarycznej wysokości opadu (2675 mm)
czwarta jego część (ψ = 025) przekształcana była w spływ powierzchniowy i trafiała do
kanalizacji
Profil kolektora wraz z maksymalnymi wypełnieniami w czasie trwania opadu (31-sza
minuta) dla zwymiarowanej w I wariancie sieci kanalizacyjnej przedstawiono na rys 810
Rys 810 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Zaprojektowana w I wariancie sieć kanalizacji deszczowej nie ma odpowiedniej
przepustowości hydraulicznej aby bez nadpiętrzeń do poziomu terenu odprowadzać
modelowane spływy ściekoacutew deszczowych Jak pokazano na rysunku 810 praktycznie cały
kolektor poza ostatnim odcinkiem pracuje pod ciśnieniem w czasie trwania zadanego
opadu modelowego Nadpiętrzenia rzędu kilku metroacutew w tym do powierzchni terenu (i
105
wylania) występują w większości węzłoacutew obliczeniowych kolektora W przypadku kanałoacutew
bocznych roacutewnież mamy do czynienia z licznymi nadpiętrzeniami
Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania opadu modelowego nie zmieściły się
lub wylały się z sieci wynosi 1291 m3 Większa część z tej objętości to ścieki deszczowe
ktoacutere wylały się w początkowych odcinkach sieci - w węzłach obliczeniowych gdzie
zagłębienie kolektora jest najmniejsze Łącznie wylania zanotowano aż w 71 węzłach
obliczeniowych czyli w 71 zintegrowanych zlewniach cząstkowych
Węzły obliczeniowe w ktoacuterych nastąpiły wylania przedstawiono schematycznie na
rysunku 814 Tylko w przypadku 19 z 90 węzłoacutew napiętrzenia nie osiągnęły w żadnej chwili
czasowej trwania opadu modelowego poziomu terenu
Rys 814 Miejsca spiętrzeń powyżej poziomu terenu w modelowej zlewni
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
W I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej maksymalny modelowy strumień
objętości na ostatnim odcinku kolektora wynioacutesł Qmax(I) = 516 m3s
Ad II Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zaprojektowanej w II wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o
częstości występowania C = 3 lata i o czasie trwania t = 90 min (analogicznie jak w
przypadku I wariantu) Profil kolektora wraz z wypełnieniami w wybranym czasie trwania
opadu (31 minuta) przedstawiono na rysunku 816
Rys 816 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
106
Jak widać z rysunku 816 napiętrzenia na początkowych odcinkach kolektora w
przedstawionej chwili czasowej symulacji osiągają poziom terenu Środkowe i po części
końcowe odcinki kolektora pracują już pod niewielkim ciśnieniem W przypadku
początkowych kanałoacutew bocznych także mamy do czynienia z nadpiętrzeniami do poziomu
terenu Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania deszczu modelowego nie
zmieściły się lub wylały się z sieci wynosi 20 m
3 Łącznie wylania zanotowano w 12
węzłach (rys 819)
Rys 819 Miejsce nadpiętrzeń do poziomu terenu w modelowej zlewni
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Maksymalny modelowy strumień objętości (w II wariancie) na ostatnim odcinku
kolektora wynosił Qmax(II) = 611 m3s
Ad III Sieć deszczowa zwymiarowana MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
Do weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej zaprojektowanej
w III wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o częstości C = 3
lata i o czasie trwania t = 90 min Profil kolektora (34 minuta) przedstawiono na rysunku
821
Rys 821 Profil kolektora w 34 minucie trwania opadu modelowego
w III wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Jak wynika z rysunku 821 praktycznie cały kolektor pracuje ze swobodnych lustrem
ściekoacutew W przypadku wszystkich kanałoacutew bocznych nadpiętrzenia do poziomu terenu
roacutewnież nie występują - brak wylewoacutew z kanałoacutew
107
Maksymalny modelowy strumień objętości przepływu (w III wariancie) na ostatnim
odcinku kolektora wynosił Qmax(III) = 695 m3s
854 WNIOSKI Z ANALIZ DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
Przeprowadzone badania miały na celu weryfikację przydatności do bezpiecznego
projektowania sieci (i obiektoacutew) kanalizacyjnych tzw metod czasu przepływu Zestawienie
wynikoacutew wymiarowania i analiz działania modelowych sieci kanalizacyjnych (dla trzech
wariantoacutew) przedstawiono w tabeli 818
Tab 818 Zestawienie wynikoacutew wymiarowania i modelowania działania przykładowych sieci
kanalizacyjnych w terenie płaskim w warunkach wrocławskich
Wariant
obliczeń
Parametry projektowe kanalizacji deszczowej Parametry modelowe
Strumień
odpływu
Qm
Objętość
sieci
VK
Wskaźnik
objętości
VKj
Rezerwa
systemu
VR
Maksymalny
wymiar
kolektora
Maksymalne
zagłębienie
kolektora
Strumień
modelowy
Qmax
Liczba
wylewoacutew
Lw
Objętość
wylewoacutew
Vw
m3s m
3 m
3ha m m ppt m
3s - m
3
I 1948 4849 239 22 K16 599 516 71 1291
II 3049 7234 357 22 K20 591 611 12 20
III 3700 9825 485 28 K22 533 695 0 0
Przeprowadzone analizy wskazały jednoznacznie że bezpieczną metodą czasu
przepływu jest MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia ze względu na
brak nadpiętrzeń do powierzchni terenu i wylewoacutew z kanalizacji
Wzoacuter Błaszczyka i ogoacutelnie MGN znacznie niedoszacowuje miarodajny do wymiarowania
sieci strumień objętości ściekoacutew deszczowych ze względu na licznie występujące
nadpiętrzenia do powierzchni terenu i wylania Proacuteba zastosowania w MGN wzoru opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia też nie przyniosła zadawalających wynikoacutew - zmalała jedynie
liczba nadpiętrzeń i objętość wylewoacutew z kanalizacji
9 PODSTAWY WYMIAROWANIA HYDRAULICZNEGO
PRZEWODOacuteW ŚCIEKOWYCH I KANAŁOacuteW
91 RODZAJE I KLASYFIKACJE PRZEPŁYWOacuteW CIECZY
W kanałach przewodach ściekowych i obiektach kanalizacyjnych wyroacuteżnić można pod
względem hydraulicznym trzy zasadniczo roacuteżniące się przepływy cieczy [2 39 64 69 72
84 189 232]
pod ciśnieniem - pełnym przekrojem przewodu ściekowego (kanału)
o swobodnej powierzchni - przy częściowym wypełnieniu kanału
o swobodnej strudze - np przez koronę przelewu
Odrębną grupę stanowią przepływy ciśnieniowe o ruchu wirowym spotykane min w
urządzeniach do dławienia energii czy regulatorach hydrodynamicznych
Gdy parametry ruchu cieczy takie jak ciśnienie prędkość przepływu i przyspieszenie
nie zmieniają się w czasie i w przestrzeni to taki ruch jest ustalony W przeciwnym
wypadku tj gdy parametry ruchu są funkcjami zaroacutewno położenia jak i czasu ruch taki jest
nieustalony
Powiązanie parametroacutew ruchu cieczy z geometrią przewodoacutew ściekowych czy kanałoacutew
ujmują układy roacutewnań roacuteżniczkowych de Saint-Venanta o roacuteżnym stopniu uproszczeń
stosowanych do ich wymiarowania (tab 91)
Tab 91 Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych
odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110 [1]
Oznaczenia do tabeli
x ndash wspoacutełrzędna drogi t ndash wspoacutełrzędna czasu Q ndash strumień objętości q ndash jednostkowy
dopływodpływ boczny (przyjmowany jako ustalony) A ndash powierzchnia przekroju poprzecznego
strumienia cieczy i ndash spadek dna J ndash spadek linii energii wywołany tarciem h ndash wysokość
napełnienia kanału względnie wysokość ciśnienia w przewodach całkowicie wypełnionych v ndash
średnia prędkość przepływu g ndash przyspieszenie ziemskie
KANALIZACJA I
109
Przy rozwiązaniu pełnego układu roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy tj roacutewnania
zachowania pędu i roacutewnania zachowania masy (ciągłości przepływu) - oznaczonego w tab
91 jako bdquo0rdquo - metoda obliczeniowa jest dokładna dla roacuteżnych stanoacutew i uwarunkowań
systemowych w wyniku powiązania strumieni przepływu i poziomoacutew cieczy z parametrami
geometrycznymi przewodoacutew a także średnią prędkością przepływu Znajduje zastosowanie
do modelowania działania systemoacutew kanalizacyjnych w czasie rzeczywistym
Układ roacutewnań oznaczony jako bdquo1rdquo ma ścisłe zastosowanie do kanałoacutewprzewodoacutew
tranzytowych - bez bocznych dopływoacutewodpływoacutew
Dalsze uproszczenia tj pominięcie pierwszego czy drugiego członu roacutewnania ruchu
(postaci bdquo1rdquo) może już prowadzić do błędoacutew obliczeniowych (postać bdquo4rdquo) Jednak błędy te
mogą mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się
Układy roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne
analitycznie - poza postacią oznaczoną w tab 91 jako bdquo7rdquo - bdquoprzepływ normalnyrdquo
Konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich rozwiązywania
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna i stała na ogoacuteł chropowatośćszorstkość ścian Przy ich
wymiarowaniu przepływy ściekoacutew są traktowane najczęściej jako ustalone i roacutewnomierne
(chwilowo niezmienne) co dla strumienia miarodajnego (maksymalnego) Qm jest jak
dotychczas podstawą doboru wymiaroacutew liniowych kanału czy przewodu
Przykładowo dla kanałoacutew częściowo wypełnionych zakłada się że rozwiązanie
roacutewnania ruchu cieczy (postaci bdquo7rdquo ndash tab 91) i = J mieści się w klasie dokładności danych
wyjściowych dotyczących głoacutewnie strumienia przepływu
92 PRZEPŁYWY PEŁNYM PRZEKROJEM PRZEWODU
921 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
Podczas przepływu cieczy newtonowskiej (ścieki - woda) w przewodach zamkniętych
powstają naprężenia styczne (opory ruchu) wywołane lepkością określane jako straty
hydrauliczne Wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh) w całkowicie wypełnionym
rurociągu o długości l i średnicy wewnętrznej d wyraża wzoacuter Darcy-Weisbacha
gR
l
gd
lh
h 242Δ
22
(93)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (tarcia) -
- średnia prędkość strumienia cieczy w przekroju poprzecznym rurociągu ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Rh - promień hydrauliczny stosunek powierzchni przekroju poprzecznego (A) strumienia
cieczy do obwodu zwilżonego (U) Rh = d4 - dla przewodoacutew o przekroju kołowym
całkowicie wypełnionych m
KANALIZACJA I
110
Dla izotermicznych (bez wymiany ciepła) przepływoacutew turbulentnych cieczy mających
znaczenie praktyczne w sieciach kanalizacyjnych (i wodociągowych) tzn przy wartościach
liczby Reynoldsa Re gt 4000 (gdzie Re = d1306middot10-6
) w literaturze naukowo-technicznej
dostępnych jest wiele wzoroacutew określających wartość wspoacutełczynnika λ - najczęściej w
odniesieniu do konkretnych materiałoacutew przewodoacutew Ich ogoacutelna postać zależy od strefy w
jakiej odbywają się przepływy wodyściekoacutew
W ruchu turbulentnym wyodrębnia się trzy takie strefy a mianowicie
strefę I - przepływoacutew w przewodach hydraulicznie gładkich gdzie λ = f1 (Re)
strefę II - przepływoacutew przejściowych λ = f2 (Re kd)
strefę III - przepływoacutew o kwadratowej zależności oporoacutew λ = f3 (kd)
Wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (λ) zaleca się obliczać z uwikłanej postaci wzoru
Colebrooka-Whitersquoa
hR
k
d
k
4713Re
512log2
713Re
512log2
1
(94)
gdzie
k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu m
Re - liczba Reynoldsa Re = dν equiv 4Rhν -
ν - wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej cieczy m2s
Wzoacuter (94) ma uniwersalny charakter obejmujący swoim zakresem wszystkie 3 strefy
przepływoacutew turbulentnych
Dla przepływoacutew w III strefie jako alternatywną do metody bazującej na wzorach Darcy-
Weisbacha (93) i Colebrooka-Whitersquoa (94) do wymiarowania przewodoacutew wodnych w tym
kanałoacutew ściekowych całkowicie wypełnionych stosowana jest metoda oparta na wzorze
Chezy-Manninga na prędkość średnią (w ms) o dogodnej postaci analitycznej
21321JR
nJRC hhM (99)
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości przewodu sm13
Rh - promień hydrauliczny m
J - jednostkowy spadek energii wywołany tarciem (J = Δhl) -
CM - wspoacutełczynnik Cheacutezy do wzoru Manninga m12
s
61
61
4
11
d
nR
nC hM (910)
KANALIZACJA I
111
Wspoacutełczynnik szorstkości (n) we wzorze Manninga zależy od stanu hydraulicznego
przewodoacutew - analogicznie jak zastępcza chropowatość (k) W normie PN-EN 752
definiowany jest jako wspoacutełczynnik Manninga K = 1n ktoacuterego wartość (w III strefie) można
uzależnić od k za pomocą wzoru
k
d
dgK
73log
324
61
(911)
922 SPRAWNOŚĆ HYDRAULICZNA PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW
Wpływ zmian chropowatości przewodu w czasie na przepływność
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu Q = A
gdzie A - pole powierzchni przekroju porzecznego przewodu kołowego o średnicy d)
przyjmie postać
2
52
8Δ Q
d
l
gh
(919)
Dzieląc obustronnie (919) przez l (długość przewodu) otrzymamy wzoacuter na jednostkowy
spadek energii
22
52
18CQQ
dgJ
(920)
gdzie
8λ(gπ2d
5) = C ndash oporność właściwa rurociągu o średnicy d (w s
2m
6)
Zmiany oporności rurociągu w czasie t lat eksploatacji (z C0 na Ct) charakteryzuje
wskaźnik względnej oporności δc
5
0
00
t
ttC
d
d
C
C
(921)
Przy niezmiennym w czasie strumieniu przepływu (Q = idem) ze wzoroacutew (920) i (921)
wynika wprost że δc = JtJ0 i po czasie t spadek linii energii Jt zwiększa się (δc gt1) względem
wyjściowego J0 (dla czasu t = 0) do wartości Jt = δc J0
Przekształcając (920) ze względu na Q otrzymamy
JMJdg
Q 252
8
1
(922)
gdzie
λndash12
(gπ28)
12d
52 = M - przepływność właściwa rurociągu o średnicy d (w m
3s) przy
czym M = C ndash12
(oraz C = 1M 2)
KANALIZACJA I
112
Zmiany przepływności rurociągu eksploatowanego przez t lat (z M0 na Mt) charakteryzuje
wskaźnik względnej przepływności ηM
25
0
21
0
0
d
d
M
M t
t
tM
(923)
Przy niezmiennym w czasie spadku linii energii (J = idem) z wzoroacutew (922) i (923) wynika
0Q
QtM (924)
stąd po czasie t lat strumień przepływu Qt zmniejsza się (ηM lt 1) względem wyjściowego Q0
(dla czasu t = 0) do wartości Qt = ηM Q0
Do ilustracji zjawiska spadku przepływności (ηM) wywołanej wzrostem chropowatości
(kt) za punkt odniesienia wybrano dwa rurociągi hydraulicznie gładkie (k0 = 0) o średnicach
d0 = 01 i 10 m i o przepływnościach właściwych M0 (w czasie t0 = 0)
Przyrosty chropowatości w czasie t eksploatacji zadawano dyskretnie z przedziału
kti 01 04 1 2 3 mm Przyjęto za wyjściową prędkość przepływu 0 = 10 ms Dla
temperatury wody 28315 K wspoacutełczynniki λ0 i λti obliczano ze wzoru Colebrooka-Whitersquoa
(94) dla k0 = 0 i kti
Wyniki obliczeń ηM(kti) naniesiono na wykres (rys 93)
Rys 93 Wpływ wzrostu chropowatości kt (w czasie t) na względną przepływność rurociągoacutew ηM
(poziom odniesienia ηM = 1 - rury hydraulicznie gładkie k0 = 0)
Przykładowo z rysunku 93 wynika że dla rurociągu o średnicy d0 = 01 m ze wzrostem
chropowatości np do kt = 10 mm jego przepływność zmniejszy się o rząd 33 (ηM = 067) w
poroacutewnaniu do k0 = 0 mm Dla rurociągu o średnicy d0 = 10 m analogiczny rezultat spadku
przepływności o 33 (ηM = 067) osiągnięty zostanie przy wzroście chropowatości do
KANALIZACJA I
113
wartości kt = 30 mm Wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu na wartość ηM uwidacznia się
jedynie w wypadku przewodoacutew o małych średnicach
Wpływ zmian średnicy przewodu w czasie na przepływność
Wpływ zmniejszenia średnicy (np wskutek znacznego odkładania się osadoacutew) na
sprawność hydrauliczną ciśnieniowych rurociągoacutew wodnych zilustrować można na podstawie
metodologii opartej na wzorze Manninga (99) - dla III strefy przepływoacutew turbulentnych (n =
idem) Wzoacuter (99) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu przyjmie postać
JMJdn
dJ
d
nQ M
2138
35
221
32
4
1
44
1 (925)
gdzie
πd83
(453
n) = MM - przepływność właściwa rurociągu (d) do wzoru Manninga (w m3s)
Względne zmiany przepływności rurociągu (MMiMM0) ujmuje jak w (923) wspoacutełczynnik
ηMM
38
0
0
0
d
d
n
n
M
M i
iM
MiMM (926)
a przy niezmiennym spadku linii energii J = idem oraz n = idem z wzoroacutew (925) i (926)
wynika
38
00
d
d
Q
Q iiMM (927)
stąd strumień przepływu Qi zmieni się względem wyjściowego Q0 do wartości Qi = ηMM Q0
Z rysunku 94 wynika min że wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu z d0 do di dla
warunkoacutew jednakowej chropowatości ścian (w III strefie przepływoacutew turbulentnych n =
idem) na spadek przepływności rurociągu ηMM = (did0)83
- wynika głoacutewnie z fizycznego
zmniejszania się pola powierzchni przekroju poprzecznego rurociągu w funkcji (did0)2 a
tylko w mniejszej części w funkcji (did0)23
- z oporoacutew ruchu
(did0)83
= (did0)2(did0)
2
Rys 94 Wpływ względnej średnicy rurociągu przy n = idem na względną przepływność ηMM
KANALIZACJA I
114
Podobnie też można interpretować wpływ zwiększenia średnicy rurociągu did0 gt 1 (np po
jego oczyszczeniu z osadoacutew) na wzrost ηMM = QiQ0
923 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CIŚNIENIOWYCH
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh w m) w
przewodach i kanałach ściekowych - całkowicie wypełnionych ma ogoacutelna postać
gR
lh
h 24Δ
2 (928)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych -
l - długość przewodu (kanału) m
Rh - promień hydrauliczny (Rh = d4) m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Uwzględniając fakt że w praktyce na wartość wspoacutełczynnika oporoacutew liniowych (λ)
wpływ mają roacutewnież straty miejscowe - na połączeniach odcinkoacutew rur na niedokładnościach
osiowego ułożenia na zmianach spadkoacutew dna (kierunkoacutew tras przewodu) czy też
niecałkowicie kołowego kształtu przekroju poprzecznego rur (zwłaszcza tworzywowych -
wynikających z technologii zabudowy) a także wynikające z efektoacutew starzenia się
przewodoacutew wodnych w czasie eksploatacji (prowadzących do spadku przepływności)
możemy zapisać
ggR
lhhh
h
ml224
Δ22
(929)
Nieliniowe straty miejscowe (Δhm w m) można rozłożyć roacutewnomiernie na długości
przewodu uzyskując tym samym zastępczą chropowatość eksploatacyjną (ke) i woacutewczas
l
Rhe
4 (930)
gdzie
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych wywołany chropowatością k wg (94) -
ξ - wspoacutełczynnik oporoacutew miejscowych wywołany zaburzeniem rozkładu prędkości -
Po uwzględnieniu (929) i (930) i przekształceniu (928) na spadek linii energii
otrzymamy
KANALIZACJA I
115
gRl
hJ
h
e24
1 2
(931)
gdzie
J - jednostkowy sumaryczny spadek energii (spadek hydrauliczny) wywołany tarciem i
oporami miejscowymi na odcinku kanału o długości l -
Przekształcając (931) ze względu na
gdJJgRe
h
e
21
81
(932)
i wykorzystując ogoacutelną postać wzoru (94) Colebrooka-Whitersquoa dla liczby Reynoldsa
Re = 4Rh ν equiv d ν zapisanego jako
h
e
eheR
k
R 47134
512log2
1
(933)
po podstawieniu (933) do (932) i dalszych przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią
prędkość przepływu (w ms)
JgRR
k
JgRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(934)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = A (gdzie A - pole powierzchni przekroju
poprzecznego przewodu m2) otrzymamy ostatecznie ogoacutelny wzoacuter analityczny na strumień
objętości przepływu (Q w m3s)
AJgRR
k
JgRRQ h
h
e
hh
8
471384
512log2
(935)
skąd dla przewodoacutewkanałoacutew o kołowym kształcie przekroju poprzecznego - o średnicy d (w
m) całkowicie wypełnionych Rh = d4
dJdd
k
dJdQ e 2
713
5670log 9576
(936)
Wg ATV-A110 do wymiarowania przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew tranzytowych
działających pod ciśnieniem (w tym tworzywowych) zaleca się przyjmować uśrednioną
wartość zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości ke = 025 mm
Podana wartość nie uwzględnia jednak strat miejscowych na armaturze kolanach i
łukach kształtkach połączeniowych wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach
kanalizacyjnych takich jak syfony rury dławiące czy reduktory ciśnienia Straty te należy
ustalać indywidualnie Wskazoacutewki znaleźć można min w pracy [2]
KANALIZACJA I
116
Wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej wody w temperaturze 10ordmC (28315 K) wynosi ν10
= 1306 10-6
m2s a dla ściekoacutew przyjmuje się odpowiednio [61]
ν10 = 133 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 100 mgdm
3
ν10 = 137 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 300 mgdm
3
ν10 = 143 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 600 mgdm
3
W celu ułatwienia i wyeliminowania ewentualnych pomyłek w obliczeniowych
inżynierskich do doboru przekroi - średnic przewodoacutew czy kanałoacutew można posługiwać się
nomogramami opracowanymi do wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla przyjętej wartości
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke
Przykładowo wykorzystując nomogramem logarytmiczny przedstawiony na rysunku
95 dotyczący sprawności hydraulicznej ciśnieniowych przewodoacutew żelbetowych o przekroju
kołowym dla k = ke = 10 mm i lepkości wody ν10 = 1306 10-6 m
2s należy dla ustalonej
wartości strumienia Q (w dm3s) i założonej prędkości przepływu ( w ms) dobierać średnicę
(d w mm) przewodu a następnie odczytać wartość spadku linii ciśnienia (J w promilach)
Rys 95 Przykładowy nomogram logarytmiczny do doboru przewodoacutew (żelbetowych) ciśnieniowych
o przekroju kołowym wg wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla k = 10 mm (ν10 = 1306 10-6 m
2s)
KANALIZACJA I
117
93 PRZEPŁYWY W KANAŁACH CZĘŚCIOWO WYPEŁNIONYCH
931 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
U podstaw obliczeń hydraulicznych służących do doboru wymiaroacutew liniowych kanałoacutew
czy przewodoacutew grawitacyjnych działających ze swobodnym zwierciadłem cieczy (tj
częściowo wypełnionych) leży założenie upraszczające iż mamy do czynienia z ruchem
ustalonym i roacutewnomiernym
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna oraz stała chropowatośćszorstkość ścian W ruchu
roacutewnomiernym (ustalonym) występuje wzajemna roacutewnoległość dna kanału (i) wysokości
zwierciadła cieczy (hn(Q)) i linii wysokości energii (J = i) a rozkłady prędkości są jednakowe
we wszystkich przekrojach poprzecznych na danym odcinku kanału ( = idem)
Wychodząc z ogoacutelnej postaci wzoru Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat
hydraulicznych po uwzględnieniu dodatkowo oporoacutew miejscowych wg (929)divide(931)
otrzymamy dla przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych częściowo wypełnionych wzoacuter na spadek
hydrauliczny
gR
il
h
h
e24
1 2
(940)
gdzie
Δh - roacuteżnica wysokości den kanału na odcinku o długości l roacutewna roacuteżnicy wysokości
wypełnień normalnych h = hn (w ruchu roacutewnomiernym) Δh = imiddotl m
i - spadek dna kanału roacutewny sumarycznemu spadkowi linii energii - wywołanej tarciem i
oporami miejscowymi (na odcinku l) -
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
Rh - promień hydrauliczny Rh = AU m
A - powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy m2
U - obwoacuted zwilżony m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Promień hydrauliczny w przypadku przewodoacutew i kanałoacutew całkowicie wypełnionych
jest miarą hydrauliczną roacuteżnych kształtoacutew przekroi poprzecznych (kołowych jajowych
dzwonowych itp) W przypadku przewodoacutew i kanałoacutew częściowo wypełnionych pełni
dodatkowo rolę miary hydraulicznej stopnia wypełnienia przekrojoacutew (np hD ndash wg rys 96)
Rys 96 Schemat hydrauliczny kanału zamkniętego
częściowo wypełnionego (AU = Rh)
KANALIZACJA I
118
Pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy w kanale o przekroju
kołowym przy częściowym - względnym wypełnieniu ηh = hD oblicza się z zależności
geometrycznych
22
2112121arccos4 D
h
D
h
D
hDAn (941)
gdzie
An ndash pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy wypełnieniu
(normalnym) h = hn m2
D - wewnętrzna średnica kanału m
Zależność pomiędzy polem powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy
częściowym wypełnieniu (An) a polem powierzchni całego przekroju poprzecznego kanału
(A) - o średnicy D ujmuje wskaźnik względnej powierzchni (ηA) postaci
D
h
D
h
A
An
A 21arccos2sin21arccos22
1
(942)
Promień hydrauliczny Rh w tym dla względnego wypełnienia przekroju hD oblicza się z
ogoacutelnej postaci wzoru
Dh
DhDhDRh
21arccos
211211
4
2
(943)
Związek pomiędzy promieniem hydraulicznym przy częściowym wypełnieniu a
promieniem hydraulicznym całego przekroju poprzecznego rur określa się z zależności
geometrycznych dla przekroju kołowego
Dh
Dh
R
R
h
hnRh
21arccos2
21arccos2sin1
(944)
gdzie
ηRh - wskaźnik względnego promienia hydraulicznego -
Rh - promień hydrauliczny przewodu o (wewnętrznej) średnicy D przy całkowitym
wypełnieniu Rh = AU = D4 m
Rhn - promień hydrauliczny strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu
(normalnym) h = hn m
Obliczanie przepływoacutew cieczy w kanałach czy przewodach ściekowych częściowo
wypełnionych zaleca się obecnie opierać na wzorze Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej (ke)
KANALIZACJA I
119
Tym samym odstępuje się od stosowania wzoru Manninga ze wspoacutełczynnikiem
szorstkości (n) jako mniej uniwersalnego właściwego jedynie dla przepływoacutew turbulentnych
w III strefie (tzw kwadratowego prawa oporoacutew)
Norma PN-EN 7522008 dopuszcza jednak stosowanie wzoru Manninga w zmienionej
postaci [1] (ze wspoacutełczynnikiem Manninga K = 1n - wg wzoru (911))
2132
6173
log32
4 iRk
D
Dg h
(945)
w ktoacuterej ogoacutelnie D = 4Rh
Przekształcając wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) - ściślej roacutewnanie (940) ze względu na
igRh
e
81
(946)
i wykorzystując wzoacuter (94) Colebrooka-Whitersquoa dla Re = 4Rhν po odpowiednich
przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią prędkość przepływu (w ms)
igRR
k
igRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(947)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = An gdzie An - pole powierzchni przekroju
poprzecznego strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (hn = h) otrzymamy postać
ogoacutelną wzoru analitycznego na strumień objętości przepływu w ruchu roacutewnomiernym
ustalonym (i = J)
nhn
hn
e
hnhn
n AigRR
k
igRRQ
8
471384
512log2
(948)
ktoacutery dla przekroju kołowego uwzględniając zapis An wg (941) przyjmie szczegoacutełową
postać (949) dla h = hn
22 211
21
21arccos8
84148
62750log2
4 D
h
D
h
D
higR
R
k
igRR
DQ hn
hn
e
hnhn
n
Stosując odmienną metodologię Manninga wzoacuter na strumień objętości przepływu w
kanale o przekroju kołowym niecałkowicie wypełnionym przyjmuje analityczną postać (h =
hn)
3
2
2
)21arccos(
)))21arccos(2sin()21arccos(22(
21arccos2sin
2
121arccos
16
1
Dh
DhDhD
D
h
D
hiD
nQn
(950)
KANALIZACJA I
120
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
i - spadek dna kanału i = J ndash w ruchu roacutewnomiernym -
h = hn ndash wypełnienie normalne (w ruchu roacutewnomiernym) m
Wspoacutełczynnik szorstkości kanału w (950) przyjmuje (w III strefie przepływoacutew) postać
161
473log
84
e
hn
hn
ek
R
Rgn (951)
gdzie ne - wspoacutełczynnik szorstkości eksploatacyjnej kanału uzależniony od zastępczej
chropowatości eksploatacyjnej ke
Wg ATV-A110 do wymiarowania grawitacyjnych przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew
działających przy częściowym wypełnieniu zaleca się przyjmować uśrednione wartości
zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości
ke = 050 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew tranzytowych ze studzienkami o kinetach do
wysokości przekroju kanału
ke = 075 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości przekroju kanału
ke = 15 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości połowy przekroju kanału
Podane wartości nie uwzględniają strat miejscowych na armaturze zmianach kierunkoacutew tras
wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach kanalizacyjnych Straty te należy ustalać dodatkowo
932 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CZĘŚCIOWO
WYPEŁNIONYCH
Posługiwanie się wzorami analitycznymi na strumień Q a zwłaszcza na Qn stwarza dużą
trudność ze względu na ich uwikłaną postać W celu ułatwienia obliczeń hydraulicznych
kanałoacutew niecałkowicie wypełnionych opracowano charakterystyki sprawności hydraulicznej
roacuteżnych przekroi kanałoacutew tj zależności na wskaźniki względnych prędkości przepływu η =
n oraz względnych strumieni objętości ηQ = QnQ
Przykładowo dla przekroju kołowego stosując metodologię opartą na wzorze
Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu pewnych uproszczeń (bowiem przy częściowym
wypełnieniu zaroacutewno jak i Q zależą roacutewnież od i oraz k) otrzymamy wg Franke [2 54]
85
h
hnn
R
R
(952)
KANALIZACJA I
121
oraz
85
h
hnnnQ
R
R
A
A
Q
Q (953)
gdzie
η - wskaźnik względnych prędkości przepływu stosunek prędkości n przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do prędkości przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
Rh - promień hydrauliczny przy całkowicie wypełnionym kanale (Rh = D4) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu - normalnym hn m
ηQ - wskaźnik względnych strumieni objętości stosunek strumienia Qn przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do strumienia Q przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
A - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu (A =
πD24) m
2
An - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy częściowym wypełnieniu - hn
(wg wzoru (941)) m2
Na rysunku 97 przedstawiono krzywe sprawności hydraulicznej η i ηQ od hD (w ) dla
kanału o przekroju kołowym o średnicy D
Rys 97 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Według metodologii opartej na wzorze Colebrooka-Whitersquoa całkowita przepustowość
kanału (100) tj przy całkowitym wypełnieniu przekroju (100) osiągana jest już przy
względnym wypełnieniu hD = 0827 - w kanałach o przekroju kołowym bądź hH = 0867 -
w kanałach jajowych czy też hH = 0807 - w kanałach dzwonowych (gdzie H oznacza
wysokość przekroju kanału proporcjonalną do jego szerokości B) wg rys 97divide99
Promień hydrauliczny osiąga woacutewczas (prawie) maksymalne wartości a warunki
przepływu odpowiadają panującym w kanałach otwartych Krzywe sprawności hydraulicznej
kanałoacutew interpretuje się więc tylko do wymienionych wyżej względnych wypełnień
UWAGA Kanały grawitacyjne należy dobierać na przepływ ze swobodnym zwierciadłem
roacutewnież ze względu na niebezpieczeństwo samoistnego bdquozapowietrzania sięrdquo strumienia i
niestabilne warunki przepływu przy całkowitych wypełnieniach (powstawać mogą woacutewczas
poduszki powietrzne na załamaniach spadkoacutew odcinkoacutew kanałoacutew)
KANALIZACJA I
122
Rys 98 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju jajowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Rys 99 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju dzwonowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Wymiarowany przekroacutej kanału powinno dobierać się tak aby teoretyczna jego
przepustowość całkowita Q (przy danym spadku dna) była zawsze większa od strumienia
obliczeniowego
Wg zasad wypracowanych w Niemczech (ATV A-118) w przypadku kanałoacutew
deszczowych bądź ogoacutelnospławnych zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli
strumień obliczeniowy przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
kanału - przy danym spadku dna (i)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
hD le 075 - w wypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych czy też
hH le 072 - w przypadku kanałoacutew dzwonowych
KANALIZACJA I
123
W praktyce inżynierskiej występują najczęściej dwa typy zadań hydraulicznych
doboacuter wymiaru - przekroju poprzecznego kanału (kołowego o średnicy D lub innego
o wysokości przekroju H) dla danego strumienia przepływu (Qn) i spadku dna (i) z
określeniem wypełnienia normalnego hn(Qn) oraz średniej prędkości przepływu
n(Qn)
obliczenie przepustowości (Q lub Qn) kanału o danym spadku dna (i)
Do wymiarowania kanałoacutew ściekowych deszczowych i ogoacutelnospławnych stosowany był
powszechnie wzoacuter Manninga (99) w ktoacuterym wspoacutełczynnik szorstkości kanału
przyjmowany jest najczęściej w stałej wartości n = 0013 m13
s (ogoacutelnie n [0010 0016]
sm13
czemu odpowiada w przybliżeniu k [025 50] mm)
W celu ułatwienia doboru przekrojoacutew kanałoacutew sporządzone zostały wykresy i
nomogramy do wzoru Manninga przedstawiające graficznie zależności pomiędzy
parametrami
konstrukcyjnymi takimi jak średnica (przekroacutej) kanału spadek dna szorstkość a
hydraulicznymi takimi jak wypełnienie prędkość i strumień przepływu
Najczęściej stosowane były dwa rodzaje pomocy graficznych a mianowicie
nomogramy drabinkowe przedstawiające zależności D Q i dla kanałoacutew
całkowicie wypełnionych ktoacutere wymagały dodatkowo posługiwania się wykresami
sprawności hydraulicznej przekrojoacutew kanałoacutew przy niecałkowitym wypełnieniu
nomogramy logarytmiczne (scalone) opracowane dla roacuteżnych przekrojoacutew kanałoacutew
niecałkowicie wypełnionych (dla n = constans)
Przykład obliczeniowy z zastosowaniem nomogramu drabinkowego i krzywych
sprawności przekroju kołowego (wg rys 910 i 911)
Należy dobrać średnicę kanału (ściekowego) dla obliczeniowego strumienia przepływu Qn =
15 dm3s i spadku dna i = 5 permil
Rys 910 Przykład nomogramu drabinkowego do doboru kanałoacutew kołowych
(oznaczono Qc equiv Q oraz Vc equiv )
KANALIZACJA I
124
Tok postępowania
1 Prowadzimy prostą (1) przechodząca przez punkty i = 5permil oraz Q = 15 dm3s (rys 910)
Dobieramy pierwszą większą (katalogową) średnicę tj D = 020 m Przez punkty D = 02 m
oraz i = 5 permil prowadzimy prostą (2) i odczytujemy strumień przepływu przy całkowitym
wypełnieniu Q = 22 dm3s oraz prędkość przy całkowitym wypełnieniu = 080 ms
2 Następnie korzystamy z krzywej sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
przedstawiającej zależność pomiędzy względnym wypełnieniem kanału (hD) a względnym
strumieniem przepływu (ηQ) - wyrażonych w (rys 911) Krzywa ta umożliwia ustalenie
wartości względnego wypełnienia przekroju kanału i względnej prędkości przepływu (dla
odczytanych z nomogramu drabinkowego parametroacutew hydraulicznych całkowicie
wypełnionego kanału tj strumienia Q i prędkości )
Rys 911 Idea korzystania z wykresu sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
(oznaczono QQC equiv QnQ oraz vvC equiv n)
Dla ustalonej z nomogramu drabinkowego (rys 910) wartości strumienia przy
całkowitym wypełnieniu Q = 22 dm3s obliczamy wartość funkcji sprawności przepływu ηQ
= 1522 = 0682 asymp 68 Następnie z krzywej sprawności (rys 911) dla ηQ = 68
odczytujemy
po lewej stronie hD = 61 = 061
po prawej stronie ηυ = 108 = 108
Stąd wypełnienie (normalne) w dobranym kanale wyniesie hn = 061∙D = 061∙02 = 012 m
a prędkość przepływu n = η middot = 108∙080 = 086 ms
Dla innych (niż kołowy) przekrojoacutew poprzecznych kanałoacutew np jajowych jajowych
podwyższonych gruszkowych czy dzwonowych korzystamy z właściwych nomogramoacutew
drabinkowych i krzywych sprawności danego przekroju kanału
Tok postępowania przy wykorzystaniu nomogramoacutew scalonych - logarytmicznych
opracowanych dla roacuteżnych (typowych) przekrojoacutew kanałoacutew przedstawiono na rysunku 912
ηQ = QQc
η = c
KANALIZACJA I
125
Rys 912 Idea korzystania z nomogramu logarytmicznego do doboru kanałoacutew kołowych
(wg wzoru Manninga)
Przykłady obliczeniowe - z zastosowaniem nomogramoacutew scalonych
1) Dla danych Qn = 20 dm3s oraz i = 40permil należy dobrać kanał o przekroju kołowym dla n
= 0013 sm13
Wychodząc od strumienia Qn = 20 dm3s (wg idei na rys 912)
po prawej stronie nomogramu - dobrano średnicę D = 025 m i odczytano
wypełnienie h = hn = 013 m a następnie
po lewej stronie nomogramu - dla D = 025 m i hn = 013 m odczytano prędkość
przepływu n = 080 ms
2) Dla danych Qn = 400 dm3s oraz i = 20permil należy dobrać kanał o przekroju jajowym dla n
= 0013 sm13
Z nomogramu scalonego podanego na rys 913 dobrano kanał J06 x 09 m i
odczytano wypełnienie h = hn = 070 m (hH = 078 lt 079 - dla 90 przepustowości Q wg
rys 98) oraz ustalono n = 12 ms (dokładny wynik obliczeń hn i n uzyskamy tylko po
zastosowaniu wzoroacutew analitycznych)
Rys 913 Przykładowy nomogram logarytmiczny do wzoru Manninga do doboru kanałoacutew
grawitacyjnych o przekroju jajowym (dla n = 0013 m13
s)
KANALIZACJA I
126
94 ZALECANE SPADKI DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
W systemach kanalizacyjnych spadek dna (i) kanałoacutew grawitacyjnych powinien zawierać
się w granicach
imin i imax (955)
- zależnie od wymiaru (średnicy D) kanału i spadku terenu
Spadek mniejszy od minimalnego (imin - dla danej średnicy) w efekcie zbyt małych
prędkości przepływu ściekoacutew prowadziłyby do odkładania się osadoacutew i w efekcie do
zamulenia kanału
Spadek większy od maksymalnego (imax - dla danej średnicy) prowadziłyby do niszczenia
kanałoacutew - wskutek erozji powodowanej głoacutewnie zawiesiną mineralną przy znacznych
prędkościach przepływu
Powszechnie w literaturze zalecana jest formuła Imhoffa na spadek minimalny (imin)
D
i1
min (956)
gdzie
imin - w promilach gdy wymiar średnicy D wyrażony jest w metrach lub
imin - w ułamku gdy D w mm
W przypadku kanałoacutew o innym przekroju niż kołowy (np jajowy dzwonowy gruszkowy)
za bdquoDrdquo do formuły (956) należy przyjmować szerokość przekroju w tzw pachach (np dla
kanału jajowego J 06x09 m - woacutewczas bdquoDrdquo = 06 m)
Według badań Suligowskiego formuła (956) może być stosowana dla względnych
wypełnień kanałoacutew większych od 30 (hD gt 03) co zostanie roacutewnież wykazane w pracy
Historycznie w wytycznych technicznych projektowania (WTP) miejskich sieci
kanalizacyjnych z 1965 roku sformułowano zasadę zachowania minimalnej prędkości (min)
przepływu ściekoacutew przy całkowitym wypełnieniu kanałoacutew jako warunku ich
bdquosamooczyszczania sięrdquo odpowiednio
w systemie kanalizacji rozdzielczej tj w kanałach bytowo-gospodarczych
przemysłowych oraz deszczowych min = 08 ms
w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej min = 10 ms
Wychodząc z powyższych założeń i stosując np wzoacuter Manninga (99) dla n = 0013
sm13
możliwie było ustalenie wartości minimalnych spadkoacutew dna kanałoacutew ze względu na
bdquosamooczyszczanierdquo podanych w tabeli 94 dla przykładowych średnic Wyższe wartości
spadkoacutew minimalnych względem obliczonych z formuły 1D wyboldowano
KANALIZACJA I
127
Tab 94 Obliczone z formuły 1D i z wzoru Manninga (dla n = 0013 sm13
i min) minimalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych ( - stosowane w praktyce)
Lp
Średnica
kanału
D
Minimalne spadki dna kanałoacutew imin
Obliczone z
formuły
1D
Obliczone z wzoru
Manninga dla prędkości
min = 08 ms min = 10 ms
- m permil permil permil 1 020 50 587 918
2 025 40 436 681
3 030 333 (30) 342 534
4 040 25 233 364
5 050 20 173 270
6 060 167 136 212
7 080 125 092 145
8 100 100 069 107
9 150 067 (05) 040 062
10 200 05 027 043
Maksymalne spadki (imax) dna kanałoacutew określano (wg WTP) w podobny sposoacuteb tj przy
całkowitym wypełnieniu prędkość przepływu ściekoacutew nie powinna przekraczać wartości
max = 30 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
betonowych i ceramicznych
max = 50 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
żelbetowych i żeliwnych
max = 70 ms - w kanałach deszczowych i ogoacutelnospławnych niezależnie od
materiału kanałoacutew jako że kanały takie przy znacznym wypełnieniu działają
okresowo w poroacutewnaniu z kanałami bytowo-gospodarczymi i przemysłowymi
W pracy IKŚ z 1983 roku zalecono ograniczenie maksymalnych prędkości przepływu
ściekoacutew niezależnie od materiałoacutew rur do
max = 30 ms - w kanałach ściekowych i ogoacutelnospławnych
max = 50 ms - w kanałach deszczowych i burzowych
co jest racjonalne ze względu na trwałość bezawaryjnego działania kanalizacji
W tabeli 95 podano obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
wartości
maksymalnych spadkoacutew dna kanałoacutew dla prędkości max ndash przy całkowitym wypełnieniu
Tabela 95 Obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
maksymalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych
Lp
Średnica
kanału
D
Maksymalne spadki dna kanałoacutew imax z wzoru
Manninga dla prędkości
max = 3 ms max = 5 ms max = 7 ms
- m permil permil permil 1 020 828 2300 4508
2 025 603 1675 3283
3 030 477 1325 2597
4 040 324 900 1764
5 050 243 675 1323
6 060 189 525 1029
7 080 135 375 735
8 100 99 275 539
9 150 56 156 306
10 200 38 106 209
KANALIZACJA I
128
Grawitacyjne przewody i kanały transportujące ścieki tj mieszaniny ciał stałych i
cieczy powinny być układane z takim spadkiem aby możliwy był zaroacutewno transport
zanieczyszczeń zawartych w ściekach w tym wleczonych przy dnie jak i rozmywanie już
odłożonych (przy mniejszych strumieniach przepływu) złogoacutew i osadoacutew
Z punktu widzenia hydromechaniki transport zanieczyszczeń można zapewnić jeżeli
opoacuter tarcia wyrażony stycznymi naprężeniami ścinającymi ( ) pomiędzy ścianką rury a
ściekami będzie większy od min
Przyjmując minimalne naprężenia ścinające w wysokości
02min Pa - dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
51min Pa - dla kanałoacutew deszczowych
przy czym iR Rhh - dla małych kątoacutew α pochylenia kanałoacutew (woacutewczas i asymp sinα) W
przypadku przekroju kołowego otrzymamy
iR
RD
h
hn 4
(957)
gdzie
- naprężenia ścinające Pa
- ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
D - średnica wewnętrzna przewodu (kanału) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu kanału (normalnym hn) m
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu kanału (Rh = D4) m
i - spadek dna ułamek
Stąd ogoacutelnie
DR
R
gi
hn
h 14 min
min
(958)
a dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych (dla 02min Pa)
DR
Ri
hn
h 1108160 3
min
(959)
i dla kanałoacutew deszczowych (dla 51min Pa)
DR
Ri
hn
h 1106120 3
min
(960)
Przykłady obliczeniowe
Dla kanału o średnicy D = 03 m z formuły (956) spadek minimalny wynosi imin = 103 =
333permil (w praktyce przyjmowany jako 3permil) Z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (959)
otrzymamy dla kanału bytowo-gospodarczego o D = 03 m dla wypełnień względnych
KANALIZACJA I
129
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00107 = 107permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000564 = 564permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000398 = 398permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000317 = 317permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000225 = 225 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
Podobnie z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (960) dla kanału deszczowego o średnicy D
= 03 m otrzymamy dla
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 000803 = 803permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000423 = 423permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000298 = 298permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000238 = 238permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000170 = 170 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
Tak wyliczane spadki (imin) spełniają kryterium hydromechaniczne samooczyszczania
się kanałoacutew ważne zwłaszcza dla małych wypełnień kanałoacutew tj dla małych strumieni
objętości
Minimalne spadki kanałoacutew są woacutewczas znacznie większe od wyliczanych z formuły
bdquo1Drdquo czy też z warunku min = 08 ms (przewyższenia dla D = 03 m wyboldowano)
Formuła imin = 1D ma więc praktyczne zastosowanie dla względnych wypełnień kanałoacutew
większych od 30
Dla względnych wypełnień kanałoacutew hD gt 03 spadki imin wg kryterium
hydromechanicznego są nieco mniejsze niż stosowane imin = 1D - dla kanałoacutew całkowicie
wypełnionych
Według badań Dąbrowskiego uwzględniając nieroacutewnomierność godzinową strumienia
ściekoacutew w wymiarowaniu kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy
przyjmować 52min Pa - dla średnic 020 i 025 m oraz 22min Pa - dla średnic 030
035 040 i 050 m Przyjmowane dotychczas naprężenia minimalne 02min Pa są
właściwe dla średnic ge 060 m
Dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych przyjmując 22min Pa otrzymamy
DR
Ri
hn
h 1108970 3
min
(961)
woacutewczas dla przykładowej średnicy D = 03 m minimalne wartości spadkoacutew wyniosą już
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00118 = 118permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000620 = 620permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000437 = 437permil
KANALIZACJA I
130
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000349 = 349permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000248 = 248 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
Na tym tle zalecone w pracy IKŚ minimalne spadki dna kanałoacutew ściekowych dla
jednostek osadniczych o liczbie mieszkańcoacutew le 1000 imin = 10permil są uzasadnione
UWAGA Przytoczone dane podkreślają wagę i znaczenie obliczeń sprawności hydraulicznej
kanałoacutew do prawidłowego funkcjonowania sieci i zarazem uzasadniają konieczność ich
wykonywania już na etapie koncepcji programowo-przestrzennej (KPP) czy też w projektach
budowlano-wykonawczych (PB i PBW)
Co jest jednak najczęściej pomijane Projektanci dobierają często bdquoświadomierdquo większe
średnice kanałoacutew dążąc za wszelką cenę do wypłycenia kanalizacji co jest błędnym i drogim
w eksploatacji rozwiązaniem
95 STOSOWANE PRZEKROJE KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Wyboacuter kształtu przekroju poprzecznego kanałoacutew zależy od
warunkoacutew hydraulicznych tj strumienia i nieroacutewnomierności przepływu ściekoacutew
(w dobie) oraz wymaganych prędkości samooczyszczania
warunkoacutew statycznych zabudowy kanału tj zagłębienia dna i przykrycia wierzchu
rury (sklepienia)
rodzaju materiału i sposobu wykorzystania kanału w tym dostosowania do
pokonania przeszkoacuted terenowych uniknięcia kolizji itp
Najczęściej stosowane są przekroje kołowe praktycznie we wszystkich systemach
kanalizacyjnych Pod względem statycznym przekroacutej ten jest właściwy zaroacutewno dla małych
jak i znacznych zagłębień kanału Łatwy w prefabrykacji w montażu i budowie ze względu
na pełną symetrię przekroju (w przypadku braku tzw stopki)
Polska norma PN-71B-02710 zalecała do stosowania pięć podstawowych kształtoacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew W Niemczech obowiązują obecnie znormalizowane kształty
i wymiary tylko dla trzech rodzajoacutew przekroi kanałoacutew (kołowego jajowego i dzwonowego)
1 Kanały kołowe o średnicach wewnętrznych d equiv D = h = b (w m) - oznaczone jako K
K 015 020 025 030 040 050 060 080 10 12 14 16 18 20 m i większe o
wielokrotności 05 m tj np K 25 30 35 40 m
Rys 914 Geometria kanałoacutew kołowych (K)
KANALIZACJA I
131
Przekroje kołowe są powszechnie stosowane w kanalizacji bytowo-gospodarczej i
przemysłowej deszczowej oraz ogoacutelnospławnej przy czym w kanalizacji ogoacutelnospławnej
najczęściej do wymiaru K le 05 m
2 Kanały jajowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h
=15b) oznaczone jako J (J 06 x 09 m 07 x 105 m 08 x 12 m 10 x 15 m 12 x 18 m)
Rys 915 Geometria kanałoacutew jajowych (J)
Przekroje jajowe były powszechnie stosowane w kanalizacji ogoacutelnospławnej (powyżej
K05 m) do wymiaru J12 x 18 m Powyżej tego wymiaru należało stosować przekroje
złożone - z kinetami na ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe (Z poroacutewnania
sprawności hydraulicznej kanału kołowego o średnicy D z jajowym o przekroju D x 15D
wynika że przy całkowitym wypełnieniu Q(J) = 161Q(K) oraz (J) = 110(K))
3 Kanały jajowe podwyższone o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x
wysokość przekroju (h =175b) oznaczone jako JP (JP 06 x 105 m 07 x 1225 m 08 x
140 m 10 x 175 m 12 x 210 m
Rys 916 Geometria kanałoacutew jajowych podwyższonych (JP)
4 Kanały gruszkowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =125b) oznaczone jako GR (GR 14 x 175 m 16 x 20 m 18 x 225 m 20 x
25 m i większe o wielokrotności 05 m)
KANALIZACJA I
132
Rys 917 Geometria kanałoacutew gruszkowych (GR)
5 Kanały dzwonowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =085b) oznaczone jako DZ (DZ 14 x 119 m 16 x 136 m 18 x 153 m 20
x 170 m i większe o wielokrotności 05 m)
Rys 918 Geometria kanałoacutew dzwonowych (DZ)
Kanały dzwonowe ze względu na małą wysokość przekroju h lt b znajdują zastosowanie
wszędzie tam gdzie nie ma wystarczającej wysokości bądź przykrycia terenem czy też przy
występujących kolizjach z istniejącym uzbrojeniem Geometria sklepienia kanałoacutew DZ - jak
kanałoacutew GR
Poza normowe - nietypowe przekroje kanałoacutew
Odstępstwa geometrii kanałoacutew od zdezaktualizowanej obecnie normy (branżowej)
budowlanej PN-71B-02710 wymagały zgody Polskiego Komitetu Normalizacji (PKN) na ich
produkcję i stosowanie Obecnie zgodnie z Ustawą z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ
U Nr 169 poz 1386) stosowanie Polskich Norm jest bdquodobrowolnerdquo (nie tworzy się też norm
branżowych - B)
Jednak pewna unifikacja geometrii kanałoacutew (nie tylko betonowych) jest nadal potrzebna
ze względoacutew praktycznych - eksploatacyjnych (napraw konserwacji czy przyszłościowej
wymiany) Przykładem może być tutaj norma PN-EN 19162005
(Odniesienie do problemoacutew prawnych jest omoacutewione w rozdziale 1 i 10 w [1])
Do budowy nowych czy modernizacji istniejących systemoacutew kanalizacyjnych
dopuszczalne jest obecnie stosowanie innych w tym nietypowych kształtoacutew i wymiaroacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew podanych dla przykładu na rysunkach 919divide924
KANALIZACJA I
133
Przekroacutej eliptyczny
Rys 919 Geometria kanałoacutew eliptycznych (h = 067b)
Przekroacutej kołowo-troacutejkątny
Rys 920 Geometria kanałoacutew kołowo-troacutejkątnych
Przekroacutej prostokątny
Rys 921 Geometria kanałoacutew prostokątnych
Przekroacutej pięciokątny (tzw bdquofuumlnfeckrdquo)
Rys 922 Geometria kanałoacutew pięciokątnych
KANALIZACJA I
134
Przekroacutej kołowy z kinetą ściekową (tzw bdquoLindleyrsquoardquo)
Rys 923 Geometria kanałoacutew kołowych z kinetą
Nietypowe w tym złożone przekroje kanałoacutew nie mają na ogoacuteł opracowanych
charakterystyk przepływu - h = f(Q) woacutewczas należy je wyznaczyć doświadczalnie lub
analitycznie opierając się na podanych już roacutewnaniach ruchu np
AQ oraz 21321 iR
nh przy UARh
Rys 924 Przykładowa charakterystyka przepływu h = f(Q) złożonego przekroju kanału
96 PRZEPEŁNIANIE SIĘ KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Przepełnianie się kanałoacutew grawitacyjnych i praca pod ciśnieniem jest problemem
eksploatacyjnym zwłaszcza w systemach kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej
podczas występowania deszczu o rzadszej powtarzalności niż częstość (C) przyjęta do
zwymiarowania kanałoacutew
Woacutewczas kanały zaczynają działać z większym niż projektowane wypełnienie (dla
strumienia Q(C)) następnie z całkowitym i w końcu pod ciśnieniem (przy Qmax)
KANALIZACJA I
135
Prowadzić to może w efekcie do wylewania się ściekoacutew z kanałoacutew w tzw punktach
krytycznych sieci tj w najniżej położonych wpustach ulicznych podwoacuterzowych czy
piwnicznych czy też studzienkach kanalizacyjnych
Spadek linii ciśnienia (J = Jmax) będzie woacutewczas większy od spadku dna kanału (ik)
Wynika to wprost z analizy postaci np wzoru Manninga (99) w połączeniu z roacutewnaniem
ciągłości ruchu
21
max
32
max 1
JRn
AQ h (962)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu m2
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu m
J - spadek linii ciśnienia (energii) -
Rys 925 Przebieg linii ciśnienia (ilcmax equiv Jmax) wzdłuż trasy kanału grawitacyjnego o spadku dna ik -
podczas działania pod ciśnieniem skreślenia oznaczają nieaktywność parametroacutew ruchu (Qn i hn)
Maksymalny spadek linii ciśnienia Jmax jest ograniczony przez punkt krytyczny -
przecięcie się linii ciśnienia z powierzchnią terenu wg rysunku 925 Wartości spadku Jmax
odpowiada maksymalny strumień przepływu Qmax zgodnie z wzorem (962) Większy
strumień deszczu niż Qmax nie zmieści się już w kanale pozostanie więc na powierzchni
terenu jako nieodebrany - rozlewając się po powierzchni i niewiele podnosząc spiętrzone w
kanale (studzience) zwierciadło ściekoacutew Stąd na podstawie (962) możemy napisać
maxmax JaQ (963)
przy czym constRn
Aa h 321 oraz idem
l
HHJ
min
max - wg rys 925
Strumień objętości ściekoacutew (Q) przy całkowitym wypełnieniu kanału o spadku dna ik
wynosi
kiaQ (964)
przy czym ik =l
H - wg rys 925 a stąd stosunek strumieni
KANALIZACJA I
136
1minminmaxmax
H
H
H
HH
ia
Ja
Q
Q
k
(965)
Oznaczając sH
Hmin otrzymamy 1max s
Q
Q a stąd 1max sQQ a więc
Qmax gt Q ponieważ 1s gt 1
Wynika stąd że strumień Qmax ograniczony jest zagłębieniem kanału Hmin - w punkcie
krytycznym (rys 925) Im większa będzie wartość Hmin tym większa jest wartość 1s i
tym większy będzie strumień Qmax
Z powyższej analizy wynika że każdy kanał (kolektor) ma w sobie pewną rezerwę
przepustowości ktoacutera jest wykorzystywana w przypadku pojawienia się większego
strumienia przepływu niż obliczeniowy - przyjęty do wymiarowania kanału Q(C) a
spowodowany deszczem o mniejszym prawdopodobieństwie wystąpienia Jednak po
przeanalizowaniu oddziaływania spiętrzonych ściekoacutew w kolektorze na warunki odbioru
ściekoacutew w kanałach bocznych (zbieraczach) powyższy wniosek nie musi odnosić się do całej
sieci
Praca kolektoroacutew kanalizacyjnych pod ciśnieniem powoduje wzrost ich przepustowości
ale jednocześnie wywołuje podtapianie kanałoacutew bocznych (zbierających roacutewnież ścieki
opadowe) mogąc przyczynić się z kolei do obniżenia ich przepustowości hydraulicznej
Na rysunku 926 przedstawiono trzy przypadki spadkoacutew linii ciśnienia w kanałach
bocznych wymuszone przez roacuteżne poziomy cieczy w kolektorze (analogia do naczyń
połączonych)
Rys 926 Trzy przypadki wpływu wysokości ciśnienia w kolektorze
na działanie kanałoacutew bocznych o spadku dna ik (b)
Analiza zjawisk 1 Przypadek - przepływ w kolektorze ze swobodnym zwierciadłem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym ilc equiv Jb = Jbmax gt ik(b) woacutewczas strumień
Qbmax gt Qb(C)
2 Przypadek - przepływ w kolektorze pod ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb = ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb = Qb(C)
3 Przypadek - przepływ w kolektorze pod znacznym ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb lt ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb lt Qb(C)
KANALIZACJA I
137
Z rysunku 926 wynika że kolektor podtopiony do poziomu w 3-cim rozważanym
przypadku wywoła spadek linii ciśnienia Jb w kanale bocznym (b) mniejszy od spadku dna
kanału bocznego ik(b) i woacutewczas strumień przepływu pod ciśnieniem Qb w tym kanale będzie
mniejszy niż jego strumień obliczeniowy Qb(C) Wystąpi więc dławienie przepływu i spadek
przepustowości kanału bocznego - brak odbioru ściekoacutew w studzience na jego początku Przy
roacuteżnicach rzędnych studzienek ścieki mogą nawet wylewać się z kolektora na powierzchnię
terenu poprzez kanał boczny
Chcąc ograniczyć niekorzystne skutki wynikające z takich przypadkoacutew sformułowano w
Polsce jako zasadę ndash już nieaktualną iż
kolektory powinny być wymiarowane na większy strumień przepływu tj na większą
wartość częstości obliczeniowej deszczu C np C = 2 lata - dla kanalizacji deszczowej
oraz C = 5 lat ndash w kanalizacji ogoacutelnospławnej (w płaskim terenie - tab 71) a
kanały boczne (zbieracze) na mniejszy strumień tj na mniejszą wartość częstości deszczu
np C = 1 rok - dla kanalizacji deszczowej oraz C = 2 lata - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
(w przypadku płaskiego terenu - tab 71)
Powyższą zasadę uzasadniano ekonomicznie otoacuteż koszt jednostkowy budowy kolektoroacutew
jest znacznie większy ale dotyczy mniejszej ich długości w sieci w poroacutewnaniu z kosztem
budowy kanałoacutew bocznych o zdecydowanie większej długości w sieci kanalizacyjnej
UWAGA Zasada ta straciła swą aktualność w świetle normy PN - EN 7522008 -
ujednolicenia częstości deszczy dla kolektora i kanałoacutew bocznych
Zasięg cofki piętrzącej (lc) w kanale o niecałkowitym wypełnieniu obliczyć można
rozwiązując roacutewnanie roacuteżniczkowe ustalonego nieroacutewnomiernego ruchu cieczy (tab 91) z
ktoacuterego wynika spadek dhdl czyli kształt zwierciadła ściekoacutew na długości (l) kanału
3
22
11
gA
bQ
Ji
Fr
Ji
dl
dh
(966)
gdzie
h - (zmienne) wypełnienie w kanale zależne od długości l (w zasięgu cofki piętrzącej
zmienia się od h = hn do h = hsp - wg rys 927) m
i - spadek dna kanału (roacutewny spadkowi zwierciadła ściekoacutew i spadkowi linii energii w
ruchu roacutewnomiernym przy wypełnieniu normalnym hn) - J(n) - (zmienny) spadek linii energii w ruchu nieroacutewnomiernym (wywołany stratami tarcia)
Fr - liczba Froudersquoa -
b - szerokość zwierciadła cieczy w kanale m
KANALIZACJA I
138
Rys 927 Schemat do obliczeń zasięgu cofki piętrzącej w kanale
Zasięg cofki piętrzącej obliczyć też można w przybliżony sposoacuteb stosując uproszczone
wzory na zasięg lc (stosowane w budownictwie wodnym - dla rzek) postaci
i
hhl nc
(967)
lub dla małych spiętrzeń (Δh) z dużym przybliżeniem
i
hlc
2 (968)
10 ZASADY PROJEKTOWANIA BUDOWY I
EKSPLOATACJI SIECI KANALIZACYJNYCH
101 UKŁADY SIECI KANALIZACYJNYCH
Topologia (układ) sieci kanalizacyjnych - kolektoroacutew i kanałoacutew bocznych zależy głoacutewnie
od
konfiguracji terenu (spadkoacutew podłużnych i poprzecznych) względem odbiornika
układu geometrycznego ciągoacutew komunikacyjnych (pieszo-jezdnych)
zabudowy terenu
Ogoacutelną i podstawową zasadą jest lokalizowanie - ze względoacutew hydraulicznych
kanałoacutew głoacutewnych (kolektoroacutew) na kierunkach najmniejszych spadkoacutew
powierzchni terenu
kanałoacutew bocznych (zbieraczy) na kierunkach największych spadkoacutew powierzchni
terenu tj w miarę prostopadle do warstwic terenu
przykanalikoacutew w miarę prostopadle do zbieraczy i kolektoroacutew
KANALIZACJA I
139
W konkretnych warunkach terenowych układ sieci kanalizacji grawitacyjnej zaroacutewno
ogoacutelnospławnej rozdzielczej czy poacutełrozdzielczej może być zrealizowany w oparciu o
poniższe schematy ideowe - ogoacutelnomiejskie (w skali całego miasta) bądź lokalne
1011 UKŁADY OGOacuteLNOMIEJSKIE
I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych
II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych
IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Ad I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 101 Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
Rys 102 Układ poprzeczny kanalizacji grawitacyjnej - z kolektorem zbiorczym
KANALIZACJA I
140
Ad III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 103 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Rys 104 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej - z kanałami odciążającymi
1012 UKŁADY LOKALNE
V Układ promienisty
VI Układ pierścieniowy
VII Układy strefowe
Ad V Układ promienisty
Rys 105 Układ promienisty kanalizacji grawitacyjnej ndash w kotlinie
KANALIZACJA I
141
Ad VI Układ pierścieniowy
Rys 106 Układ pierścieniowy kanalizacji grawitacyjnej ndash na wzgoacuterzu
Ad VII Układy strefowe
a) b)
Rys 107 Układy strefowe kanalizacji grawitacyjno-pompowej
a) z wododziałem b) w niecce terenowej
Na wyboacuter układu systemu kanalizacyjnego w danych warunkach terenowych
(ogoacutelnomiejskich bądź lokalnych) wpływ ma także wiele innych czynnikoacutew takich jak
ilość i rodzaj ściekoacutew (zwłaszcza przemysłowych)
istniejąca sieć hydrograficzna w tym wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich
zdolność do samooczyszczania się
możliwość odprowadzania ściekoacutew przez przelewy burzowe a także
gęstość zabudowy terenu i możliwości finansowe inwestora (ewentualne
etapowanie inwestycji)
KANALIZACJA I
142
102 PROJEKTOWANIE TRAS KANAŁOacuteW
1021 SYTUOWANIE KANAŁOacuteW W PLANIE
Położenie sytuacyjne osi przewodoacutew kanalizacyjnych (podobnie jak wodociągowych
ciepłowniczych gazowych itp) powinno być roacutewnoległe względem
osi ulic (krawężnikoacutew chodnikoacutew)
linii rozgraniczających zabudowy
istniejącego zbrojenia podziemnego
W szerokich ciągach komunikacyjnych (pieszo-jezdnych) ndash o szerokości przekraczającej
30 m i obustronnej zabudowie należy projektować dwa roacutewnoległe kanały bytowo-
gospodarcze Liczba i układ kanałoacutew deszczowych zależy od warunkoacutew miejscowych
Uzyskamy woacutewczas ciągi kanałoacutew o stosunkowo płytkim posadowieniu o mniejszych
średnicach i mniejszych kosztach budowy (mniej kolizji z istniejącym uzbrojeniem)
Wymagane odległości projektowanych kanałoacutew od istniejącego uzbrojenia podziemnego
i nadziemnego terenu regulowane są odpowiednimi przepisami miejscowymi (np
powiatowymi czy wojewoacutedzkimi) ustalanymi w Zespołach Uzgadniania Dokumentacji
Projektowych (ZUDP) Przykładowo we Wrocławiu minimalna odległość zewnętrznego
obrysu kanału od
krawężnika - wynosi 20 m (wg [] 12 m)
budynku mieszkalnego 50 m (wg [] 40 m)
toroacutew kolejowych 50 m (wg [] od skrajnej szyny torowiska)
autostrad 50 m
drzew krzewoacutew 10 m (wg [] 20 m)
drenażu podziemnego 20 m
przewodu ciepłowniczego 30 m (wg [] 12divide14 m w zależności od średnicy)
przewodu wodociągowego 20 m (wg [] 12divide17 m w zależności od średnicy)
kabli energetycznych i telekomunikacyjnych 20 m
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Zmiany kierunkoacutew tras kanałoacutew
Kanały nieprzełazowe - o wysokości przekroju H = D lt 10 m należy układać odcinkami
prostymi pomiędzy studzienkami rewizyjnymi (inspekcyjnymi) Każda zmiana kierunku
trasy musi odbywać się więc w studzience
Rys 108 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach H = D lt 10 m - w łukach droacuteg
KANALIZACJA I
143
Kanały przełazowe - o wysokości przekroju H = D 10 m można budować w łukach o
łagodnych krzywiznach o promieniu R przy czym Rmin ge 5b gdzie b = D - szerokość kanału
w tzw pachach oraz Rmin ge 50 m
Rys 109 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach przekroju H = D 10 m - w łukach droacuteg
Na początku i końcu łuku właściwe jest lokalizowanie studzienek rewizyjnych aby
umożliwić wejście i czyszczenie takiego odcinka (niewidoczny przelot kanału)
Łączenie kanałoacutew
Łączenie tras kanałoacutew powinno odbywać się w studzienkach tzw połączeniowych pod
kątem 90 do kierunku przepływu ściekoacutew (rys 1010)
Rys 1010 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
Gdy z układu tras łączonych kanałoacutew wychodzi kąt ostry 90 należy zastosować
dodatkową studzienkę rewizyjną - wg rys 1011
Rys 1011 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
KANALIZACJA I
144
Kanały nieprzełazowe (H lt 10 m) łączymy w studzienkach połączeniowych (o
przekroju kołowym) a kanały przełazowe (H 10 m) w komorach połączeniowych -
najczęściej o przekroju wieloboku
A) B)
Rys 1012 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew
A) nieprzełazowych - w studzienkach połączeniowych (StP) ndash studzienka kołowa
B) przełazowych - w komorach połączeniowych (KP) - wielobok foremny
1022 WYSOKOŚCIOWE SYTUOWANIE KANAŁOacuteW
Ogoacutelną zasadą jest prowadzenie - układanie kanałoacutew możliwie jak najpłycej względem
powierzchni terenu (najmniejsze koszty budowy wykopoacutew) Jednakże zagłębienie kanału
determinowane jest przez
minimalne zagłębienie kanału Zmin umożliwiające grawitacyjny dopływ ściekoacutew tzw
przykanalikami - z budynkoacutew wpustoacutew ulicznych podwoacuterzowych itp
strefę przemarzania gruntu Hz stąd wynika minimalne przykrycie kanału Hmin gt Hz
spadki i ukształtowanie terenu po trasie kanału
inne czynniki jak np kolizje z istniejącym uzbrojeniem podziemnym
Rys 1013 Przykładowy profil kanału grawitacyjnego
Rys 1014 Podział Polski na strefy głębokości przemarzania gruntu (HZ) wg PN-81B-03020
KANALIZACJA I
145
O niezbędnym przegłębieniu kanałoacutew ulicznych decydują najczęściej tzw punkty
krytyczne sieci tj najniżej zlokalizowane wpusty uliczne lub podwoacuterzowe czy też piwniczne
(z ktoacuterych najczęściej występują wylania z kanalizacji)
UWAGA Należy przy tym zwroacutecić uwagę na konieczność przestrzegania warunkoacutew
wytrzymałościowych odnośnie stosowanych rur kanalizacyjnych i warunkoacutew ich
zabudowy - wynikających z obciążeń statycznych naziomem gruntu oraz obciążeń
dynamicznych z ruchu pojazdoacutew
Minimalne zagłębienia przykanalikoacutew i kanałoacutew Zmin
Minimalne przykrycie przykanalikakanału deszczowego (Hmin gt HZ) przyjmuje się
najczęściej od 10 do 16 m w zależności od rejonu Polski - strefy przemarzania gruntu (wg
rys 1014) - z zapasem minimum 02 m
Zasadniczo przykanaliki i kanały ściekowe powinny być układane głębiej
Hmin ge Hz + (02divide04) m
Minimalne zagłębienie przykanalikakanału (Zmin) zależy od jego średnicy Dla
przykanalika ściekowego o np D = 020 m woacutewczas Zmin(02) ]02 41[ m - w zależności od
strefy przemarzania - z zapasem minimum 04 m
Gdy zagłębienie kanału na jego
trasie jest mniejsze niż Zmin woacutewczas
należy go docieplić materiałem o
małym wspoacutełczynniku przewodzenia
ciepła np keramzytem
lub nasypem ziemnym
Rys 1015 Schematy dociepleń kanałoacutew na odcinkach gdzie H lt Hmin
Nasyp ziemny może jednak stanowić przeszkodę komunikacyjną i może też utrudniać
spływ woacuted powierzchniowych czy roztopowych
KANALIZACJA I
146
Maksymalne zagłębienia kanałoacutew Zmax
Najczęściej przyjmuje się obecnie Zmax le 60 m ppt (wg WTP z 1965 r Zmax [6 8] m
ppt) Gdy Z gt Zmax stosuje się pompownie strefowe lub bdquogoacuterniczerdquo metody budowy
kanałoacutew tj tzw wiercenia bdquopoziomerdquo lub przeciski (rys 1016)
Rys 1016 Sposoby pokonywania wzniesień na trasie kanału
Obliczenia niezbędnego zagłębienia kanałoacutew ulicznych
W przeciętnych warunkach terenowych miast jako niezbędne (i zarazem minimalne)
zagłębienie kanałoacutew ulicznych przyjmuje się na ogoacuteł
Z [18 23] m ppt - w kanalizacji deszczowej
Z [23 28] m ppt - w kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej
Z [25 30] m ppt - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Takie zagłębienia kanałoacutew umożliwiają min
prawidłowe podłączenie przykanalikoacutew i kanałoacutew bocznych - zbieraczy
nie powodują na ogoacuteł kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym terenu np z
przewodami wodociągowymi Z [15 18] m ppt czy przewodami ciepłowniczymi
Z [12 15] m ppt
Szczegoacutełowo niezbędne zagłębienie kanałoacutew ustalić można na podstawie obliczeń
według poniższych schematoacutew (w zależności od rodzaju kanalizacji)
KANALIZACJA I
147
Kanalizacja ściekowa - schemat obliczeniowy
Rt Rt
Ru
Z2 Z3 Z1
l2
l3
l1
h
h = i l1 1
d p1
p1
pp = 000
i2i1
g1
Rys 1017 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ściekowego alternatywnie
wariant z 2 kanałami (o zagłębieniu Z1 i Z2) i wariant z jednym kanałem (o Z3)
Wzoacuter wyjściowy na niezbędne zagłębienie kanałoacutew
Z = g + p + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (101)
gdzie
g - zagłębienie posadzki piwnicy względem rzędnej terenu przy budynku Rt m
p - położenie przykanalika względem fundamentu (pmin = 05 m dla kamionki i 03 m dla
żeliwa) m
dp - średnica przykanalika (dp min = 015 m) m
i - spadek dna przykanalika (imin = 15permil dla dp = 015 m i imin = 10permil dla dp = 020 m)
h - wypełnienie w kanale ulicznym (najczęściej przyjmuje się h = 05d) m
Ru - rzędna osi ulicy (ewentualnie rzędna terenu nad kanałem) m npm
Rt - rzędna terenu przy budynku (ewentualnie poziom progu - pp = 000 m npm)
Kanalizacja deszczowa - schemat obliczeniowy
Z = H + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (102)
Rys 1018 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału deszczowego
KANALIZACJA I
148
Kanalizacja ogoacutelnospławna - schemat obliczeniowy Do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego stosujemy wzory (101)
lub (102)
Rys 1019 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego h - wypełnienie w
kanale (do tzw pach przekroju jajowego) Zp - zamknięcie przeciwcofkowe
1023 WYBOacuteR SPADKOacuteW DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych (ik) powinny być dostosowane do spadku terenu
(it) ale jednocześnie muszą spełniać warunek hydrauliczny ikmin le ik le ikmax - zależnie od
średnicy kanału (wg rozdziału 9 [1])
Każda zmiana spadku na trasie kanału grawitacyjnego musi rozpoczynać się i kończyć w
studzience kanalizacyjnej podobnie jak i zmiana przekroju kanału czy wysokości dna kanału
na odpływie czy też zmiana trasy kanału - dla średnic lt 10 m
I przypadek gdy minkt ii
tj gdy spadek terenu it jest mniejszy od minimalnego spadku dna kanału ik min woacutewczas na
trasie kanału występuje systematyczny wzrost wartości zagłębienia kanału od np Zmin do
Zmax
Rys 1020 Racjonalny spadek dna kanału w terenie płaskim ik = ik min
KANALIZACJA I
149
II przypadek gdy maxmin ktk iii
- kanał roacutewnoległy do terenu tj ik = it woacutewczas zagłębienie kanału na jego trasie jest
niezmienne i wynosi np Zmin
Rys 1021 Racjonalny spadek dna kanału w terenie pochyłym
zgodnym z kierunkiem przepływu ściekoacutew ik = it
III przypadek gdy maxkt ii
Rys 1022 Racjonalny spadek dna kanału w stromym terenie ik = ik max
1024 SPOSOBY POŁĄCZEŃ KANAŁOacuteW
Mamy do dyspozycji 4 sposoby połączeń kanałoacutew przy wzroście wymiaroacutew (średnic bądź
wysokości przekroju) kanałoacutew mianowicie poprzez
a) wyroacutewnanie den kanałoacutew - tanie w budowie jednak hydraulicznie nie poprawne
b) wyroacutewnanie sklepień - drogie w budowie (zagłębienie) poprawne hydraulicznie
c) wyroacutewnanie osi ndash trudne w budowie poprawne hydraulicznie
d) wyroacutewnanie zwierciadeł ściekoacutew - trudne w budowie hydraulicznie właściwe
KANALIZACJA I
150
Ad a) 0h
Rys 1023 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu den
Ad b) 12 ddh
Rys 1024 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu sklepień
Ad c) 2
12 ddh
Rys 1025 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu osi kanałoacutew
Ad d) 12 hhh 21 hhh
Rys 1026 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu zwierciadeł ściekoacutew
KANALIZACJA I
151
Przykłady sposoboacutew łączenia kanału bocznego (zbieracza) z kolektorem bądź
przykanalika z kanałem bocznym podano na schematach
Rys 1027 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju kołowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1028 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju jajowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1029 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
(widok z goacutery)
KANALIZACJA I
152
W sieciach kanalizacyjnych nie dopuszcza się do zmniejszenia przekroju kanału na jego
trasie - niezależnie od wypełnień w kanałach Przykład takiej potencjalnej możliwości -
sytuacji podano na rysunku 1030
Rys 1030 Sytuacja terenowa stwarzająca potencjalną możliwość zmniejszenia przekroju
kanału na dolnym odcinku (przyjmujemy jednak d1 = d2)
Dolny (drugi) odcinek kanału o bardzo dużym spadku dna przy danym strumieniu
objętości wymaga hydraulicznie mniejszej średnicy kanału (d2) w poroacutewnaniu do średnicy
(d1) - na goacuternym (pierwszym) odcinku kanału - o małym spadku dna przyjmujemy jednak d1
= d2 - ze względoacutew praktycznych np nie zatykania się kanałoacutew ściekowych Woacutewczas
wypełnienie kanału dolnego (h2) będzie mniejsze niż goacuternego (h1)
Przypadek odwrotny do sytuacji podanej na rys 1030 - niekorzystne hydraulicznie
połączenie kanałoacutew o roacuteżnych spadkach dna i terenu zobrazowano na rysunku 1031
Woacutewczas h2 gt h1 oraz d2 gt d1
Rys 1031 Niekorzystny przypadek połączenia kanałoacutew (d2 gt d1) - występuje
cofka piętrząca i praca goacuternego odcinka kanału pod ciśnieniem
KANALIZACJA I
153
1025 RODZAJE I DOBOacuteR STUDZIENEK KANALIZACYJNYCH
Rozstaw tzw włazowych studzienek kanalizacyjnych na kanałach nieprzełazowych - o
wysokości przekroju kanału H lt 10 m i przełazowych - do H lt 14 m nie powinien być
większy niż
50divide75 m wg zaleceń [1]
60divide80 m wg zaleceń []
Natomiast dla kanałoacutew przełazowych o H 14 m
75divide120 m wg [1]
80divide120 m wg []
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Polska norma (branżowa - budowlana) PN-B-10729 z 1999 r zalecała minimalne
średnice betonowych studzienek kanalizacyjnych jako
m01min - dla kanałoacutew o średnicach D le 03 m
m21min - dla kanałoacutew o średnicach D = 04divide06 m
m41min - dla kanałoacutew o średnicach do D = 08 m
m61min - dla kanałoacutew o średnicach powyżej D gt 08 m
Podobne zalecenia w tym zakresie wynikają też z aktualnej polskiej normy PN-EN
19172004 (zharmonizowanej z normą europejską)
Zgodnie z Ustawą z 2002 roku o normalizacji norma nie jest aktem prawnym Tak więc
unormowane wartości są jedynie wskazoacutewkami - zalecanymi jednak do stosowania
Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw nie włazowych studzienek kanalizacyjnych
(zaroacutewno rewizyjnych ndash przelotowych jak i połączeniowych) tj o małych średnicach studni
rzędu 03divide06 m wykonanych najczęściej z tworzyw sztucznych
Jednak stosowanie takich studzienek ograniczone jest zwykle do małych średnic kanałoacutew
(015divide03 m) płytko ułożonych Ze względoacutew eksploatacyjnych na terenach o luźnej
zabudowie wydaje się właściwe stosowanie woacutewczas np naprzemiennie studzienek
włazowych (jako połączeniowych) i nie włazowych (jako rewizyjnych)
Należy zwroacutecić uwagę na fakt iż betonowe studzienki kanalizacyjne jak wykazała
praktyka lepiej sprawdzają się w gruntach o zmiennym poziomie woacuted podziemnych w
warunkach występowania naprężeń dynamicznych a także w czasie zalania (podtopienia)
odwadnianego terenu Są niewrażliwe na wyparcie przez wodę ze względu na swoacutej ciężar
Przykładowe ndash klasyczne konstrukcje betonowych włazowych studzienek rewizyjnych
(tzw inspekcyjnych) i połączeniowych przedstawiono na rysunkach 1032 1033 i 1034
KANALIZACJA I
154
Rys 1032 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w jezdni (1- właz
żeliwny 2- płyta pokrywowa z pierścieniem podporowym 3 - krąg studzienny komina złazowego 4 -
krąg przejściowy 5 - krąg komory roboczej 6 - betonowa kineta ściekowa 7 - krąg fundamentowy
monolityczny 8 - fundament 9 - stopnie złazowe)
Rys 1033 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w trawniku
(1- właz żeliwny 2- płyta pokrywowa 3 i 4 - kręgi studzienne 5 - fundament 6- stopnie złazowe)
KANALIZACJA I
155
Rys 1034 Betonowa studzienka połączeniowa o głębokości gt 30 m (w przypadku lokalizacji w
jezdni niezbędne jest oparcie płyty pokrywowej z włazem na pierścieniu podporowym wg rys 1032)
Studzienki kaskadowe i komory kaskadowe służą do pokonywania roacuteżnic wysokości
przy zmianach zagłębień kanałoacutew Studzienki kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla małych
średnic kanałoacutew (mała energia kinetyczna strumienia ściekoacutew)
Przykładowo dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych należy stosować studzienki
kaskadowe z dodatkowym pionowym bądź ukośnym przewodem spadowym (o mniejszej
średnicy) na zewnątrz studzienki Roacuteżnica poziomoacutew den kanałoacutew (Hmax) przy takiej
konstrukcji studzienek kaskadowych nie powinna przekraczać 4 m (rys 1035 i 1036)
Rys 1035 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew ściekowych o d 04 m
KANALIZACJA I
156
Rys 1036 Przykład połączeniowej studzienki kaskadowej
W kanalizacji deszczowej dla małych spadoacutew (Hmax le 06 m) i średnic kanałoacutew (d le 06
m) stosowane są pionowe studzienki kaskadowe ewentualnie z obniżeniem dna - tworzącym
tzw poduszkę wodną do tłumienia energii spadającego swobodnie strumienia ściekoacutew (rys
1037)
Rys 1037 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew deszczowych
Komory kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla dużych średnicprzekroi kanałoacutew (d gt
06 m) w tym do pokonywania dużych roacuteżnic wysokości zagłębień kanałoacutew Kaskady mają
specjalnie formowaną pochylnię - kinetę spadową (rys 1038) Niszczenie (dławienie)
nadmiaru energii kinetycznej strumienia cieczy poruszającej się po pochylni odbywa się w
zagłębieniu dna komory - poniżej dna kanału odpływowego Towarzyszy temu odskok
hydrauliczny zwany odskokiem Bidonersquoa
Rys 1038 Schemat komory kaskadowej dla kanałoacutew o d gt 06 m
Niezbędne zagłębienie progu (p) w dnie komory kaskadowej po wyznaczeniu grubości
tzw poduszki wodnej oblicza się z wzoroacutew na głębokości sprzężone Następnie oblicza się
długość komory (L) z wzoru
KANALIZACJA I
157
)( ee HHHL 33032 (103)
gdzie
He - wysokość energii rozporządzalnej w goacuternym kanale He = hg + υ22g m
H - roacuteżnica rzędnych dna kanałoacutew goacuternego i dolnego (wysokość spadu) m
hg - wypełnienie normalne w goacuternym kanale m
υ - średnia prędkość przepływu w goacuternym kanale ms
Obliczenia wspoacutełrzędnych (x y) kształtu krzywizny pochylni (wg rys 1038) wykonuje
się zadając wartości y i wyliczając x z roacutewnania
HyLx 2 (104)
103 PROJEKTOWANIE SYFONOacuteW KANALIZACYJNYCH
Syfony kanalizacyjne służą do pokonywania przeszkoacuted terenowych takich jak koryta
rzeczne niecki czy kolidujące z trasą kanału podziemne obiekty pod tymi przeszkodami
Rys 1039 Przykład syfonu pod dnem rzeki (1- komora rozdzielcza na dopływie
2- przewoacuted płuczący 3 - komora połączeniowa na odpływie)
Przepływ w syfonie złożonym z jednego lub z kilku przewodoacutew odbywa się pod
ciśnieniem ze stratą energii sh - na pokonanie oporoacutew liniowych i miejscowych
Rys 1040 Schemat działania syfonu pod dnem rzeki
KANALIZACJA I
158
Ze względu na występujące wytrącanie się i odkładanie osadoacutew należy przewidzieć
możliwość płukania i czyszczenia (mechanicznego lub hydrodynamicznego) przewodoacutew
syfonowych zwłaszcza odcinkoacutew wznoszących się
Celowa jest więc budowa przed syfonami (na kierunku napływu ściekoacutew) studzienki jako
piaskownika oraz studzienki (na wylocie z syfonu) umożliwiającej płukanie i zbieranie
popłuczyn
UWAGA Ogoacutelnie stosowanie syfonoacutew kanalizacyjnych jest rozwiązaniem bardzo
kłopotliwym w eksploatacji Syfony powinny być więc projektowane tylko w wyjątkowych
przypadkach gdyż są w praktyce wysoce awaryjne - wymagają częstego czyszczenia
Prędkość przepływu ściekoacutew w przewodach syfonowych nawet przy minimalnych
przepływach powinna być większa od prędkości samooczyszczania Na ogoacuteł przyjmuje się
jako minimum [1]
09 ms w kanalizacji rozdzielczej (przy przepływach nocnych ściekoacutew pogody
bezdeszczowej - nie mniej niż 07 ms)
12 ms w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Z drugiej strony prędkość przepływu nie powinna być zbyt duża gdyż prowadzi do dużych
wartości strat hydraulicznych (Δhs) i w konsekwencji do dużych niezbędnych roacuteżnic den
kanałoacutew na wlocie i wylocie z syfonu
Minimalna średnica syfonu to 015 m Stosuje się tutaj rury żeliwne stalowe czy
żelbetowe obecnie coraz częściej roacutewnież wzmocnione tworzywa sztuczne
W kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej stosuje się najczęściej kilka przewodoacutew
syfonowych o roacuteżnych średnicach i o wlotach na roacuteżnych poziomach włączających się do
pracy kolejno w miarę zwiększania się strumienia dopływających ściekoacutew pogody
deszczowej
Rys 1041 Sytuowanie wysokościowe wlotoacutew do rur syfonowych w komorze dopływowej
(przekroje pionowe i widok z goacutery)
KANALIZACJA I
159
Obliczenia hydrauliczne syfonoacutew sprowadzają się do
doboru średnic przewodoacutew syfonowych (ds) ze względu na prędkość przepływu υs
określenia strat hydraulicznych w syfonie (Δhs) tj roacuteżnicy zwierciadeł ściekoacutew w
studzienkach 1 i 2 (lub roacuteżnicy rzędnych dna kanałoacutew dopływowego i odpływowego)
Rys 1042 Schemat do obliczeń hydraulicznych syfonu
gd
lh s
s
s
i
is2
)(2
(105)
gdzie
ξi - wspoacutełczynniki strat miejscowych na wlocie i zmianach kierunkoacutew - łuki 1 i 2
- wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych na długości odcinkoacutew l1 l2 i l3 - z wzoru Colebrooka
- Whitersquoa lub z formuły Chezy-Manninga (dla strefy oporoacutew kwadratowych)
= 8g n2 (ds4)
13 (106)
s - wspoacutełczynnik energii kinetycznej roacutewny wspoacutełczynnikowi strat wylotowych
s = 1 + 293 ndash 155 32
(107)
Rys 1043 Schemat układu roacutewnolegle działających rur syfonowych
Gdy występuje kilka rur syfonowych o roacuteżnych średnicach di - jak na rysunku 1043
woacutewczas
2QKh zs (108)
przy czym
2
1
1
i
z
K
K (109)
KANALIZACJA I
160
oraz
Ki = Kli + Kmi = Ci il + SKi ( i ) (1010)
Wielkości poszukiwane
i
s
iK
hQ
(1011)
stąd
)(42
iii dQ (1012)
gdzie
Kz - zastępczy wspoacutełczynnik oporności układu roacutewnolegle połączonych przewodoacutew
syfonowych s2m
5
Ki - wspoacutełczynnik oporności przewodu syfonowego o średnicy di
Kli - wspoacutełczynnik oporności liniowej przewodu di o długości Σ li
Kmi - wspoacutełczynnik oporności miejscowej Σ ξi przewodu di
Ci - wspoacutełczynnik oporności właściwej przewodu di (do strat liniowych) s2m
6
iii
i
i ddg
C
5
52082660
18 (1013)
SKi - wspoacutełczynnik oporności przewodu di (do strat miejscowych) s2m
5
SKi = 4
082660
id (1014)
Ogoacutelnie
2QlChl (1015)
2QSh iKm (1016)
Wartości wspoacutełczynnikoacutew C (dla wg 106) oraz SK dla przewodoacutew żeliwnych i
stalowych o średnicy d i wspoacutełczynniku szorstkości n = 0012 sm13
(k asymp 10 mm) podano w
tabeli 101
Tab 101 Wartości wspoacutełczynnikoacutew do wymiarowania przewodoacutew syfonowych dla n = 0012 sm13
Parametr Wartości wspoacutełczynnikoacutew dla średnic przewodoacutew
d [m] 010 015 020 025 030 040 050 060 080 100
[-] 00386 00337 00306 00285 00268 00243 00226 00213 00193 00179
C [s2m
-6] 3191 3671 7916 2408 09108 01964 005974 002260 0004872 0001595
SK [s2m
-5] 8266 1633 5166 2116 1020 3229 1323 06378 02018 008266
KANALIZACJA I
161
104 PROJEKTOWANIE PRZEPOMPOWNI SIECIOWYCH
1041 WYMIAROWANIE STUDNI ZBIORCZYCH POMPOWNI ŚCIEKOacuteW
W niekonwencjonalnych (ciśnieniowych) systemach kanalizacji ściekowej stosuje się
obecnie przepompownie wyposażone w pompy zatapialne instalowane w studniach
zbiorczych Klasyczne konstrukcje przepompowni (z tzw mokrą komorą czerpną i suchą
komorą pompową) stosuje się nadal w dużych grawitacyjno-pompowych systemach
kanalizacji rozdzielczej (ściekowej) czy ogoacutelnospławnej gdzie pełnią funkcję pośrednich
pompowni ściekoacutew [1]
O kosztach pompowania ściekoacutew decydują koszty inwestycyjne i eksploatacyjne Istotną
częścią kosztoacutew inwestycyjnych jest koszt wykonania studnikomory zbiorczej pompowni
ktoacutery zależy od jej niezbędnej objętości retencyjnej Natomiast w kosztach eksploatacyjnych
najistotniejszy jest koszt energii elektrycznej potrzebnej do przepompowania określonego
strumienia ściekoacutew (Q H) ktoacutery zależy przede wszystkim od sprawności dobranych pomp
Do określenia wymaganych wymiaroacutew studni zbiorczych - komoacuter czerpalnych w
przepompowniach ściekoacutew niezbędne jest obliczenie ich objętości czynnej (Vcz) ktoacutera zależy
od liczby pomp (i) strumienia dopływu ściekoacutew (Q) oraz przyjętej liczby cykli załączeń
pomp w godzinie (1Tmin)
Dopuszczalną liczbę załączeń silnika elektrycznego pompy w godzinie należy
przyjmować według zaleceń producenta pomp Jeżeli nie ma takich danych można kierować
się minimalnym czasem trwania jednego cyklu pracy pompy (Tmin) przykładowo podanych w
tabeli 102
Tab 102 Zalecane czasy minimalnych cykli pracy pomp
w zależności od mocy silnikoacutew napędowych Moc znamionowa
silnika [kW]
Czas Tmin
[min]
0 - 11 50
14 - 22 65
25 - 44 80
48 - 74 100
110 - 147 130
Dla jednej czynnej pompy maksymalna dopuszczalna liczba załączeń w godzinie
występuje wtedy gdy przez połowę cyklu pompa pracuje a przez drugą połowę jest
wyłączona [1] Wynika to z analizy wzoroacutew na cykl pracy (T) ktoacutery jest sumą czasu pracy
(ts) i czasu postoju (tp) danej pompy
inin
psQ
V
VttT
(1017)
gdzie
V ndash objętość retencyjna studni zbiorczej pompowni dm3
Qin ndash strumień objętości dopływu ściekoacutew dm3s
Q ndash strumień objętości (wydajność) pompy dm3s
KANALIZACJA I
162
Minimalną objętość czynną studni (Vcz) dla jednej pompy oszacować można z wzoru
4
min QTVcz
(1018)
Dla przepompowni z większą liczbą czynnych pomp (i gt 1) niezbędna objętość studni
zbiorczej zależy nie tylko od wydajności pracujących pomp (Q) i liczby dopuszczalnych cykli
włączeń silnika napędowego pomp (1Tmin) ale także od charakterystyki hydraulicznej sieci
kanalizacyjnej oraz od kolejności załączania i wyłączania pomp po osiągnięciu określonego
poziomu ściekoacutew w studni
Przykładowo dla czterech czynnych pomp włączenie do pracy drugiej pompy powoduje
zwiększenie wydajności pompowni o 455 trzeciej o 251 a czwartej już tylko o 148
- wg rys 1045 i tabeli 103
Rys 1045 Zmiany parametroacutew hydraulicznych przepompowni (H Q) i poszczegoacutelnych pomp
(Hi Qi) w zależności od liczby roacutewnocześnie czynnych pomp
Tab 103 Parametry przepompowni i pomp w zależności od liczby czynnych pomp
Liczba
czynnych
pomp (i)
Q Qi ΔQ Parametry pomp
m3h m
3h
Qi Hi
m3h m
1 1674 1674 - 1 1674 124
2 3076 1402 455 1 1538 157
3 4110 1034 251 1 1370 194
4 4828 718 148 1 1207 226
Objętość czynna studni zbiorczej zależy w tym przypadku od charakterystyki sieci (strat
hydraulicznych) liczby pracujących pomp i ich charakterystyki przepływu (rys 1046)
Istotny jest przy tym sam kształt charakterystyki hydraulicznej (tzw przepływność) sieci do
ktoacuterej tłoczone są ścieki [1]
Rys 1046 Parametry pracy pomp w zależności od liczby czynnych urządzeń
dla przykładowej charakterystyki hydraulicznej sieci kanalizacyjnej
KANALIZACJA I
163
1042 ZALECENIA DO DOBORU POMP
Przyjmując liczbę czynnych pomp w przepompowni należy brać pod uwagę wielkość
systemu kanalizacyjnego wartości strumieni Qmax i Qmin nachylenie charakterystyki
przepływu danej pompy H = f(Q) a także sam kształt charakterystyki strat hydraulicznych
danej sieci kanalizacyjnej
Zużycie energii elektrycznej przez pompę w ciągu roku obliczyć można z wzoru
tPE (1019)
gdzie
E ndash roczne zużycie energii elektrycznej kWh
P ndash moc pompy kW
t ndash roczny czas pracy pompy h
Moc na wale pompy wynosi
QHP
(1020)
gdzie
γ ndash ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
H ndash wysokość podnoszenia pompy m
Q ndash strumień objętości pompy m3s
η ndash sprawność całkowita pompy -
Roczne zużycie energii E jest proporcjonalne do iloczynu parametroacutew H Q i t Z uwagi
na zużycie energii kształt charakterystyki hydraulicznej sieci ma zasadnicze znaczenie
Przeanalizujmy dwie pompy mniejszą A i większą B - wspoacutełpracujące z trzema typami
charakterystyk sieci płaską (wg rys 1048a) stromą (wg rys 1048b) i bardzo stromą (wg rys
1048c) Założymy też że strumień objętości pompy (mniejszej) QA będzie roacutewny średniemu
dopływowi ściekoacutew do przepompowni Qin śr oraz roacutewny QB2
Rys 1048a-c Parametry wspoacutełpracy dwoacutech roacuteżnych pomp A i B z siecią o charakterystyce
a) płaskiej b) stromej (typowej) c) bardzo stromej
W pierwszym przypadku (wg rys 1048a) większa pompa (B) przepompuje identyczny
strumień objętości QB co pompa mniejsza (A) w czasie dwukrotnie kroacutetszym Zużycie energii
w obu przypadkach będzie jednakowe ponieważ QA = QB2 Z uwagi na koszt eksploatacji dla
sieci o płaskich charakterystykach tj z pomijalnie małymi stratami hydraulicznymi
KANALIZACJA I
164
(decyduje tylko wysokość geometryczna) nie ma znaczenia ktoacuterą pompę mniejszą czy
większą przyjmiemy w przepompowni Jeżeli chcemy uzyskać roacutewnomierny dopływ
strumienia ściekoacutew np do oczyszczalni to wskazane jest przyjęcie kilku pomp mniejszych
(licząc się z obniżoną sprawnością całkowitą układu)
W drugim przypadku (wg rys 1048b) sieci o typowej - stromej charakterystyce zużycie
energii dla pompy większej (o strumieniu QB) będzie około dwukrotnie większe niż dla
pompy mniejszej (QA) Jeżeli przyjmiemy jedną pompę B (o strumieniu QB = Qin śr) woacutewczas
należy się liczyć ze znacznym wzrostem zużycia energii (nawet do 100 ) w stosunku do
wariantu z dwoma pompami A (o QA = Qin śr)
W trzecim przypadku (wg rys 1048c) sieci o bardzo stromej charakterystyce (bardzo
wysoka wartość strat hydraulicznych) przyjmując jedną większą pompę B (o QB = Qin śr)
w stosunku do wariantu z dwoma mniejszymi pompami A (o QA = Qin śr) zużycie energii
będzie jeszcze większe (w analizowanym na rysunku 1048c przypadku wzrośnie o około 300
) W tym przypadku zaleca się dobieranie pomp o roacuteżnych wielkościach
1043 ROZMIESZCZENIE POMP ZATAPIALNYCH
Pompy w przepompowniach ściekoacutew powinny być tak rozmieszczone - w hali pomp (dla
tzw pomp suchych) lub zamocowane do dna w komorze pomp (dla pomp zatapialnych) aby
zapewnić niezawodne działanie bezpieczną obsługę i możliwe najkroacutetsze prowadzenie
rurociągoacutew w obiekcie
Dla walcowych studni zbiorczych jedno- lub dwupompowych przepompowni ściekoacutew
rozmieszczenie pomp i podstawowe wymiary komoacuter czerpalnych można przyjmować
przykładowo wg wytycznych firmy KSB podanych w [1] i przedstawionych na rys 1049
Rys 1049 Przykład zabudowy pomp KSB w studniach walcowych
KANALIZACJA I
165
Gabaryty komory pompowej powinny zapewniać ciągły ruch ściekoacutew w całej objętości
aby nie dochodziło do zagniwania zanieczyszczeń na jej dnie oraz właściwie zasilać czerpnie
poszczegoacutelnych pomp tj bez zasysania powietrza do kroacutećcoacutew ssących pomp Montaż pomp
wykonać należy wg zaleceń zawartych w DTR producenta urządzeń
W przypadku dużych pompowni ściekoacutew - o kształcie prostopadłościennym możliwe
są dwa sposoby doprowadzenia ściekoacutew do komory pompowej Mianowicie wlot ściekoacutew
może znajdować się w ścianie czołowej (rys 1050) lub bocznej (rys 1051) ndash wg katalogu
firmy FLYGT [1]
Rys 1050 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej
dla wlotu ściekoacutew usytuowanego w ścianie czołowej
a)
KANALIZACJA I
166
b)
Rys 1051 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej dla bocznego wlotu ściekoacutew
a) wlot usytuowany powyżej dna komory b) wlot usytuowany przy dnie komory
105 MATERIAŁY TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
1051 MATERIAŁY
Do budowy przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych właściwe są
tradycyjne materiały (już nowej generacji) jak np kamionka klinkier żeliwo
sferoidalne (z wewnętrzną wykładziną) beton wodoszczelny czy też bazalt o
przewidywanej żywotności technicznej rzędu 100 lat ale także
nowoczesne materiały tworzywowe jak np polimerobeton (PMB) polietylen
(PE) polichlorek winylu (PVC) utwardzony polichlorek winylu (PVC-U)
polipropylen (PP) polibutylen (PB) czy żywice poliestrowe wzmacniane włoacuteknem
szklanym (GRP) o przewidywanej żywotności co najmniej 50 lat
Materiały tworzywowe powinny być stosowane zwłaszcza w uzasadnionych sytuacjach
terenowych np na obszarach oddziaływań goacuterniczych zagrożonych osuwiskami dużego
natężenia ruchu pojazdoacutew itp Wybrane przykłady tradycyjnych wyroboacutew stosowanych do budowy nowych kanałoacutew
czy modernizacji istniejących sieci podano na rysunkach 1053divide1056 Nowoczesne wyroby
w tym z tworzyw sztucznych opisane są w łatwo dostępnych (np w internecie) katalogach
producentoacutew i dystrybutoroacutew tych wyroboacutew
KANALIZACJA I
167
Rys 1053 Tradycyjne połączenia rur kielichowych z kształtek kamionkowych
Rys 1054 Kształtki rury i elementy kamionkowe (spody i łuski do wykonania kinet ściekowych)
Rys 1055 Rury betonowe o przekroju kołowym a) bez stopki b) ze stopką c) o przekroju jajowym
(1- wpust 2- pioacutero)
KANALIZACJA I
168
Rys 1056 Przykładowe wpusty deszczowe (bez- i z osadnikiem) z rur i kształtek betonowych
żeliwnych i kamionkowych (poprawne rozwiązanie - z osadnikiem i opcjonalnie z zamknięciem
wodnym wg czwartego schematu)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji ogoacutelnospławnej muszą być wyposażone w osadnik
(o głębokości min 05 m) oraz w pełne zamknięcie wodne na odpływie ndash z
łukiemkolanem skierowanym do goacutery Przykrycie nad syfonem nie może być mniejsze
od 08 m (wg rys 1057 ndash po lewej)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji deszczowej muszą być wyposażone w osadnik oraz
opcjonalnie w częściowe zamknięcie wodne ndash z łukiemkolanem do goacutery (wg rys 1057 ndash
po prawej)
50080
51
2
Wpust uliczny
2 x łuk 45deg
DN 150
Wstawkadł min100mm
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
50080
51
2
2 x łuk 45deg
Wpust uliczny
Zamknięcie wodne częściowe
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
Zamknięcie wodne pełne
Rysunek 1
100
Po
zio
m H
2
Po
zio
m H
1
Rysunek 1a
H1H2
lt
DN 150
Rys 1057 Przykładowe rozwiązania wpustoacutew deszczowych zalecane we Wrocławiu
KANALIZACJA I
169
UWAGA W praktyce stosowanie syfonoacutew na odcinkach droacuteg z płytko posadowioną
kanalizacją deszczową jest trudne do spełnienia ze względu na brak możliwości wykonania
syfonu na przykanaliku - poniżej strefy przemarzania gruntu
1052 TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
Do złego stanu technicznego kanałoacutew przyczynia się najczęściej słaba jakość materiału
konstrukcyjnego nieprawidłowy transport jak i sam montaż Precyzja wykonania rur
uszczelnienia i rozwiązania konstrukcyjne połączeń mają zasadniczy wpływ na trwałość
eksploatacyjną przewodukanału
Przyczyny uszkodzeń kanałoacutew mogą być zaroacutewno fizyczne jak i chemiczne
Czynniki fizyczne to obciążenia zewnętrzne oraz naprężenia wewnętrzne
spowodowane wahaniami temperatury zmianami wilgotności i zmęczeniem
materiału
Czynniki chemiczne to głoacutewnie korozja i starzenie się materiału
Powodem tzw odnowy kanałoacutew jest więc najczęściej zły stan techniczny i występujące
awarie systemu
Czasem wystarczające jest wyczyszczenie kanału jednak zazwyczaj istnieje potrzeba
punktowej naprawy renowacji lub wymiany całego przewodu Przedsięwzięcia te mogą
być przeprowadzane w sposoacuteb klasyczny - w wykopie otwartym bądź też z zastosowaniem
technologii bezwykopowych
Ad 1 Naprawa kanału jest przeprowadzana gdy występują drobne pojedyncze
uszkodzenia konstrukcji Wśroacuted sposoboacutew punktowych napraw kanałoacutew rozroacuteżnić można
chemiczną stabilizację uszczelnianie połączeń wprowadzanie żywic impregnacja przewodu
czy przywracanie pierwotnego kształtu
Ad 2 Renowacja kanału jest preferowana gdy uszkodzenia są rozległe a średnica
przewodu może ulec nieznacznej redukcji Renowacje dotyczą zwykle dłuższych odcinkoacutew
przewodoacutew Ich celem jest ochrona ścian kanału uszczelnienie alboi wzmocnienie
konstrukcji Pokrywanie wnętrza warstwą izolacyjną służy oddzieleniu materiału
konstrukcyjnego od transportowanego agresywnego medium
Alternatywnie gdy stan techniczny kanału tego wymaga do wnętrza jest wprowadzany
specjalny liner (rękaw) o odpowiednio dobranych parametrach wytrzymałościowych -
grubości ścianek (związanej z redukcją średnicy istniejącego przewodu) Rękawy w Polsce
muszą posiadać aprobatę techniczną Centralnego Ośrodka Badawczo Rozwojowego Techniki
Instalacyjnej w Warszawie (COBRTI)
Przykładowo w technologii reliningu taśmowego - Spirally Wound Lining liner jest
formowany z taśmy na miejscu budowy W metodach ciasno pasowanych takich jak
Defromed Pipe Lining lub Swage amp Die Draw Lining czy w technologii rękawoacutew
utwardzanych na miejscu - Elestic Inserts linery nabierają właściwego kształtu dopiero po
KANALIZACJA I
170
umieszczeniu ich w starym przewodzie przy zastosowaniu ciepłej wody pary lub
promieniowania UV
Wkłady sztywne - Rigid Inserts nie ulegają zmianie kształtu Metody montażowe - Fitting
Methods polegają na wyściełaniu dna lub całych kanałoacutew przełazowych specjalnymi
prefabrykatami np płytami ceramicznymi odpornymi na ścieranie
Ad 3 Wymiana przewodu na nowy jest najbardziej kosztowną formą odnowy starego
przewodu - konieczna woacutewczas gdy jego konstrukcja nie jest w ogoacutele zdolna do
przenoszenia obciążeń bądźi gdy celowe jest zwiększenie wymiaru (średnicy) przewodu
Stosowane tutaj linery mają dużą wytrzymałość i są w stanie przejąć wszystkie
obciążenia dotychczas przenoszone przez stary kanał Przykładowo w metodzie Burstlining
stara rura jest rozkruszana przez specjalną głowicę prowadzącą ktoacutera roacutewnocześnie wpycha
odłamki ściany starego przewodu do otaczającego gruntu Następnie wprowadzana jest nowa
rura Ta technologia umożliwia nawet dwukrotne powiększenie średnicy
Pipe Splitting to odpowiednik Burstliningu tylko że stosowany do przewodoacutew z tworzyw
elastycznych takich jak plastik ktoacutere są cięte specjalnymi ostrzami Urządzenie używane do
Pipe Eatingu ma dodatkowo funkcję gromadzenia odłamkoacutew ścian ktoacutere są następnie
wydobywane na powierzchnię Ostatnia z wymienionych metod umożliwia wymianę wraz z
wyciągnięciem całości rury - Pipe Ejection amp Extraction
Dla każdego przypadku powinna zostać wybrana najbardziej odpowiednia metoda
odnowy kanału przykładowo wg bdquoKatalogu kryterioacutew do selekcji metod rehabilitacji rurrdquo
Niemieckiego Towarzystwa Technologii Bezwykopowych (GSTT 2000)
Częstym błędem przy wyborze metody odnowy przewodu jest kierowanie się tylko
kryterium ekonomicznym Koszt odnowy jest najczęściej proporcjonalny do jej efektu a ten
powinien być jak najlepszy Brane są tutaj pod uwagę koszty budowy (konstrukcji) i koszty
zakłoacuteceń społecznych spowodowanych pracami budowlanymi [1]
Koszty społeczne są ponoszone głoacutewnie przez mieszkańcoacutew i jeszcze jakiś czas temu nie
były w ogoacutele uwzględniane przy doborze metody odnowy Jednak coraz częstsze roboty
budowlane i ziemne a także rosnąca świadomość społeczeństwa o konsekwencjach z nimi
związanych stawiają za cel osiągnięcie jak najlepszego efektu odnowy jak najmniejszym
kosztem i w jak najkroacutetszym czasie (zgodnie z ideą zroacutewnoważonego rozwoju)
Negatywny wpływ na społeczeństwo mają zaburzenia komunikacyjne wywołują min
obniżenie aktywności ekonomicznej generowanie zanieczyszczenia i ogoacutelnie stwarzają
zagrożenie dla zdrowia ludzi i środowiska naturalnego
Koszty społeczne są największe na terenach miejskich W przypadku metod
tradycyjnych są one nieraz poroacutewnywalne do kosztoacutew konstrukcyjnych podczas gdy w
przypadku metod bezwykopowych są zazwyczaj znikome
Renowacja bądź wymiana przewodu może być więc przeprowadzana metodami
tradycyjnymi bądź bezwykopowymi Te pierwsze mają mniej zalet jednak w niektoacuterych
KANALIZACJA I
171
przypadkach np gdy kanał jest płytko zagłębiony i położony poza jezdnią są one nadal
preferowane W innych sytuacjach stosowane są coraz częściej nowoczesne i coraz tańsze
technologie bezwykopowe ktoacutere mają wiele zalet min
wykopy są całkowicie wyeliminowane lub znacznie ograniczone
zredukowana jest objętość powstających odpadoacutew
występują małe zakłoacutecenia w ruchu i aktywności ekonomicznej społeczeństwa
instalacja przebiega szybko i sprawnie
Technologie bezwykopowe zapewniają wysoką jakość wykonania przy relatywnie niskich
kosztach jednak mają też wady m in
trudności z podłączeniem istniejących przykanalikoacutew
dodatkowe koszty związane z kontrolą jakości i monitoringiem prac
brak możliwości dokładnego nadzorowania położenia linera
wysokie koszty związane z powtoacuterzeniem instalacji w wypadku komplikacji
Więcej informacji z zakresu bezwykopowych metod stosowanych przy modernizacji
systemoacutew kanalizacyjnych znaleźć można w pracach A Kuliczkowskiego w tym w
najnowszej monografii pt Technologie bezwykopowe w inżynierii środowiska
(Wydawnictwo Seidel-Przywecki Sp z oo Warszawa 2010)
106 EKSPLOATACJA SIECI KANALIZACYJNYCH
1061 WYMIAROWANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Sieci kanalizacyjne w terenach płaskich ilub o bardzo małych spadkach dna kanałoacutew
(nawet o ik lt ik min) a zwłaszcza o małych średnicach i wypełnieniach wymagają częstego
płukania w celu usunięcia zawiesin wytrącających się ze ściekoacutew i odkładających się osadoacutew
na dnie kanałoacutew
Kanały mogą być płukane
wodą wodociągową ndash ze specjalnych zbiornikoacutew (studzienek) zwanych płuczkami
ściekami ndash z innych kanałoacutew (sterowanie poprzez klapy i zastawki piętrzące)
wodą z wozoacutew asenizacyjnych (ciśnieniowo)
Płukanie kanałoacutew polega na wytworzeniu fali płuczącej poruszającej się cieczy z dużą
prędkością najczęściej υ gt 10 m tj większą niż prędkość samooczyszczania się kanałoacutew
Płuczki kanałowe mogą być umieszczone na końcoacutewkach sieci jako studzienki płuczące
(o pojemności rzędu kilku m3) lub centralnie jako zbiorniki podziemne (o objętości rzędu
kilkudziesięciu m3) Płuczki zasilane są najczęściej wodą wodociągową głoacutewnie ze
KANALIZACJA I
172
względoacutew praktycznych ndash sanitarnych Mogą być też zasilane wodą drenażową opadową
czy też ściekami
Studzienki płuczące czy zbiorniki do płukania kanałoacutew lokalizuje się najczęściej w
najwyżej położonych punktach sieci
Rys 1058 Schemat płuczki (sterowanej ręcznie)
Objętość wody V (w m3) niezbędną do przepłukania danego odcinka kanału oblicza się
ze wzoru Hansena
2
2
2
1
2 )(40
km iiLAV (1021)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego płukanego kanału m2
L - zasięg płukania (zasięg fali płuczącej) 100divide200 m
ik - spadek dna kanału permil
im - spadek miarodajny linii energii permil
2321
)( hmm Rn
i (1022)
υm - prędkość miarodajna ms
2
1
2
2
2
12 3050)ln1(
m (1023)
υ1 - prędkość początkowa (maksymalna) υ1 = 075 gh2 ms
h - wysokość ciśnienia roacutewna wysokości cieczy w płuczce m
υ2 - minimalna prędkość płukania υ2 = 08 ms
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
Płuczki zaopatrzone są często w urządzenia do automatycznego działania jak np płuczka
lewarowa czy płuczka z naczyniem wywrotnym
KANALIZACJA I
173
Rys 1059 Schemat ideowy płuczki automatycznej - lewarowej
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Podnoszący się poziom wody w zbiorniku płuczki lewarowej (przy jej napełnianiu)
wypiera powietrze w zamknięciu dzwonowym (wg rys 1059) z ktoacuterego uchodzi ono rurką
odpowietrzającą aż do momentu gdy woda zostanie zassana do syfonu przy maksymalnym
wypełnieniu zbiornika płuczki Woacutewczas woda płynie całym przekrojem syfonu gwałtownie
oproacuteżniając płuczkę Trwa to do momentu przerwania ciągłości strugi - zapowietrzenia
lewara przy minimalnym poziomie cieczy w zbiorniku W syfonie powinno pozostać
zamknięcie wodne Przelew nadmiarowy zapobiega przepełnieniu się płuczki w przypadku
awarii urządzenia
Rys 1060 Schemat ideowy płuczki automatycznej - z naczyniem wywrotnym
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Płuczka automatyczna z naczyniem wywrotnym (wg rys 1060) jest najczęściej zasilana
ciągłym dopływem wody do wywrotnego naczynia - zbiornika ktoacutery utrzymuje się w
roacutewnowadze do momentu aż środek ciężkości przemieści się poza oś naczynia Woacutewczas
następuje gwałtowny przechył i oproacuteżnienie się zbiornika z wodą po czym powraca on do
pozycji wyjściowej
KANALIZACJA I
174
Rys 1061 Przykłady płuczek automatycznych z naczyniem wywrotnym i lewarowa
1062 ROZMIESZCZANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Odcinki kanałoacutew wykonanie z przyczyn technicznych (np kolizji z istniejącym
uzbrojeniem terenu) o spadku dna ik mniejszym niż dopuszczalny hydraulicznie ikmin
wymagają częstego płukania (3divide6 razy na dobę) Efektywny zasięg fali płuczącej jest
ograniczony zwykle do 100divide200 m Dłuższe odcinki wymagają rozmieszczenia kilku płuczek
na trasie kanału gdy ik lt ikmin
Rys 1062 Schematyczne rozmieszczenie płuczek na trasie kanału
ułożonego z nieodpowiednim hydraulicznie spadkiem dna ik lt ik min
Przykłady sytuowania płuczek kanałowych w tzw punktach węzłowych sieci tj połączeń
kilku kanałoacutew sterowanych zasuwami bądź zastawkami do przemiennego płukania
określonych odcinkoacutew kanałoacutew podano na rysunkach 1063 i 1064
KANALIZACJA I
175
Rys 1063 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych pomiędzy zbieraczami (Zb)
widok i przekroacutej pionowy
Rys 1064 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych w węzłach sieci (P ndash płuczka)
1063 STOSOWANIE PŁUCZEK I KANAŁOacuteW PŁUCZĄCYCH
Kanały płuczące w komunalnych systemach kanalizacyjnych stosowane są sporadycznie
ze względu na wysokie koszty budowy i eksploatacji takich obiektoacutew
Rys 1065 Przykładowe zastosowanie kanałoacutew płuczących Kp ndash kanał płuczący
Zb ndash zbieracz P ndash płuczka (studzienka rozdzielcza z zastawkami)
KANALIZACJA I
176
Rys 1066 Schemat studzienki rozdzielczej z zastawkami na kanale płuczącym
(przekroacutej poprzeczny - do rys 1065)
Na rysunkach 1067divide1069 przedstawiono 3 przykłady rozwiązań koncepcyjnych płukania
sieci kanalizacyjnych w zależności od spadkoacutew terenu przy łącznym stosowaniu płuczek i
kanałoacutew płuczących
Rys 1067 Koncepcja płukania sieci kanalizacyjnej dwiema płuczkami z dwoma kanałami
płuczącymi - w zależności od relacji spadkoacutew terenu
Rys 1068 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej trzema płuczkami
- w zależności od relacji spadkoacutew terenu
KANALIZACJA I
177
Rys 1069 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej jedną płuczką z jednym kanałem płuczącym -
w zależności od relacji spadkoacutew terenu
107 ETAPY I ZAWARTOŚĆ TEMATYCZNA OPRACOWAŃ
PROJEKTOWYCH
Zgodnie z art 5 ust 3 Ustawy z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ U Nr 169 poz
1386) stosowanie Polskich Norm (PN) jest bdquodobrowolnerdquo podobnie też Norm Europejskich
(EN) w tym tzw zharmonizowanych PN-EN a także Norm Międzynarodowych (ISO)
Rangę prawną mają np ustawy czy rozporządzenia do ustaw
Norma nie jest już obecnie aktem prawnym Nie oznacza to jednak że nie należy je
stosować a zwłaszcza zaleceń wynikających z treści (bdquoduchardquo) norm jako źroacutedła przepisoacutew
pozaprawnych na roacutewni z np aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP)
czy publikowanymi wynikami z prac badawczych - odnośnie np metod wymiarowania
kanalizacji
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność i obowiązek starannego w tym bezpiecznego
projektowania i wykonywania obiektoacutew ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z
najnowszej dostępnej wiedzy technicznej (np BAT ndash best available techniques)
Idea ta znajduje zastosowanie min w odniesieniu do nowych metod wymiarowania
systemoacutew odwodnień terenoacutew [1] - wg zaleceń normy PN-EN 7522008 Uwzględniono przy
tym najnowsze branżowe propozycje niemieckiego Stowarzyszenia Techniki Ściekowej
(Abwassertechnische Vereinigung - ATV) oraz postulat Europejskiego Komitetu
Normalizacji (CEN) osiągnięcia w państwach członkowskich Unii Europejskiej daleko
idącego ujednolicenia poziomu wymagań co do ochrony przed wylaniem z systemoacutew
odwodnieniowych
KANALIZACJA I
178
Projektowanie nowych systemoacutew kanalizacyjnych czy modernizacja istniejących
odbywa się zwykle etapami w kolejności
Koncepcja Programowo Przestrzenna (KPP) - dawniej nazywana bdquoZałożenia
Techniczno - Ekonomicznerdquo (ZTE)
Projekt Budowlany (PB) - dawniej zwany bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash ogoacutelny
Projekt Budowlany Wykonawczy (PBW) - dawniej bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash
szczegoacutełowy
Przykładowy zakres dokumentacji technicznej dotyczącej projektu budowy czy
modernizacji bądź renowacji systemu kanalizacyjnego jednostki osadniczej (w etapach KPP
PB lub PBW) obejmuje
1 Opis uwarunkowań sytuacyjno-wysokościowych terenu i odbiornikoacutew ściekoacutew
2 Wyboacuter systemu kanalizacyjnego pod kątem wymagań ochrony środowiska
rozdzielczy - w przypadku budowy nowych sieci
poacutełrozdzielczy - w przypadku modernizacji istniejącej sieci rozdzielczej
ogoacutelnospławny - istniejący w przypadku braku możliwości przebudowy
3 Koncepcja rozplanowania sieci i obiektoacutew
kanałoacutew bocznych (zwykle na dużych spadkach terenu)
kolektoroacutew (na małych spadkach terenu)
lokalizacja obiektoacutew odciążających separatoroacutew przelewoacutew burzowych
zbiornikoacutew retencyjnych regulatoroacutew przepływu ściekoacutew pompowni itp)
lokalizacja wylotoacutew ściekoacutew deszczowych czy zmieszanych do odbiornikoacutew wraz
z urządzeniami do ich podczyszczania
lokalizacja oczyszczalni ściekoacutew wraz ze strefą ochronną
2 Bilans ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
5 Określanie powierzchni zlewni cząstkowych dopływu ściekoacutew do kanałoacutew
bytowo-gospodarczych i przemysłowych (czy ogoacutelnospławnych)
deszczowych
6 Obliczenia hydrauliczne sieci z doborem średnic spadkoacutew i zagłębień kanałoacutew
7 Wymiarowanie i projekty technologiczne obiektoacutew sieciowych (separatoroacutew
przelewoacutew burzowych zbiornikoacutew retencyjnych osadnikoacutew syfonoacutew płuczek
kanałowych pompowni oczyszczalni ściekoacutew itp) w tym projekty branżowe
8 Plan sieci kanalizacyjnej z obiektami
9 Profile kolektoroacutew i kanałoacutew z obiektami
10 Opis techniczny rozwiązań projektowych wraz z częścią kosztorysową i towarzyszącą
zgodnie z aktualnymi wymogami prawa [1]
2
TREŚCI PROGRAMOWE ndash kursu bdquoKanalizacja 1rdquo
Forma zajęć - wykład Liczba
godzin
Wy1 Program wykładoacutew Cele zadania i standardy kanalizacji wg PN-EN 752 2
Wy2 Klasyfikacja i ogoacutelna charakterystyka konwencjonalnych i
niekonwencjonalnych systemoacutew usuwania ściekoacutew 2
Wy3 Funkcjonowanie kanalizacji grawitacyjnej z obiektami specjalnymi 2
Wy4 Zagrożenia dla kanalizacji wynikające ze zmian klimatu 2
Wy5 Metody bilansowania ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych 2
Wy6 Pomiary i charakterystyka opadoacutew - modele fizykalne i probabilistyczne 2
Wy7 Dotychczasowe metody czasu przepływu bilansowania woacuted opadowych 2
Wy8 Metoda maksymalnych natężeń do wymiarowania kanalizacji deszczowej 2
Wy9 Obliczenia hydrauliczne przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych 2
Wy10 Zasady doboru grawitacyjnych kanałoacutew ściekowych i deszczowych 2
Wy11 Doboacuter układu i zasady trasowania sieci kanalizacyjnych 2
Wy12 Zasady wysokościowego sytuowania i połączeń kanałoacutew 2
Wy13 Metody projektowania syfonoacutew i przepompowni ściekoacutew 2
Wy14 Materiały i uzbrojenie sieci kanalizacyjnych 2
Wy15 Techniki budowy i ogoacutelne zasady eksploatacji sieci kanalizacyjnych 2
Suma godzin 30
CELE PRZEDMIOTU
C1 Zdobycie wiedzy w zakresie bilansowania odpływu roacuteżnych rodzajoacutew ściekoacutew
C2 Zdobycie wiedzy o sposobach usuwania roacuteżnych rodzajoacutew ściekoacutew
C3 Zdobycie wiedzy w zakresie bezpiecznych metod wymiarowania odwodnień terenoacutew
C4 Zdobycie wiedzy w zakresie podstaw inżynierskiego projektowania systemoacutew usuwania ściekoacutew
PRZEDMIOTOWE EFEKTY KSZTAŁCENIA
Z zakresu wiedzy
PEK_W01 Ma uporządkowaną podbudowaną teoretycznie wiedzę ogoacutelną obejmującą kluczowe
zagadnienia z zakresu usuwania ściekoacutew
PEK_W02 Ma podstawową wiedzę o trendach rozwojowych metod z zakresu bilansowania odpływu
roacuteżnych rodzajoacutew ściekoacutew sposoboacutew usuwania i metod bezpiecznego wymiarowania
odwodnień terenoacutew oraz podstaw inżynierskiego projektowania systemoacutew usuwania
ściekoacutew
PEK_W03 Zna podstawowe metody techniki narzędzia i materiały stosowane przy rozwiązywaniu
zadań inżynierskich z zakresu projektowania systemoacutew usuwania ściekoacutew
Z zakresu kompetencji społecznych
PEK_K01 Potrafi odpowiednio określić priorytety służące realizacji określonego zadania
związanego z projektowaniem systemoacutew usuwania ściekoacutew
PEK_K02 Prawidłowo identyfikuje i rozstrzyga dylematy związane z projektowaniem i oceną
działania systemoacutew usuwania ściekoacutew w tym wpływu na środowisko w przyszłości
3
Motto
bdquoMinionej nocyrdquo
Minionej nocy
przyśnił mi się napis w nieznanym języku
będąc człowiekiem
masz prawo do błędu ndash
ale masz prawo tylko do ludzkiego błędu
ale masz prawo tylko do takiego błędu
ktoacutery potrafisz naprawić ndash
Lecz nie masz prawa do błędu nie do naprawienia
Błędu ktoacutery zabija
Ryszard Krynicki
1 WPROWADZENIE
bdquoKANALIZACJArdquo oznacza historycznie dwa pojęcia
zespoacuteł budowli inżynierskich - do spełniania określonych celoacutew
nauka stosowana - o projektowaniu budowie i eksploatacji sieci i obiektoacutew systemu
do odprowadzania oraz unieszkodliwiania ściekoacutew tj woacuted zużytych i opadowych
Cele kanalizacji na terenach zurbanizowanych (osadniczych) to
1) Utrzymanie warunkoacutew higienicznych (czyli sanitarnych) przez zbieranie i
odprowadzanie ściekoacutew do oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie
2) Zapobieganie szkodom związanym z zalewaniem bądź podmakaniem terenoacutew i
obiektoacutew
3) Zapewnienie przejezdności powierzchni komunikacyjnych jezdni przejść pieszych w
tym podziemnych - woda co najwyżej do poziomu krawężnikoacutew
Utrzymanie warunkoacutew higienicznych jest głoacutewnym i pierwotnym celem kanalizacji
jednostek osadniczych Problemy higieniczne wynikają głoacutewnie z obecności zanieczyszczeń
mikrobiologicznych w składzie ściekoacutew bytowo-gospodarczych związanych z życiem i
działalnością ludzi W przypadku ściekoacutew przemysłowych chodzi głoacutewnie o niekorzystny
wpływ na środowisko w tym na trwałość kanałoacutew ich składu fizyczno-chemicznego
Cel drugi i trzeci dotyczą zwłaszcza woacuted opadowych tj deszczowych i roztopowych
Z punktu widzenia ochrony środowiska wody opadowe zbierane kanalizacją z
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych są ściekami
Roacutewnolegle do postulatu sanitarnego cele te zyskały na znaczeniu wraz ze wzrostem
gęstości i wartości zabudowy oraz intensyfikacji wykorzystywania powierzchni terenoacutew na
cele komunikacyjne
4
Co nas czeka w przyszłości Kilka faktoacutew i prognoz [1]
TEZA
Rejestrowany (już od przeszło 200 lat) wzrost średniej rocznej temperatury powietrza
wywołuje zwiększoną cyrkulację wody w cyklu hydrologicznym i nasilenie się występowania
ekstremalnych zjawisk pogodowych - susze powodzie huragany trąby powietrzne
DOWODY
bull na polskim wybrzeżu Bałtyku w latach 1836-1990 nastąpił wzrost temperatury
powietrza o 109oC - 155 lat śr 007
oC na dekadę
- wg Miętus M Zmienność temperatury i opadoacutew w rejonie polskiego wybrzeża Morza Bałtyckiego i jej
spodziewany przebieg do roku 2030 Wyd IMGW nr 26 Warszawa 1996
bull w Warszawie w latach 1779-2010 wzrost temperatury o 16oC - 232 lat 007
oC na dekadę
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
bull globalny wzrost temperatury w latach 1960-2005 o 074oC - 46 lat śr 016
oC na dekadę
- wg IPCC 2007 The Physical Science Basis Cambridge University Press 2007
bull na przestrzeni lat 1901-2010 poziom moacuterz i oceanoacutew podnioacutesł się średnio o 019 m
- wg IPCC 2014 Impacts Adaptation and Vulnerability Cambridge University Press 2014
PROGNOZY ndash na przyszłość
bull Według prognoz IPCC - opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17oC do nawet 44
oC a na każdy
stopień wzrostu temperatury szacuje się globalnie ok 7 wzrost intensywności opadoacutew
- wg Landerink G Meijgaard EV Increase in hourly precipitation extremes beyond expectations from
temperature changes Nature Geosci 2008
bull W bieżącym stuleciu poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m - co
zagraża już zalaniem znacznych powierzchni przybrzeżnych
- wg IPCC 2014 Impacts Adaptation and Vulnerability Cambridge University Press 2014
bull Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce - w
projekcji na lata 2071-2100 - biorąc za podstawę okres 1951-2009 (wg modelu
klimatycznego dla Europy HadRM3-PRECIS) - wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia Komitet Gospodarki
Wodnej Polskiej Akademii Nauk Warszawa 2010
bull Na podstawie badań podjętych na PWr na przestrzeni ostatnich 50 lat (1960-2009)
nastąpił we Wrocławiu wzrost intensywności opadoacutew - średnio o około 13 przy
malejącym trendzie rocznych i sezonowych sum wysokości opadoacutew - wg Kaźmierczak B Kotowski A Trendy zmian wysokości i intensywności opadoacutew maksymalnych do
modelowania kanalizacji we Wrocławiu Gaz Woda i Technika Sanitarna nr 5 2013
5
Wspoacutełczesne standardy odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości [1]
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
Polska norma - zharmonizowana z europejską normą PN-EN 7522008 ogranicza
częstość wylewoacutew z kanalizacji do rzadkich powtarzalności ich występowania
raz na 10 lat - w przypadku terenoacutew pozamiejskich (wiejskich) oraz
raz na 20 30 lub 50 lat dla terenoacutew miejskich - odpowiednio do rodzaju
zagospodarowania przestrzennego terenu ndash standardu odwodnienia terenu (tab 11)
Cytowana norma zaleca do projektowania systemoacutew kanalizacyjnych częstości deszczu
obliczeniowego 1 raz na rok - dla terenoacutew pozamiejskich oraz raz na 2 5 lub 10 lat dla
terenoacutew miejskich przy czym nie mogą występować woacutewczas żadne przeciążenia w
działaniu systemoacutew grawitacyjnych (praca pod ciśnieniem) co jest roacutewnoznaczne z
projektowaniem kanałoacutew na niecałkowite wypełnienia
Tab 12 Wymagane częstości obliczeniowe opadoacutew deszczu do projektowania
odwodnienia droacuteg w Polsce - wg Rozporządzenia MTiGM z 1999 r
Rodzaj ndash klasa drogi
Częstości projektowe
opadoacutew deszczu
[1 raz na C lat]
Lokalna (L) dojazdowa (D) 1 na 1
Głoacutewna (G) zbiorcza (Z) 1 na 2
Głoacutewna ruchu przyspieszonego (GP) 1 na 5
Autostrada (A) ekspresowa (S) 1 na 10
Ustalenie zależności pomiędzy częstością deszczu obliczeniowego i częstością wylania
(tab 11) nie jest jednak możliwe do uogoacutelnienia zwłaszcza na etapie projektowania
kanalizacji Pomocne okazują się tutaj zalecenia niemieckie wg DWA-A 1182006
wprowadzające pojęcie częstości nadpiętrzenia do poziomu terenu do obliczeń
sprawdzających przy pomocy modelowania hydrodynamicznego przez co staje się możliwe
wyznaczenie stanu przeciążenia ktoacutery jest najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej
kolejności wylaniu (tab 13)
6
Tab 13 Dopuszczalne częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających projektowanych
bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych wg DWA-A 1182006
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia
[1 raz na C lat]
Tereny wiejskie 1 na 2
Tereny mieszkaniowe 1 na 3
Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 1 na 5
Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 1 na 10
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej w Polsce napotyka na
podstawową trudność wynikającą z braku wiarygodnego modelu opadoacutew do określania
miarodajnego natężenia deszczu Dotychczas stosowany wzoacuter Błaszczyka - oparty na opadach
z przełomu XIX i XX wieku (przeszło100 lat temu) zaniża bowiem wyniki obliczeń
obecnych natężeń deszczy o rząd 40 Ponadto stosowana dotychczas w Polsce tzw metoda
granicznych natężeń (MGN) dodatkowo redukuje strumień spływu woacuted opadowych (Qm) w
stosunku do innych metod - stosowanych przykładowo w Niemczech (MWO i MZWS) - w
podobnych warunkach hydrologicznych (patrz rozdział 82 w I tomie podręcznika [1])
Roacuteżnice obliczanych strumieni Qm sięgają nawet 100 - na niekorzyść MGN Wymagała
więc pilnej modyfikacji co zostało zaproponowane w podręczniku [1] (tom I rozdz 83)
Systemy kanalizacyjne projektowane są zwykle na perspektywę minimum 50divide100 lat Z
powodu systematycznego ocieplania się klimatu w przyszłości wystąpi jeszcze więcej
ekstremalnych zjawisk opadowych prowadzących do tzw powodzi miejskich ktoacutere
powodować będą jeszcze większe niż obecnie straty gospodarcze i społeczne (fot 1divide4)
Uwzględnienie tych prognoz w perspektywie 2100 roku jest niezbędne już dzisiaj do
bezpiecznego projektowania i wymiarowania wspoacutełczesnych systemoacutew odwodnień terenoacutew
zurbanizowanych
Fot 1 Warszawa - Trasa Toruńska w dn 9062013 r (httpkontakt24tvn24pl)
7
Fot 2 Gdańsk - Wrzeszcz w dn 25062013 r (httpnaszafotografiapl)
Fot 3 Wrocław ul Legnicka w dn 27052014 r (httpwwwgazetawroclawskapl)
Fot 4 Łoacutedź ul Dąbrowskiego w dn 8092014 r (httpwwwmmlodzpl)
8
STAN PRAWNY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI w POLSCE
Zgodnie Ustawą z 12 września 2002 roku o normalizacji (Dz U Nr 169 poz 1386)
stosowanie Polskich Norm (PN) jest dobrowolne podobnie też norm europejskich (EN) w
tym zharmonizowanych (PN-EN) a także norm międzynarodowych (ISO) Rangę prawną
mają obecnie ustawy czy rozporządzenia do ustaw Ustawa z 2002 roku dostosowała więc
krajową normalizację do reguł europejskiego systemu prawnego
Dla projektantoacutew wykonawcoacutew czy eksploatatoroacutew obiektoacutew budowlanych branży
sanitarnej (i nie tylko) od lat przyzwyczajonych do obowiązkowego stosowania polskich
norm (w tym branżowych) jest to istotna zmiana Normy nie są obecnie aktami prawnymi
Oznacza to tyle że należy je traktować jako źroacutedło przepisoacutew pozaprawnych na roacutewni z
aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP) czy też publikowanymi
wynikami z najnowszych prac badawczych - np odnośnie nowych metod wymiarowania
kanalizacji - sformułowanymi w [1]
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność tym obowiązek bezpiecznego wymiarowania czy
starannego wykonywania inwestycji ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z najlepszej
dostępnej wiedzy technicznej (BAT ndash Best Available Techniques BMP ndash Best Menagment
Practices LID ndash Law Impact Development ZWT ndash Zasady Wiedzy Technicznej)
Idea ta znajduje zastosowanie w podręczniku akademickim [1] z 2015 r w odniesieniu do
nowych zasad projektowania i metod wymiarowania systemoacutew odwodnień terenoacutew ndash w
duchu zaleceń najnowszej normy PN-EN 752 z 2008 roku dostosowanej do postulatu
Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) - ujednolicenia poziomu wymagań co do
ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed wylewami z systemoacutew kanalizacyjnych w
państwach członkowskich UE
Uwzględniono przy tym min branżowe wytyczne Niemieckiego Stowarzyszenia
Gospodarki Wodnej Ściekowej i Odpadowej wg DWA-A 117 z 2006 roku oraz DWA-A 118
z 2006 roku czy też zalecenia Krajowego Urzędu ds Środowiska Bawarii wg Merkblatt Nr
433 z 2009 roku oraz Merkblatt Nr 439 z 2012 roku
Na podstawie doniesień literaturowych i badań własnych dotyczących prognozowanego
wzrostu intensywności opadoacutew w perspektywie do 2100 roku zaproponowano podjęcie już
dzisiaj odpowiednich działań zaradczych w tym zaprezentowano scenariusze opadoacutew do
modelowania przeciążeń kanałoacutew w przyszłości - zalecane już do uwzględniania w wielu
krajach europejskich - dla zachowania obecnych standardoacutew odwodnień terenoacutew (tab
11divide13) także w przyszłości
W II wydaniu podręcznika bdquoPodstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień
terenoacutewrdquo (z 2015 r) sformułowano podstawy bezpiecznego projektowania grawitacyjnych
systemoacutew (tj sieci i obiektoacutew) kanalizacyjnych w Polsce [1]
tom I dotyczy metod wymiarowania Sieci kanalizacyjnych natomiast
9
tom II ndash dotyczy Obiektoacutew specjalnych takich jak przelewy burzowe separatory
strumieni objętości zbiorniki retencyjne regulatory hydrodynamiczne czy separatory
sedymentacyjno-flotacyjne
UWAGA 1 W celu ułatwienia percepcji treści II wydania książki ndash w prezentowanych
notatkach zachowano oryginalną numerację rysunkoacutew tabel i wzoroacutew jak w [1] (Wydaw
Seidel-Przywecki Warszawa 2015) - dostępne są na
wwwandrzejkotowskipl
UWAGA 2 II wydanie książki zawiera uaktualnienie i znaczne rozszerzenie treści -
względem I wydania z 2011 r - min o
charakterystykę niekonwencjonalnych systemoacutew kanalizacyjnych
zagrożenia dla infrastruktury miast wywoływane zmianami klimatu w przyszłości
zasady kalibracji i walidacji modeli hydrodynamicznych zjawiska opad-odpływ
przykłady modelowania przeciążeń hydraulicznych w kanalizacji deszczowej
zasady projektowania i metody wymiarowania przepompowni sieciowych ściekoacutew
najnowsze wytyczne techniczne wymiarowania (WTW) systemoacutew kanalizacyjnych
bezpieczną metodę obliczania objętości użytkowej zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew
Podręcznik [1] adresowany jest do studentoacutew i pracownikoacutew naukowych wyższych
uczelni technicznych i rolniczych a także do projektantoacutew wykonawcoacutew i eksploatatoroacutew
systemoacutew usuwania ściekoacutew i zagospodarowania spływoacutew woacuted deszczowych miast i gmin
Uzupełnieniem treści prezentowanego podręcznika w zakresie budowy i eksploatacji
kanalizacji jest książka pt Kanalizacja Podstawy projektowania wykonawstwa i
eksploatacji (autorstwa Kroacutelikowska J Kroacutelikowski A Żaba T) Wyd Politechniki
Krakowskiej 2015
2 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SYSTEMOacuteW
KANALIZACYJNYCH
21 RYS HISTORYCZNY ROZWOJU KANALIZACJI
Bliski Wschoacuted Na najstarsze ślady starożytnych przewodoacutew wodnych natrafiono w Syrii
(dawniej Asyria) gdzie już ok 3500 lat pne w miejscowości Habuba Kabira nad brzegiem
Eufratu istniała rozwinięta cywilizacja Znaleziono tam ślady przewodoacutew o przekroju
10
kołowym (z rur ceramicznych łączonych na bdquobosy koniec-kielichrdquo) lub prostokątnym
(układanych z kamieni i cegieł) doprowadzających wodę pitną bądź odprowadzających wody
opadoweścieki (rys 21)
Rys 21 Historyczne sposoby budowy przewodoacutew i kanałoacutew wodnych
Historia budowy i rozwoju systemoacutew odwodnień terenoacutew (kanalizacji) sięga 3000 lat
przed narodzeniem Chrystusa Przykładowo w Babilonie stosowano już woacutewczas drenaże i
studnie chłonne do odprowadzania woacuted deszczowych z dachoacutew czy utwardzonych placoacutew i
ulic do gruntu
W Egipcie w grobowcu z ok 2700 r pne w miejscowości Saqquara przy ujściu Nilu
odkryto pierwszą bdquotoaletęrdquo ndash bdquoprzeznaczonąrdquo dla zmarłych Około roku 2500 r pne w
miastach Mezopotamii budowane były już pierwsze sieci kanałoacutew do odprowadzania ściekoacutew
z toalet domowych spłukiwanych wodą - do dołoacutew kloacznych Kanały były budowane z rur
miedzianych
Europa Początki rozwoju systemoacutew kanalizacyjnych w starożytnym Rzymie sięgają
VIII do VII wieku pne Około 610 roku pne zaczęto budować głoacutewny kanał ściekowy
zwany bdquoCloaca Maximardquo ktoacutery funkcjonuje do dzisiaj (wymiar odcinka końcowego 31541
m) Początkowo służył do odprowadzania woacuted deszczowych a poacuteźniej i ściekoacutew bytowych
Retencjonowano też wody deszczowe w zbiornikach zwanych cysternami
Powstanie nowoczesnych systemoacutew kanalizacyjnych w Europie - z oczyszczaniem
ściekoacutew włącznie wiązało się z tzw rewolucją przemysłową i burzliwym rozwojem miast w
w XIX wieku Wybuch epidemii cholery w 1831 r zdecydowanie przyspieszył ten proces
Polska Początki rozwoju kanalizacji na ziemiach polskich sięgają XIV wieku ndash Gdańsk
Krakoacutew Kamieniec Bolesławiec Reszel i inne Przykładowo na Dolnym Śląsku w
Bolesławcu od 1531 roku ścieki komunalne odprowadzane były nie do rzeki Boacutebr lecz na
łąki w celu ich rolniczego wykorzystania (naturalny nawoacutez) a jednocześnie
unieszkodliwiania (oczyszczania) System eksploatowany był do początku XX wieku
W Reszlu natomiast pozostają nadal w eksploatacji kanały bdquokrzyżackierdquo stanowiące
istotny element systemu kanalizacyjnego miasta
Pierwsze bdquokompleksowerdquo systemy kanalizacyjne na ziemiach polskich powstały w
Gdańsku (1871) we Wrocławiu (1881-90) i w Warszawie (1900 - inż Lindley) Zaczęto też
wprowadzać coraz powszechniej w większych miastach tzw klozety wodne - bdquoWCrdquo
Jak uczy historia cywilizacji powinniśmy dążyć wspoacutełcześnie do projektowania i budowy
systemoacutew kanalizacyjnych w taki sposoacuteb - stosując odpowiednie metody obliczeniowe oraz
materiały i technologie - aby mogły one sprawdzać się w działaniu za 100 i więcej lat
11
22 RODZAJE I POCHODZENIE ŚCIEKOacuteW
Ścieki definiowane jako wody zużyte odprowadzane przez kanalizację zbierane są z [1]
gospodarstw domowych (budownictwo jedno- i wielorodzinne)
obiektoacutew użyteczności publicznej i zakładoacutew usługowych (biur urzędoacutew instytucji
szkoacuteł szpitali sklepoacutew myjni pralni basenoacutew kąpielowych itp)
zakładoacutew przemysłowych i rzemieślniczych
Ścieki powstają w wyniku wykorzystania wody (wodociągowej lub z własnych ujęć) na
cele
spłukiwania fekalioacutew - w ubikacjach (WC)
higieniczne - związane z myciem się kąpielami itp
gospodarcze - związane z praniem bielizny przygotowywaniem posiłkoacutew
utrzymaniem czystości pomieszczeń itp
technologiczno-produkcyjne - związane z przetwarzaniem surowcoacutew wytwarzaniem
żywności produkcją wyroboacutew itp
Ze względu na skład fizyko-chemiczny ścieki można podzielić na
ścieki bytowo-gospodarcze nazywane też bytowymi (a w żargonie inżynierskim
bdquosanitarnymirdquo) pochodzące z gospodarstw domowych zakładoacutew usługowych i
obiektoacutew użyteczności publicznej
ścieki przemysłowe zwane też poprodukcyjnymi pochodzące z zakładoacutew
przemysłowych i rzemieślniczych
Odrębne grupy stanowią
ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z opadoacutew deszczu bądźi
topnienia śniegu czy lodu - spłukujące zanieczyszczenia z uszczelnionych powierzchni
zlewni po okresach tzw suchej pogody (pogody bezopadowej bezdeszczowej)
ścieki ogoacutelnospławne (komunalne) będące najczęściej mieszaniną ściekoacutew bytowo-
gospodarczych przemysłowych woacuted podziemnych (infiltrujących do kanałoacutew przez
nieszczelności) oraz ściekoacutew opadowych
23 KLASYFIKACJA SYSTEMOacuteW USUWANIA ŚCIEKOacuteW
Kanalizacja to zespoacuteł urządzeń - czyli system (sieci i obiekty) do zbierania i
odprowadzania ściekoacutew i woacuted opadowych z terenoacutew zurbanizowanych i przemysłowych do
oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie Elementy składowe systemu
kanalizacyjnego jako całości to
kanalizacja wewnętrzna (instalacje wewnętrzne) - w budynkach z przyborami
sanitarnymi (WC wanny umywalki natryski wpusty podłogowe itp)
kanalizacja zewnętrzna
12
o sieć osiedlowa lub zakładowa (komunalna prywatna wspoacutelnotowa)
o sieć zbiorcza miejska (komunalna)
o obiekty sieciowe (pompowanie zbiorniki retencyjne przelewy burzowe
separatory syfony studzienki)
o oczyszczalnie ściekoacutew
Kanalizację zewnętrzną można podzielić według następujących kryterioacutew
A Strumienia odprowadzanych ściekoacutew
o pełna - wszystkie rodzaje ściekoacutew
o częściowa - np tylko ścieki bytowo-gospodarcze
o mieszana - fragmentami pełnaczęściowa
B Zasięgu terytorialnego
lokalna - osiedlowa zakładowa wspoacutelnotowa
miejska - całe miasto
grupowa - kilka miast wsi
C Konstrukcji kanałoacutew
kryta - podziemna
otwarta - powierzchniowa (rowy koryta)
mieszana
D Sposobu przepływu ściekoacutew
grawitacyjna
ciśnieniowa (pneumatyczna lub hydrauliczna)
podciśnieniowa (proacuteżniowa)
mieszana
E Rodzaju odprowadzanych ściekoacutew
bytowo-gospodarcza (ściekowa w żargonie bdquosanitarnardquo)
przemysłowa
deszczowa
ogoacutelnospławna (wszystkie rodzaje ściekoacutew)
F Funkcjonowania systemu
ogoacutelnospławna (jednoprzewodowa)
rozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
poacutełrozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
bezodpływowa (szamba i wozy asenizacyjne)
odciążona (szamba i sieć zbiorcza)
mieszana (fragmentami roacuteżna sieć)
13
Budowane obecnie systemy usuwania ściekoacutew można ogoacutelnie podzielić na (wg rys 22 i 23)
konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ściekoacutew
niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem
mieszane - fragmentami konwencjonalne i niekonwencjonalne
Rys 22 Generalny podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na przepływ ściekoacutew
Rys 23 Szczegoacutełowy podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na warunki działania
24 KANALIZACJA KONWENCJONALNA
Kanalizacja grawitacyjna tj działająca pod wpływem siły ciążenia stosowana jest
powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej Grawitacyjne systemy usuwania
ściekoacutew stają się w chwili obecnej rozwiązaniem coraz bardziej kosztownym zwłaszcza w
płaskim terenie o rozległej i luźnej zabudowie rozwijających się wciąż aglomeracji miast
Kanalizacja Konwencjonalna
(tradycyjna)
Niekonwencjonalna
(specjalna)
Mieszana
oparta na grawitacyjnym
przepływie ściekoacutew - ze swobodną
powierzchnią przy ciśnieniu
barometrycznym
oparta na wymuszonym przepływie
ściekoacutew - podciśnieniem bądź
nadciśnieniem
fragmentami kanalizacja
konwencjonalna i fragmentami
niekonwencjonalna
Kanalizacja konwencjonalna
Grawitacyjna Grawitacyjno-
pompowa
Kanalizacja niekonwencjonalna
Nadciśnieniowa
(tłoczna)
Podciśnieniowa
(proacuteżniowa)
Pneuma-
tyczna
Hydrauliczna
(pompowa)
Dwu
przewo-
dowa
Jedno
przewo-
dowa
14
Wynika to min ze znacznych kosztoacutew budowy kanałoacutew - na głębokościach
dochodzących nawet do 6divide8 m
Przykładowo dla minimalnego spadku dna kanału imin = 1permil wymagane przegłębienie
kanału wynosi 1 m na 1 km długości
Rys 24 Schemat (a) i profil (b) kanalizacji grawitacyjnej z pompownią pośrednią
(kanalizacja grawitacyjno-pompowa)
W dążeniu do zmniejszenia kosztoacutew budowy kanalizacji zaczęto już na przełomie XIX i
XX wieku stosować pośrednie pompownie ściekoacutew wyposażone początkowo w pompy
tłokowe z napędem parowym następnie gazowym (ok 1900 r) i elektrycznym (1920) ktoacutere
umożliwiły podniesienie dna kanału za pompownią do rzędnej wynikającej z możliwego -
minimalnego zagłębienia kanału (rys 24)
Pośrednie pompownie ściekoacutew nie zmniejszają jednak w zasadniczy sposoacuteb kosztoacutew
budowy systemoacutew grawitacyjno-pompowych a to głoacutewnie ze względu na fakt że same są
drogie w budowie i eksploatacji Z tych też względoacutew kanalizacja konwencjonalna należy do
najdroższych elementoacutew infrastruktury podziemnego uzbrojenia terenoacutew zurbanizowanych
(miejsko-przemysłowych)
Na terenach wiejskich o luźnej zabudowie przy kryterium gęstości zaludnienia
mniejszej od 120 mieszkańcoacutew na km sieci przyjętym w Polsce (a w Europie lt 150
mieszkańcoacutew na km) stosowane są nadal bezodpływowe zbiorniki ściekoacutew (szamba)
oproacuteżniane wozami asenizacyjnymi bądź też budowane są oczyszczalnie bdquonaturalnerdquo - z
drenażem rozsączającym ścieki do gruntu
Obecnie ciecz nadosadową z szamb proponuje się odprowadzać tzw odciążoną -
małośrednicową (do 100 mm) kanalizacją grawitacyjną do lokalnych oczyszczalni ściekoacutew
bądź też stosować kanalizację niekonwencjonalną nadciśnieniową lub podciśnieniową [1]
Układy takie wymagają jednak częstego płukania kanałoacutew w tym wodą z hydrantoacutew
pożarowych Ogoacutelnie są drogie w eksploatacji
15
25 KANALIZACJA NIEKONWENCJONALNA
Już na początku XX wieku w oparciu o nowe możliwości techniczne zaczęły pojawiać
się roacuteżnego rodzaju koncepcje konstruowania sieci kanalizacyjnych o przepływie
wymuszonym - w przewodach zamkniętych z wykorzystaniem nad- lub podciśnienia jako
czynnikoacutew do transportu ściekoacutew
Praktycznie możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej (tzw tłocznej) bądź
podciśnieniowej (tzw proacuteżniowej) zaistniała dopiero z końcem lat sześćdziesiątych dzięki
opracowaniu na zachodzie Europy i w USA konstrukcji małych i niezawodnych urządzeń do
usuwania ściekoacutew łącznie z zawartymi w nich ciałami stałymi
Urządzenia te instalowane na poszczegoacutelnych 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 układoacutew konwencjonalnych (grawitacyjnych)
Zastosowanie kanalizacji niekonwencjonalnej uzasadnione jest zwłaszcza gdy
o spadek terenu jest bliski zeru
o występuje wysoki poziom woacuted podziemnych
o są trudne warunki fundamentowe (np podłoże skaliste)
o zabudowa ma charakter pasmowy o małej gęstości zaludnienia
o odpływ ściekoacutew jest sezonowy (kempingi)
Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety
lepiej spełnia warunki sanitarne i zasady ochrony środowiska bowiem ze względu na
wymaganą szczelność przewodoacutew kanalizacyjnych wykluczona jest zaroacutewno
eksfiltracja ściekoacutew do gruntu jak i infiltracja woacuted podziemnych do kanałoacutew co
prowadzi do zmniejszenia wymiaroacutew i kosztoacutew oczyszczalni ściekoacutew
możliwe jest płytkie układanie przewodoacutew ściekowych - bdquoroacutewnoleglerdquo do powierzchni
terenu (na głębokościach poroacutewnywalnych z przewodami wodociągowymi) co
przyczynia się do znacznego skroacutecenia czasu i kosztoacutew realizacji inwestycji (poprzez
zmniejszanie objętości roboacutet ziemnych eliminację odwodnienia wykopoacutew itp)
uzyskuje się dość istotne zmniejszenie średnic kanałoacutew (przewodoacutew ściekowych)
wskutek większych prędkości przepływu (pełnym przekrojem) co przyczynia się do
zmniejszenia kosztoacutew budowy sieci
łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu
(analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej)
16
strumień ściekoacutew w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej (grawitacyjnej)
zmniejsza się nawet o 50 wskutek min braku infiltracji woacuted podziemnych oraz
woacuted deszczowych z tzw dzikich (lub błędnych) podłączeń czy też dopływających
przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek
Kanalizacja niekonwencjonalna ma roacutewnież wady w stosunku do tradycyjnego -
grawitacyjnego sposobu odprowadzania ściekoacutew mianowicie
większą zawodność działania ze względu na możliwość awarii elementoacutew
mechanicznych i elektrycznych w tym automatyki mogących prowadzić do skażenia
środowiska
konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia
energii elektrycznej
konieczność dokonywania regularnych przeglądoacutew i konserwacji urządzeń przez
wykwalifikowanych pracownikoacutew - generalnie znacznie droższa w eksploatacji
Ponadto kanalizacja niekonwencjonalna ma jak dotychczas ograniczony zasięg
działania limitowany min
wysokością ciśnienia w sieci ndash w praktyce do 04 MPa w przypadku systemu
tłocznego co ogranicza jego zastosowanie do dzielnic mieszkaniowych czy zakładoacutew
wysokością podciśnienia w sieci ndash w praktyce do 006 MPa w przypadku systemu
proacuteżniowego co ogranicza jego zasięg działania do ok 2 km wokoacuteł centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) i liczbę mieszkańcoacutew objętych systemem do ok 1500 Mk
251 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ
Częściej stosowana jest obecnie kanalizacja nadciśnieniowa zwana potocznie
ciśnieniową składa się z
wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach)
urządzeń zbiornikowo-tłocznych typu pneumatycznego bądź hydraulicznego
(pompowego)
ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodoacutew sieci zewnętrznych
pneumatycznych stacji do płukania bądź przewietrzania przewodoacutew (PSP)
oczyszczalni ściekoacutew
17
Rys 25 Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej typu pompowego (po lewej) oraz typu
pneumatycznego (po prawej) a) sytuacja terenowa b) profil podłużny
Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w konwencjonalnej
kanalizacji grawitacyjnej Elementem dodatkowym jest często osobny przewoacuted wentylacyjny
wyprowadzony ponad połać dachową służący do na- i odpowietrzania urządzenia
zbiornikowo-tłocznego
Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję miniaturowych pompowni ściekoacutew co
zgodnie z ideą kanalizacji ciśnieniowej umożliwia ich stosowanie nawet w najmniejszych
obiektach - budynkach jednorodzinnych Urządzenia te mogą być instalowane zaroacutewno w
piwnicach budynkoacutew jak i na zewnątrz bezpośrednio w gruncie z zachowaniem
odpowiedniego przykrycia gruntem (rys 25)
Produkowane obecnie zblokowane urządzenia zbiornikowo-tłoczne mają rozmaite
rozwiązania konstrukcyjne spośroacuted ktoacuterych można wyroacuteżnić dwa zasadnicze typy
pneumatyczne - oparte na zasadzie wytłaczania ściekoacutew sprężonym powietrzem z
ciśnieniowego zbiornika zamkniętego
hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową sprzęgniętą wspoacutelnym
wałem z rozdrabniarką umieszczone w zbiorniku (bezciśnieniowym)
18
Niezależnie od konstrukcji urządzenia zbiornikowo - tłoczne umieszcza się poniżej
wylotu wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych dla umożliwienia ich grawitacyjnego
napełniania się Urządzenia te pracują okresowo a czynnikiem sterującym ich działanie jest
poziom ściekoacutew w zbiorniku wyroacutewnawczym
W kanalizacji ciśnieniowej stosuje się też pompownie ściekoacutew budowane według
klasycznych schematoacutew - wyposażone w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji
odpornej na zapychanie się (wirniki odpowiedniego kształtu kraty bądź kosze na
zanieczyszczenia na dopływie) bądź też wyposażone w rozdrabniarki
Ostatnio zaleca się do stosowania tzw tłocznie ściekoacutew tj pompownie ściekoacutew
zblokowane z urządzeniami do separacji ciał stałych (dawniej znane jako pompownie sitowe)
Transport zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych typu włoacuteknistego (np tekstylia
produkty stosowane do wyroboacutew środkoacutew higieny osobistej) stwarza problemy
eksploatacyjne ndash zapychanie się wirnikoacutew pomp prowadzące do awarii W tłoczniach
ściekoacutew bytowo-gospodarczych na dopływach do zbiornikoacutew retencyjnych pomp instaluje
się osadniki wyposażone w kraty i zawory zwrotne w celu niedopuszczania do pomp
zanieczyszczeń grubych
Do zbiornikoacutew retencyjnych pomp dopływają tylko bdquopodczyszczone ściekirdquo ktoacutere są
następnie wytłaczane przez pompy a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik i płuczą go z
zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych (zwykle brak zagniwania ściekoacutew w zbiorniku
retencyjnym pompowni) Przykład tłoczni ściekoacutew podano na rys 251
Rys 251 Przykładowa tłocznia ściekoacutew (1 - pompa 2 ndash złącze 3 ndash prowadnice montażowe pompy
4 - krata 5 ndash dopływ ściekoacutew 6 - zawoacuter zwrotny kulowy 7 ndash osadnik 8 ndash kolano rewizyjne 9 ndash
przewoacuted tłoczny 10 ndash klapa zwrotna)
19
Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ściekoacutew powinny mieć odpowiednią
pojemność buforową na wypadek zaniku zasilania elektrycznego lub awarii pomp Wg ATV
A-116 pojemność ta wynosić powinna co najmniej 30 dm3 na mieszkańca i dobę
Sieć ciśnieniowych przewodoacutew ulicznych wraz z przykanalikami Sieci kanalizacyjne
systemu ciśnieniowego działają jako rozgałęźne
Stosowane są roacutewnież układy z pozoru bdquoobwodowe - pierścieniowerdquo umożliwiające
jedynie okresową zmianę kierunku przepływu ściekoacutew Układy bdquopierścieniowerdquo zwiększają
niezawodność systemu Zmiany kierunku (i prędkości) przepływu ściekoacutew odbywają się
okresowo w punktach podziałowych pierścieni poprzez zamykanie i otwieranie
odpowiednich zasuw działowych Tak więc z pozoru sieć bdquopierścieniowardquo jest tutaj nadal
siecią rozgałęźną - sterowaną
Pneumatyczne stacje płuczące (PSP) Doświadczenia wskazują na celowość instalowania
na końcoacutewkach sieci bądź w tzw węzłach newralgicznych urządzeń płuczących ndash zwykle
przedmuchujących sieć sprężonym powietrzem (kilka razy w ciągu doby głoacutewnie w
godzinach nocnych)
Przedmuchiwanie ktoacutere trwa zwykle od 5 do 10 minut poza tym że usuwa osady oraz
skraca czas przebywania ściekoacutew w sieci natlenia je i usuwa H2S i siarczki
PSP wyposażone są w sprężarki (kompresory) ze zbiornikami powietrza lub bez
Lokalizuje się je pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących
252 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ
Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody a także minimalizacji kosztoacutew
oczyszczania ściekoacutew (np na statkach dalekomorskich stacjach kosmicznych) doprowadziły
do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej
Oddzielnym przewodem odprowadzane są ścieki fekalne z WC oraz oddzielnym
przewodem pozostałe ścieki - z wanien natryskoacutew zlewozmywakoacutew wpustoacutew
posadzkowych itp
Podstawową zasadą układu dwuprzewodowego jest więc podział ściekoacutew na
silnie zanieczyszczone ścieki fekalne (z ciałami stałymi)
mało stężone pozostałe ścieki
i oddzielne ich oczyszczanie odpowiednio do ich składu wydajnymi - oszczędnymi
technologiami
Podstawową zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody na spłukiwanie
bdquoproacuteżniowychrdquo misek ustępowych Klasyczna miska ustępowa bdquozużywardquo od 5 do 10 litroacutew
wody na jedno zadziałanie zbiornika spłuczki Miska ustępowa wyposażona w zawoacuter
oproacuteżniający - sterowany podciśnieniem zużywa tylko ok 15 litra wody i do 100 litroacutew
powietrza na zassanie zawartości miski Pozwala to na zaoszczędzenie znacznych ilości wody
(3 do 6 razy)
20
Taki układ kanalizacji jest zwłaszcza celowy do zastosowania tam gdzie stosowany jest
podwoacutejny (dwuprzewodowy) system wodociągowy rozprowadzający wodę o zroacuteżnicowanej
jakości Np woda powstała po uproszczonym oczyszczeniu ściekoacutew - poza fekalnymi
używana jest ponownie np do spłukiwania misek ustępowych
W kanalizacji komunalnej miast i wsi bardziej praktycznym sposobem odprowadzania
ściekoacutew jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys 26)
Rys 26 Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego (układ jednoprzewodowy)
Kanalizację podciśnieniową zwaną potocznie proacuteżniową tworzą następujące elementy
1 Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne (w budynkach obiektach)
2 Studzienki zbiorcze z zaworami oproacuteżniającymi
3 Podciśnieniowe przyłącza domowe i przewody sieci zewnętrznych
4 Centralna stacja proacuteżniowa (CSP)
5 Oczyszczalnia ściekoacutew
W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane ze studzienek zbiorczych z zaworami
oproacuteżniającymi do zbiornikoacutew wodno-powietrznych znajdujących się w centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) skąd są następnie odprowadzane (najczęściej hydraulicznie ndash pompowo)
do oczyszczalni ściekoacutew (rys 261)
Rys 261 Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej)
21
O wyborze systemu odprowadzania ściekoacutew powinna decydować każdorazowo
analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji tj łącznie kosztoacutew budowy i
eksploatacji systemu [1]
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania budowy i eksploatacji systemoacutew kanalizacji
niekonwencjonalnej podane zostaną na II stopniu studioacutew - dla specjalności ZWUŚ i ZO
3 SYSTEMY KANALIZACJI GRAWITACYJNEJ
31 KANALIZACJA OGOacuteLNOSPŁAWNA
311 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Historycznie pierwsze systemy kanalizacyjne były budowane jako ogoacutelnospławne -
obecnie istnieją w najstarszych fragmentach zabudowy miast
Wspoacutełcześnie w wyniku rozbudowy miast nowe fragmenty zabudowy kanalizowane są
najczęściej w systemie rozdzielczym głoacutewnie ze względu na możliwość osiągnięcia wyższej
efektywności oddzielnego oczyszczania ściekoacutew bytowych-gospodarczych przemysłowych i
deszczowych
Istota kanalizacji ogoacutelnospławnej to
jednoprzewodowy transport wszystkich rodzajoacutew ściekoacutew do oczyszczalni
konieczność odciążania oczyszczalni ściekoacutew przez przelewy burzowe czy zbiorniki
retencyjne w okresie trwania opadoacutew (strumień ściekoacutew jest woacutewczas nawet kilkadziesiąt
razy większy niż w okresie tzw suchej pogody)
Poniżej podano schematy funkcjonalne grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej w skali
bdquomikrordquo - pojedynczych budynkoacutew oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości (rys 31 i 32)
Rys 31 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomikrordquo(A)
Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna st - studzienka kanalizacyjna
22
Rys 32 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomakrordquo
Pb - przelew burzowy zbr - zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew
312 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej - podczas
trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są obiekty specjalne takie jak przelewy
burzowe i zbiorniki retencyjne Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew przedstawiono
na rysunku 33
Przelew burzowy
Zbiorniki retencyjne
na boczniku
na kolektorze
odpływ awaryjny
Rys 33 Schematy ideowe sposoboacutew odciążeń kanalizacji ogoacutelnospławnej (oraz deszczowej)
23
Przelewy burzowe na kanalizacji ogoacutelnospławnej budowane są głoacutewnie w celu
zabezpieczenia oczyszczalni ściekoacutew przed przeciążeniem hydraulicznym i spadkiem
sprawności jej działania zwłaszcza części biologicznej i chemicznej podczas pogody
deszczowej
zmniejszenia wymiaroacutew kolektora - za przelewem
Zadaniem hydraulicznym przelewu burzowego jest podział strumienia dopływu Qd
ściekoacutew do obiektu na dwa strumienie
Qo - odpływu na oczyszczalnię ściekoacutew (Qo = Qd ndash Qb)
Qb - odpływu kanałem burzowym do odbiornika (Qb = Qd ndash Qo)
w ściśle określonych proporcjach
W Polsce wg RMŚ z 2006 r [1] limitowana jest wartość średniej rocznej liczby
zadziałań przelewoacutew burzowych w roku czyli zrzutoacutew ściekoacutew z przelewu do odbiornika ndash
dla miast o roacutewnoważnej liczbie mieszkańcoacutew RLM gt 100 000
Mianowicie w komunalnej kanalizacji ogoacutelnospławnej ścieki z przelewoacutew burzowych
mogą być odprowadzane do śroacutedlądowych woacuted powierzchniowych płynących lub
przybrzeżnych o ile średnia roczna liczba zrzutoacutew burzowych z przelewoacutew nie przekracza
10
W aglomeracjach miejskich o RLM lt 100 000 dopuszcza się zrzuty burzowe gdy w
chwili rozpoczęcia działania przelewu strumień objętości zmieszanych ściekoacutew jest co
najmniej czterokrotnie większy od średniego dobowego strumienia ściekoacutew w okresie
pogody bezopadowej (Qśc(pb))
Przelewy burzowe należy więc projektować na strumień graniczny - odpływu do
oczyszczalni
)( ) 1( bpścrpgro QnQQ (31)
gdzie
nrp - początkowe rozcieńczenie ściekoacutew (na podstawie RMŚ z 2006 r) nrp ge 3
Najczęściej stosowane są dwa rodzaje przelewoacutew burzowych
z jednostronną boczną krawędzią przelewową
z dwustronnymi bocznymi krawędziami przelewowymi
Każdy rodzaj przelewu może działać z dławionym (za pomocą rury dławiącej zastawki czy
regulatora wirowego) bądź niedławionym odpływem ściekoacutew (Qo) w kierunku
oczyszczalni
Schematy urządzeń do odciążania hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej za pomocą
przelewoacutew burzowych podano na rysunkach 34 35 i 36
24
Przelew boczny jednostronny
Rys 34 Schemat i przekroacutej poprzeczny jednostronnego bocznego przelewu burzowego
(z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd ndash strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Przelew boczny dwustronny
Rys 35 Schemat i przekroacutej poprzeczny dwustronnego bocznego przelewu burzowego
z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd - strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Rys 36 Przekroacutej podłużny bocznego przelewu burzowego z rurą dławiącą
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania przelewoacutew burzowych na
kanalizacji ogoacutelnospławnej z przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 2 w II
tomie podręcznika [1] (- w zakresie II stopnia studioacutew - magisterskich)
Zbiorniki retencyjne pełnią podobną funkcję hydrauliczną jak przelewy burzowe
Głoacutewnym parametrem eksploatacyjnym każdego zbiornika retencyjnego jest wspoacutełczynnik
redukcji strumieni ściekoacutew β
= QoQd (32)
gdzie
Qo - strumień objętości (natężenie przepływu) ściekoacutew odpływających ze zbiornika
Qd - strumień objętości ściekoacutew dopływających do zbiornika
25
Zbiorniki retencyjne buduje się je najczęściej na kanalizacji ogoacutelnospławnej i deszczowej
do przetrzymywania - retencjonowania ściekoacutew jako (rys 37)
otwarte - terenowe (w zagłębieniach naturalnych lub sztucznych) bądź jako
kryte - podziemne (tradycyjnie żelbetowe lub obecnie też z tworzyw sztucznych w
tym tzw bdquorurowerdquo zbudowane z odcinkoacutew rurociągoacutewkanałoacutew o dużych średnicach
oraz bdquoskrzynkowerdquo otoczone geowłoacutekniną)
A) B)
Rys 37 Rodzaje kanalizacyjnych zbiornikoacutew retencyjnych
A) zbiornik terenowy (otwarty) B) zbiornik podziemny (kryty)
Schematy przykładowych konstrukcji zbiornikoacutew retencyjnych do odciążania
hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej podano na rysunkach 38 i 39
Rys 38 Schemat zbiornika krytego na boczniku
(widok z goacutery i przekroacutej podłużny)
Na kanalizacji ogoacutelnospławnej nie dopuszcza się zasadniczo do podtopienia kanału
dopływowego przed przelewem min ze względu na możliwość odkładania się osadoacutew Stąd
konieczność stosowania wewnątrz krytych zbiornikoacutew przelewoacutew do awaryjnego zrzutu
ściekoacutew (rys 38)
26
Rys 39 Schemat zbiornika otwartego na kolektorze
(przekroacutej podłużny i widok z goacutery)
Podczas pogody bezdeszczowej ścieki bytowo-gospodarcze nie wpływają do otwartej
komory retencyjnej zbiornika przedstawionego na rysunku 39 a przepływają kanałami pod
dnem zbiornika
Ze względoacutew sanitarnych powierzchnie skarp i dna zbiornika powinny być uszczelnione
Zbiornik powinien być też ogrodzony i oznaczony tablicami ostrzegawczymi
Ograniczenie ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do odbiornikoacutew
W celu ochrony zwłaszcza małych odbiornikoacutew ściekoacutew (rzek potokoacutew) stosuje się
lokalne retencjonowanie i podczyszczanie ściekoacutew pochodzących ze zrzutoacutew burzowych o
wielkości strumienia Q gt 10 SNQ - średniego niskiego przepływu wody w odbiorniku (rys
310)
Rys 310 Schematy ideowe sposoboacutew ograniczenia ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do
odbiornikoacutew z przelewoacutew na kanalizacji ogoacutelnosławnej (pb ndash przelew burzowy)
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych z
przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 4 w II tomie podręcznika [1] (- w zakresie II
stopnia studioacutew - magisterskich)
27
313 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
OGOacuteLNOSPŁAWNEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowane były niewłaściwe - w świetle wspoacutełczesnej wiedzy
(rozdziały 5divide8 podręcznika [1]) opracowane jeszcze w latach pięćdziesiątych XX wieku
zasady projektowania i metody wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej
Podczas tzw suchej pogody kanałami ogoacutelnospławnymi płyną ścieki bytowo-gospodarcze
i przemysłowe oraz wody przypadkowe w tym infiltracyjne Podczas pogody deszczowej -
dodatkowo ścieki deszczowe
Wymiary (średnice) kanałoacutew dobierane były błędnie - do całkowitego wypełnienia
przekroju na strumień objętości (Q)
Q = Qh max śc + Qm (33)
gdzie
Qh max śc - maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysło-
wych
Qm - miarodajny strumień ściekoacutew deszczowych - obliczany z błędnego obecnie wzoru
Błaszczyka wg tzw metody granicznych natężeń (MGN) bądź metody stałych
natężeń (MSN)
Stosowany w obu metodach (MGN i MSN) wzoacuter Błaszczyka oparty na opadach z
przełomu XIX i XX wieku zaniża wyniki obliczeń obecnych natężeń jednostkowych deszczy
o rząd 40 [1] Ponadto założenia wyjściowe MGN - najczęściej dotychczas stosowanej w
Polsce prowadzą do dalszej redukcji strumienia spływu woacuted opadowych (Qm) w stosunku do
innych metod czasu przepływu stosowanych przykładowo w Niemczech w podobnych
warunkach hydrologicznych W rezultacie zaniżenie wartości bilansowanych strumieni woacuted
opadowych sięgać może nawet 100 (rozdz 85 podręcznika [1]) Tak zwymiarowane
systemy kanalizacyjne podatne są obecnie na częste wylania ktoacutere jeszcze w większym
stopniu wystąpią w przyszłości wskutek zmian klimatu (rozdz 4)
Podstawą nowoczesnego - bezpiecznego wymiarowania nowych bądź modernizowanych
systemoacutew kanalizacji ogoacutelnospławnej w Polsce powinien być właściwy bilans strumieni
ściekoacutew (patrz rozdział 5) i woacuted opadowych (rozdziały 6 7 i 8) ndash zapewniający osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych wg zaleceń
PN-EN 7522008 (rozdział 1 w II tomie podręcznika [1])
32 KANALIZACJA ROZDZIELCZA
321 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI ROZDZIELCZEJ
System kanalizacji rozdzielczej ze swej istoty jest dwu- lub więcej przewodowy W
miastach na ogoacuteł dwuprzewodowy złożony z
28
kanałoacutew ściekowych - odprowadzających ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe
do miejskiej oczyszczalni
kanałoacutew deszczowych - ze zrzutem ściekoacutew do odbiornika (po podczyszczeniu)
W zakładach przemysłowych system ten jest na ogoacuteł troacutejprzewodowy występują
kanały ściekowe (na ścieki bytowe pracownikoacutew)
kanały deszczowe
kanały ściekoacutew przemysłowych - zrzut ściekoacutew technologicznych po podczyszczeniu
na terenie zakładu do miejskiej kanalizacji ściekowej
Schematy funkcjonalne kanalizacji rozdzielczej przedstawiono w skali bdquomikrordquo ndash na
rys 311 oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości na rys 312
Rys 311 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomikrordquo
(Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna)
Rys 312 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomakrordquo
(zbr- zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew)
W przypadku gdy odbiornik charakteryzuje się małym - średnim niskim przepływem
(SNQ) bądź jest szczegoacutelnie chroniony nie należy w trakcie trwania opadu zrzucać dużych
objętości ściekoacutew deszczowych Należy woacutewczas budować zbiorniki retencyjne z
29
dławionym odpływem - sterowanym np regulatorami hydrodynamicznymi (omoacutewione
szczegoacutełowo w rozdziałach 4 i 5 - w II tomie podręcznika [1])
Na wylotach kanałoacutew deszczowych do odbiornikoacutew a najlepiej w miejscu powstawania
zanieczyszczeń wymagane jest obecnie stosowanie podczyszczalni mechanicznych ściekoacutew
opadowych - separatoroacutew sedymentacyjno-flotacyjnych (omoacutewionymi szczegoacutełowo w
rozdziale 6 - w II tomie podręcznika [1]) Zasady wymiarowania i doboru regulatoroacutew
hydrodynamicznych oraz osadnikoacutew-piaskownikoacutew i flotatoroacutew substancji ropopochodnych
zostaną podane na II stopniu studioacutew
322 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci deszczowej w systemie kanalizacji rozdzielczej -
podczas trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są najczęściej zbiorniki
retencyjne z dławionym odpływem
Zbiorniki retencyjne stanowią ważny element zaroacutewno modernizowanych jak i
nowoprojektowanych sieci kanalizacyjnych pełniąc rolę regulacyjno-redukcyjną strumieni
ściekoacutew Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew specjalnych (na boczniku bądź na
kolektorze) przedstawiono na rys 33
Na rys 312a podano przykład rozbudowy kanalizacji deszczowej z zastosowaniem
zbiornikoacutew retencyjnych
Nowa zlewnia F
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Regulator
QR = 1000 ls
Q3 = 1350 ls
Q2 = 600 lsZbiornik retencyjny V1
Q1 = 750 ls
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Q4 = 1000 ls
Q1 = 750 ls
Nowa zlewnia F
Zbiornik retencyjny V2
Regulator QR = 250 ls
Q2 = 600 ls
Q3 = 250 ls
Rys 312a Przyłączanie nowej zlewni (F) do istniejącego kolektora o ograniczonej
przepustowości (Qmax = 1000 dm3s) poprzez zbiornik retencyjny
a) na istniejącym kolektorze (V1) b) na nowym kanale (V2)
Głoacutewnie ze względu na zasadę działania grawitacyjne zbiorniki retencyjne ściekoacutew
deszczowych podzielić można na dwie grupy a mianowicie
przepływowe ndash klasyczne (najczęściej jednokomorowe)
przelewowe - nowej generacji (dwu- lub więcej komorowe)
30
Zaroacutewno konstrukcje przepływowe jak i przelewowe mają swoje zalety i wady Klasyczne
już przepływowe zbiorniki retencyjne budowane są z reguły jako ziemne - odkryte natomiast
przelewowe (wielokomorowe) zbiorniki retencyjne nowej generacji są z reguły żelbetowe -
podziemne Ma to niewątpliwie wpływ na koszty ich budowy O wyborze danej konstrukcji
zbiornika decydować powinna analiza techniczno-ekonomiczna wariantoacutew rozwiązań
technicznych przy uwzględnieniu miejscowych uwarunkowań terenowych
Zbiornik przepływowy
Rys 312b Schemat zbiornika przepływowego otwartego na kolektorze
deszczowym (przekroacutej podłużny i poprzeczny)
Zbiornik tradycyjny - przepływowy ma następujące wady
znaczna objętość użytkowa (Vu) komory retencyjnej (KR)
zmienny w czasie odpływ ze zbiornika (Qo) zależny od stopnia jego wypełnienia
odkładanie się zanieczyszczeń wleczonych na dnie zbiornika
znaczne koszty budowy i eksploatacji obiektu (płukanie po każdym opadzie)
max
dopływ
odpływ
dławiony
Qd
Qo
komora
retencyjna
Vu
min
Rys 312c Schemat działania jednokomorowego przepływowego zbiornika retencyjnego
Zbiornik przelewowy
Nowoczesne wielokomorowe przelewowe zbiorniki retencyjne (rys 33d) wyposażone są
w komorę przepływową (KP) z dławionym odpływem oddzieloną od komory retencyjnej
(KR) pionową przegrodą - z bocznym przelewem w części goacuternej i zaworem klapowym
(spustowym) przy dnie zbiornika
31
przegroda stała
rura wentylacyjna
kanał doprowadzający
komora akumulacyjna rura dławiąca
komora
przepływowa
zawoacuter klapowy
Rys 312d Schemat ideowy dwukomorowego zbiornika przelewowego
Zbiornik przelewowy cechuje się przede wszystkim mniejszą objętością użytkową (V1)
komory retencyjnej (KR) w poroacutewnaniu do zbiornika przepływowego ndash o rząd 30
max Qd
Qo
komora
retencyjna
dopływ
odpływ
dławiony
komora
przepływowa
otwoacuter
klapowy
krawędź
przelewowa
V1
V3
Rys 312e Schemat działania dwukomorowego przelewowego zbiornika retencyjnego (Vu = V1 + V3)
V1 - objętość komory retencyjnej (KR) V3 - objętość komory przepływowej (KP)
Graficzne poroacutewnanie objętości na akumulację ściekoacutew w zbiornikach przepływowym
(tradycyjnym) i przelewowym - dwukomorowym podano na rysunku 312f
Rys 312f Przebieg akumulacji ściekoacutew deszczowych w zbiornikach retencyjnych
1 - modelowy hydrogram przepływu w kanale dopływowym - przed zbiornikiem
2 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przelewowym (V1+V3)
3 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przepływowym (V1+V2+V3)
32
Z analizy przebiegu retencji wynika iż objętość użytkowa (Vu) zbiornika przepływowego
składa się z trzech objętości cząstkowych Vu = V1 + V2 + V3 a zbiornika przelewowego tylko
z dwoacutech Vu = V1 + V3
323 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
ROZDZIELCZEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowano (od lat pięćdziesiątych XX wieku) niewłaściwe obecnie - w
świetle wspoacutełczesnej wiedzy (rozdziały 4divide8 podręcznika [1]) zasady projektowania i metody
wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji rozdzielczej w odniesieniu zaroacutewno do kanałoacutew
ściekowych a zwłaszcza do kanałoacutew deszczowych z obiektami specjalnymi
Sieć deszczowa działa okresowo - w czasie tzw mokrej pogody Podczas suchej pogody
płyną tylko wody przypadkowe w tym infiltracyjne
Kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarne) wymiarowane były na strumień
Q = 2Qh max śc (34)
Średnice kanałoacutew ściekowych dobierane były w uproszczeniu - na
podwojony maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-
gospodarczych i przemysłowych tj przy uwzględnieniu woacuted
przypadkowych i infiltracyjnych w wysokości Qh max śc jako
mieszczących się w 100 rezerwie przepustowości dobranej
średnicy kanału
Kanały deszczowe
Q = Qm (35)
Wymiary kanałoacutew deszczowych dobierane były niewłaściwie - do
całkowitego wypełnienia przekroju Nie uwzględniano więc żadnej
rezerwy - na przyszłościowy rozwoacutej związanej ze zwiększaniem się
stopnia uszczelnienia powierzchni zlewni czy też wynikającej ze
zmian klimatycznych Miarodajny do wymiarowania kanałoacutew
deszczowych strumień ściekoacutew (Qm) obliczany był dwoma
metodami MGN lub MSN ndash obie z niewłaściwym obecnie wzorem
Błaszczyka na natężenie deszczy (zaniżającym wyniki o ok 40)
dla zakładanych częstości występowania opadoacutew - o wydłużonym
czasie trwania (o koncentrację terenową i retencję kanałową)
Ponadto przy wymiarowaniu kanałoacutew deszczowych w Polsce dopuszczano możliwość
częstszych ich przepełnień a więc i wylewoacutew z sieci w stosunku do kanałoacutew
ogoacutelnospławnych (zakładano roacuteżne skutki środowiskowe wylewoacutew) Przykładowo kolektory
deszczowe w terenach płaskich wymiarowane były na częstość występowania opadoacutew C = 2
lata a kanały boczne tylko na C = 1 rok (W kanalizacji ogoacutelnospławnej przyjmowano
odmiennie odpowiednio C = 5 i C = 2 lata)
Podobnie też jak w przypadku kanalizacji ogoacutelnospławnej wspoacutełczynnik spływu
powierzchniowego woacuted deszczowych uzależniano wyłącznie od stopnia uszczelnienia terenu
tj z pominięciem spadkoacutew i natężeń opadoacutew projektowych
33
W celu zapewnienia odpowiedniego standardu odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych w Polsce (- zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008) oraz
podniesienia niezawodności działania kanalizacji rozdzielczej (ściekowej i deszczowej) w
rozdziale 5 podręcznika [1] przedstawiono nowe zasady bilansowania strumieni ściekoacutew i
woacuted przypadkowych a w rozdz 8 zaproponowano modyfikację metody granicznych natężeń
(MGN) do postaci tzw metody maksymalnych natężeń (MMN) w tym zastąpienie wzoru
Błaszczyka wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych
W tomie II w rozdziale 1 [1] przedstawiono nowe zalecenia w formie wytycznych
technicznych wymiarowania (WTW) sieci odwodnieniowych i obiektoacutew specjalnych w
Polsce Omoacutewiono także wymagania odnośnie zachowania wspoacutełczesnych standardoacutew
odwodnień terenoacutew także w przyszłości jako przeciwdziałanie skutkom prognozowanych
zmian klimatu w perspektywie 2100 roku
33 KANALIZACJA POacuteŁROZDZIELCZA
331 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI POacuteŁROZDZIELCZEJ
System tzw kanalizacji poacutełrozdzielczej stosowany zwłaszcza przy modernizacjach
istniejących systemoacutew rozdzielczych czy przebudowywanych ogoacutelnospławnych jest
najczęściej dwuprzewodowy
Rys 313 Schemat funkcjonalny kanalizacji poacutełrozdzielczej w skali bdquomakrordquo
(s ndash separator zbr ndash zbiornik retencyjny OŚ ndash oczyszczalnia ściekoacutew)
System zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i
przemysłowe) połączone separatorami tj obiektami specjalnymi na kanałach deszczowych
do kierowania tzw pierwszej fali odpływu - zawierającej zanieczyszczenia spłukiwane ze
zlewni oraz osady wypłukiwane z kanałoacutew deszczowych (po okresie suchej pogody) do
kanałoacutew ściekowych i do oczyszczalni ściekoacutew (rys 313)
Następna (II) fala deszczu przy wzroście strumienia Q - jako mniej zanieczyszczona
odpływa już kanałami deszczowymi do odbiornika
34
Z doświadczeń eksploatacyjnych wynika że celowe jest stosowanie separatoroacutew
burzowych o działaniu ciągłym tzn w całym okresie trwania odpływu deszczowego takich
jak np przelewy boczne z dławionym odpływem czy też upusty denne z progiem piętrzącym
a technologicznie niewłaściwe jest stosowanie separatoroacutew o działaniu okresowym - jedynie
dla pierwszej fali odpływu jak np separatory kaskadowe czy rynnowe
Rys 314 Schemat separatora kaskadowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 315 Schemat separatora rynnowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 316 Schemat separatora w postaci przelewu bocznego z rurą dławiącą - o działaniu ciągłym
Kanalizacja poacutełrozdzielcza zapewnia dobrą ochronę odbiornika ściekoacutew ndash środowiska
bowiem najbardziej zanieczyszczone ścieki opadowe (zwłaszcza tzw I fali) kierowane są
poprzez separatory na oczyszczalnię miejską pracującą pod stałym nadzorem
35
332 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
POacuteŁROZDZIELCZEJ W POLSCE
Dotychczasowe zasady wymiarowania kanalizacji poacutełrozdzielczej są obecnie
niewłaściwe zaroacutewno w odniesieniu do kanałoacutew ściekowych jak i kanałoacutew deszczowych za
separatorami
Kanały ściekowe - za separatorami były wymiarowane na maksymalny godzinowy
strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych (Qh max śc) plus strumień ściekoacutew
deszczowych - tzw I-szej fali (QmI) - zależnej od natężenia granicznego deszczu płuczącego
qs przyjmowanego jak dotychczas w zakresie qs [6 15] dm3s ha stąd
Q = Qh max śc + Qm I (36)
Obecnie wg RMŚ z 2006 r qs ge 15 dm3s ha ndash dla zanieczyszczonej zlewni [1]
Kanały deszczowe analogicznie jak w kanalizacji rozdzielczej wymiarowane były na
zaniżony strumień Qm - wywołany deszczem miarodajnym o natężeniu q(C) - obliczanym z
niewłaściwego obecnie wzoru Błaszczyka
Q = Qm (37)
Nowe zasady ndash bezpiecznego projektowania i wymiarowania hydraulicznego kanalizacji
poacutełrozdzielczej z separatorami strumieni objętości ściekoacutew deszczowych podano w II tomie
książki [1] (- w rozdziałach 1 i 3)
34 ZALETY I WADY SYSTEMOacuteW KANALIZACYJNYCH
341 CZYNNIKI WPŁYWAJĄCE NA WYBOacuteR SYSTEMU
System kanalizacji ogoacutelnospławnej
Zalety Wady
1 Kroacutetsza łączna sieć kanałoacutew 1 Małe prędkości przepływu ściekoacutew przy
suchej pogodzie (odkładanie się osadoacutew)
2 Prostszy układ sieci ndash mniejsza możliwość
kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym
2 Nieroacutewnomierna praca miejskiej
oczyszczalni ściekoacutew
3 Sieć zajmuje mniej miejsca (np pod
jezdnią)
3 Duże średnice i zagłębienia kanałoacutew
(kolizje z innym uzbrojeniem)
4 Mniejsze koszty przyłączy posesji (jeden
przykanalik)
4 Konieczność budowy przelewoacutew
burzowych zbiornikoacutew retencyjnych
5 Mniejsze koszty budowy i eksploatacji 5 Niebezpieczne dla środowiska skutki
przepełnień kanałoacutew ndash wylewoacutew
6 Brak błędnych przyłączy (jedna sieć) 6 Gnilne zapachy ze studzienek i
wpustoacutew
36
System kanalizacji rozdzielczej
Zalety Wady
1 Efektywniejszy proces oddzielnego
oczyszczania ściekoacutew
1 Praktycznie podwoacutejna sieć
2 Bardziej roacutewnomierna praca oczyszczalni
ściekoacutew
2 Skomplikowany układ sieci (kolizje
kanałoacutew ściekowych z deszczowymi)
3 Mniejsze średnice kanałoacutew ściekowych
(większe prędkości przepływu)
3 Podwoacutejny pas zabudowy terenu
4 Mniejsze zagrożenie środowiskowe
wylewoacutew z kanałoacutew deszczowych
4 Większe koszty przyłączy
5 Możliwość etapowania budowy kanalizacji
(np najpierw ściekowa poacuteźniej deszczowa)
5 Występowanie błędnych podłączeń
(np kanałoacutew ściekowych do kanałoacutew
deszczowych lub odwrotnie)
6 Możliwość przebudowy na kanalizację
poacutełrozdzielną ndash dobudowa separatoroacutew
6 Najczęściej większe koszty budowy
i eksploatacji
Na wyboacuter systemu kanalizacyjnego wpływ mają następujące czynniki [1]
Istniejąca sieć hydrograficzna (rzeki potoki kanały otwarte) rozwinięta - sprzyja
wyborowi kanalizacji rozdzielczej
Wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich zdolność do samooczyszczania się duże rzeki
sprzyjają kanalizacji ogoacutelnospławnej
Ilość i rodzaj ściekoacutew ndash zwłaszcza przemysłowych (podczyszczonych na terenie
zakładu) ndash czy mogą być odprowadzane przez przelewy najczęściej nie ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Gęstość zabudowy terenu zwarta zabudowa sprzyja kanalizacji ogoacutelnospływowej
Możliwości finansowe w przypadku konieczności etapowania inwestycji ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Czynniki przemawiające za wyborem kanalizacji ogoacutelnospławnej
Brak rozwiniętej sieci hydrograficznej do odprowadzania woacuted deszczowych
Odbiornik gwarantuje samooczyszczanie się ndash możliwe zrzuty ściekoacutew z przelewoacutew
Gęsta zabudowa - znaczne uszczelnienie terenu
Analiza ekonomiczna innego wariantu (kosztoacutew budowy i eksploatacji) systemu
wskazuje na większe koszty
Czynniki przemawiające za wyborem systemu rozdzielczego bądź poacutełrozdzielczego
Rozwinięta sieć hydrograficzna ndash kroacutetkie kanały deszczowe
Brak możliwości zrzutu z przelewoacutew ściekoacutew mieszanych ndash małe odbiorniki
37
Luźna zabudowa - mniejsze uszczelnienie terenu mniejszy odpływ woacuted deszczowych
Większa pewność poprawnego działania z punktu widzenia ochrony środowiska (w
poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
Możliwość etapowania inwestycji - z braku środkoacutew finansowych (najczęściej
większe koszty budowy i eksploatacji w poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
342 ETAPOWANIE BUDOWY KANALIZACJI
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji ściekowej Sprzyjają
temu następujące czynniki
Dostarczanie wody z sieci wodociągowej co przyczynia się do większego jej zużycia
przez odbiorcoacutew i konieczność odprowadzania większego strumienia ściekoacutew bytowo-
gospodarczych w poroacutewnaniu do braku wodociągu
Niski poziom woacuted podziemnych grunt przepuszczalny i duże spadki powierzchni terenu
w kierunku odbiornikoacutew
Luźna zabudowa małe uszczelnienie powierzchni terenu i duża infiltracja opadoacutew do woacuted
podziemnych
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji deszczowej Sprzyjają
temu
Mniejsze wskaźniki odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych (np brak wodociągu) i
możliwość ich gromadzenia w zbiornikach bezodpływowych (bądź z drenażem
rozsączającym) oraz wywożenia wozami asenizacyjnymi do oczyszczalni
Wysoki poziom woacuted podziemnych grunt słabo przepuszczalny i małe spadki powierzchni
terenoacutew
Brak naturalnych odbiornikoacutew woacuted deszczowych
Etapowanie budowy kanalizacji stosuje się obecnie rzadko głoacutewnie na terenach
pozamiejskich (wiejskich) Etap II realizowany jest najczęściej po okresie 10divide20 lat
W Europie odchodzi się obecnie od idei pełnego odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
tj odprowadzania do kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej wszystkich woacuted
opadowych
Prawidłowa gospodarka wodna w zlewniach rzek powinna polegać na pozostawianiu
na miejscu (w zlewni) jak największej ilości bdquoczystychrdquo woacuted deszczowych aby zapobiec
trwałemu obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych
Przyczynia się to też do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze
maksymalne stany i przepływy wody w rzekach [1]
38
4 KWANTYFIKACJA ZMIAN KLIMATU DO
WYMIAROWANIA ODWODNIEŃ TERENOacuteW
41 ZAGROŻENIA WYNIKAJĄCE ZE ZMIAN KLIMATU
W Polsce podobnie jak w innych krajach Europy i świata obserwowane są zmiany
klimatu przejawiające się głoacutewnie wzrostami
średniej rocznej temperatury powietrza
intensywności opadoacutew atmosferycznych i
częstości występowania zdarzeń ekstremalnych (min susze powodzie huragany
trąby powietrzne)
Wzrost średniej rocznej temperatury powietrza odnotowywany jest we wszystkich
regionach kraju Według raportu Międzyrządowego Zespołu ds Zmian Klimatu
(IPCC2007) tylko w okresie 1960-2005 (46 lat) nastąpił wzrost średniej rocznej temperatury
globu o 074 degC Przyrost temperatury wynioacutesł więc już około 016 degC na dekadę Natomiast
poziom moacuterz i oceanoacutew na przestrzeni lat 1901-2010 podnioacutesł się o 019 m (IPCC2014)
Przyczyna ocieplania się klimatu ndash paradoksalnie największy przyrost temperatury
obserwuje się w zimie nie jest w pełni rozpoznana i budzi wciąż kontrowersje (tzw efekt
cieplarniany wywołany głoacutewnie emisją pary wodnej i CO2 do atmosfery) Bezsprzecznie
wzrost temperatury powietrza wywołuje istotne zmiany w cyrkulacji wody w cyklu
hydrologicznym (parowanie ndash kondensacja ndash opad) i nasilenie się występowania zwłaszcza w
ostatnich dziesięcioleciach ekstremalnych zjawisk pogodowych takich jak susze czy
powodzie
Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17 oC do nawet 44
oC a na każdy stopień
wzrostu temperatury przewiduje się globalnie wzrost intensywności opadoacutew o około 7
Natomiast poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m co zagraża już zalaniem
znacznych powierzchni przybrzeżnych (IPCC2014) Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce w tym roczna
wysokość i częstość występowania ekstremalnych opadoacutew regionalnych Zmiany w
strukturze opadoacutew objawiają się min tym że kroacutetkie (pojedyncze) intensywne opady
deszczu będą ulegać przegrupowaniu w dłuższe nawet kilkudniowe okresy o sumie
wysokości znacznie wyższej niż dawniej
Przykładowo we Wrocławiu na przestrzeni ostatnich 5 pełnych dekad (1960-2009)
odnotowano
spadkowy trend rocznej wysokości opadoacutew
wzrostowy trend odnośnie liczby dni deszczowych w roku
wzrostowy trend intensywności opadoacutew o czasach trwania od 5 min do 3 dni - średnio
na poziomie 13 [1]
Wywoływane zmianami klimatu zagrożenia ludności i infrastruktury miast związane są
przede wszystkim z niedoborem bądź nadmiarem wody
39
Ryzyko zaistnienia niekorzystnych w skutkach zjawisk takich jak susza czy powoacutedź
określa się zwykle jako kombinację prawdopodobieństwa wystąpienia oraz miary ich
negatywnych skutkoacutew - najczęściej jako iloczyn miary zagrożenia i miary zawodności
(straty gospodarcze i społeczne)
Przewidywanie zagrożeń związanych z niskimi oraz wysokimi stanami i przepływami
woacuted w warunkach zmieniającego się klimatu jest niezbędne dla racjonalnej gospodarki
wodnej miast Dotyczy to zwłaszcza podstaw projektowania budowy i eksploatacji ujęć
wody (powierzchniowej i podziemnej) czy też odwodnień - kanalizacji deszczowej czy
ogoacutelnospławnej na terenach zurbanizowanych Obserwowanym efektem zmian klimatycznych i poza klimatycznych jest zjawisko
wzrostu temperatury powietrza w miastach w stosunku do terenoacutew otaczających ndash tzw
Miejska Wyspa Ciepła MWC jest wynikiem min uwalniania się ciepła w środowisku
miejskim z procesoacutew przemysłowych i komunalnych ktoacutere modyfikują lokalnie warunki
meteorologiczne Związany z niedoborem wody w miastach spadek wilgotności gleby
przejawia się przede wszystkim przesuszeniem zieleni miejskiej co ogranicza możliwości
terenoacutew biologicznie czynnych w łagodzeniu wpływu wysokiej temperatury (rys 41)
Rys 41 Prądy konwekcyjne i opady w rejonie miejskiej wyspy ciepła [wwwwikipediapl]
Zagrożenia wynikające z warunkoacutew termicznych w miastach (MWC) wzrastają na ogoacuteł
liniowo wraz ze wzrostem wielkości miast Przeciętnie intensywność oddziaływania MWC
charakteryzują lokalne przyrosty temperatury od wartości niewiele przekraczających 10 ordmC -
w małych miastach do około 25 ordmC - w dużych miastach Jednakże w dużych aglomeracjach
w przypadku wystąpienia upałoacutew ponad 35 oC roacuteżnica temperatury powietrza pomiędzy
miastem a terenami otwartymi może sięgać nawet 10 oC Skutkuje to już istotnym wzrostem
wskaźnika śmiertelności mieszkańcoacutew
Zagrożeniami w funkcjonowaniu sieci i obiektoacutew infrastruktury miast takich jak systemy
wodociągowe z ujęciami systemy kanalizacyjne z oczyszczalniami ściekoacutew czy składowiska
odpadoacutew związanymi z nadmiarem wody są głoacutewnie powodzie i podtopienia Według
prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (SRES A1B) przykładowo
woda stuletnia w państwach środkowej Europy będzie zdarzać się średnio częściej niż raz na
50 lat [1]
40
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych
(powodzie rzeczne) i w strefie wybrzeża (powodzie sztormowe) Natomiast lokalne
podtopienia terenoacutew (powodzie miejskie) mogą wystąpić wszędzie najczęściej w efekcie
gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew Sprzyja
temu duże zagęszczenie zabudowy miejskiej oraz uszczelnienie powierzchni terenu
prowadzące do zmniejszenia bądź znacznego ograniczenia infiltracji woacuted opadowych do
gruntu
Zagrożenia i straty generowane powodziami miejskimi objawiają się lokalnymi wylewami
z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie ulic piwnic) wskutek min
niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci kanalizacyjnych -
zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Konieczna staje się więc modernizacja infrastruktury wodno-kanalizacyjnej na terenie całego
kraju (zwiększenie przepustowości sieci budowa zbiornikoacutew retencyjno-infiltracyjnych
obwałowań terenoacutew itp)
42 ROGNOZOWANE ZMIANY STRUKTURY OPADOacuteW W
PRZYSZŁOŚCI
421 TRENDY ZMIAN ROCZNYCH WYSOKOŚCI OPADOacuteW
Przykłady badań - prognoz
bull W Niemczech w XX wieku odnotowano ogoacutelny wzrost wysokości opadoacutew na poziomie
około 10 Jednak w środkowej i wschodniej części Niemiec wykazano zaroacutewno istotne
statystycznie trendy rosnące (np Jena) jak i malejące (np Goumlrlitz)
- wg Haumlnsel S Petzold S Matschullat J Precipitation Trend Analysis for Central Eastern Germany 1851ndash
2006 Bioclimatology and Natural Hazards 2009 vol 14
bull W Polsce analizowano trendy zmian rocznych wysokości opadoacutew (na 28 stacjach
IMGW) dla danych z lat 1951ndash2009 wykazano istotny statystycznie trend rosnący np
dla Rzeszowa ale też istotny trend malejący opadoacutew np na Śnieżce Ogoacutelnie przewaga
trendoacutew malejących
- wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia KGW PAN 2010
bull Szczegoacutełowe badania szeregoacutew czasowych opadoacutew z okresu 60 lat (1954-2013) dla 4
stacji IMGW Kłodzko Legnica Opole i Wrocław - położonych w dorzeczu Goacuternej
Odry wykazały zmniejszanie się rocznej i sezonowej wysokości opadoacutew Dla Legnicy i
Opola trendy malejące były na wyższym poziomie istotności niż dla Kłodzka i Wrocławia
(zaroacutewno w przypadku regresji liniowej jak i testu Manna-Kendalla)
- wg Kaźmierczak B Kotowski A Wdowikowski M Analiza tendencji rocznych i sezonowych zmian wysokości
opadoacutew atmosferycznych w zlewni Goacuternej Odry Ochrona Środowiska 2014 vol 36 nr 3
41
Rys 11 Lokalizacja stacji meteorologicznych IMGW-PIB w zlewni Goacuternej Odry
Zagrożenia wynikające z niedoboru wody
Zasoby wodne Polski należą do najuboższych w Europie Ich wielkość w przeliczeniu na rok
i mieszkańca jest trzykrotnie mniejsza od średniej europejskiej 4560 m3 w Europie w Polsce
ndash tylko 1580 m3 Wg danych GUS znakomita większość ujmowanej wody - około 85
pochodzi z zasoboacutew woacuted powierzchniowych a 15 z zasoboacutew woacuted podziemnych
W przyszłości zwiększać się będzie ryzyko zagrożenia tzw suszami hydrologicznymi
pogłębiającymi w wieloleciu niedobory wody w miastach (niskie stany i przepływy)
422 TRENDY ZMIAN CZĘSTOŚCI WYSTĘPOWANIA
INTENSYWNYCH OPADOacuteW
Przykład badań - prognoz
We Wrocławiu na przestrzeni lat 1960-2009 stwierdzono wzrost intensywności opadoacutew
- o czasach trwania od 5 min do 3 dni - dla częstości występowania
C ge 1 rok o 8 - na poziomie istotności 69
C ge 2 lata o 13 - na poziomie istotności 75
C ge 5 lat o 43 - na poziomie istotności 98
C ge 10 lat o 68 - na poziomie istotności 99
C ge 1 rok C ge 2 lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
42
C ge 5 lat C ge 10 lat
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
Rys 12 Trendy zmian przedziałowych wysokości opadoacutew maksymalnych dla częstości
występowania C ge 1 C ge 2 C ge 5 oraz C ge 10 lat we Wrocławiu w okresie 1960-2009
- wg Kaźmierczak B Kotowski A The influence of precipitation intensity growth on the urban drainage
systems designing Theoretical and Applied Climatology 2014 vol 118 nr 1
Zagrożenia wynikające z nadmiaru wody
Według prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (IPCC2007 -
SRES A1B) przykładowo bdquowoda 100-letniardquo w państwach środkowej Europy będzie zdarzać
się średnio częściej niż raz na 50 lat
- wg Kundzewicz Z W Zmiany ryzyka powodziowego w Europie Sympozjum Paryż - Orlean 28-3003 2012
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych -
powodzie rzeczne i w strefie wybrzeża - powodzie sztormowe (cofkowe)
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
Lokalne podtopienia terenoacutew - powodzie miejskie mogą wystąpić wszędzie najczęściej w
efekcie gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew
Zagrożenia i straty (gospodarcze i społeczne) generowane powodziami miejskimi
objawiają się lokalnymi wylewami z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie
ulic posesji piwnic) wskutek niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci
kanalizacyjnych - zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości
43
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 [1] Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[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
Biorąc pod uwagę obecną wiedzę na temat trendoacutew zmian klimatu do 2100 roku
dostosowanie typowych opadoacutew projektowych do wymiarowania i modelowania odwodnień
terenoacutew (tab 11 divide 13) można dokonać poprzez korektę ich intensywności - krzywych IDF o
obecnych częstościach występowania lub zmieniając częstości występowania wspoacutełczesnych
opadoacutew projektowych Oznacza to że dzisiejsze intensywności opadoacutew należy zwiększyć o
około 20 dla C = 1 rok do około 50 dla C = 10 lat lub też częstości występowania
obecnych opadoacutew należy zredukować około 2 razy
Na tej podstawie opracowano wytyczne do identyfikacji przyszłych przeciążeń
hydraulicznych w systemach kanalizacyjnych Flandrii w Belgii [1]
W Niemczech zaproponowano korektę częstości opadoacutew projektowych przyjmowanych
obecnie do weryfikacji nadpiętrzeń i wylewoacutew - wg standardu DWA-A1182006
Przykładowo dla terenoacutew mieszkaniowych zaproponowano scenariusz opadoacutew C = 5 lat
zamiast C = 3 lata (wg tab 13) - do weryfikacji występowania przyszłych nadpiętrzeń oraz
scenariusz opadoacutew ekstremalnych o C = 100 lat - dla zapewnienia wymaganej obecnie
dopuszczalnej częstości wylewoacutew raz na 20 lat (wg tab 11)
Na tej podstawie Krajowy Urząd ds Środowiska w Bawarii wydał w 2009 roku zalecenie
odnośnie częstości opadoacutew do identyfikacji przyszłych przeciążeń kanalizacji deszczowej i
ogoacutelnospławnej w Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii co przedstawiono w tabeli 44
Tab 44 Zmiany do zaleceń DWA-A1182006 (wg tab 13) odnośnie scenariuszy opadoacutew do
identyfikacji przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości dla Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii
wg Merkblatt Nr 4332009 [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu
Częstości opadoacutew do symulacji
- nadpiętrzeń - wylewoacutew
[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
44
43 DZIAŁANIA PREWENCYJNE I ZARADCZE
431 Identyfikacja potencjalnych przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości
Z powodu globalnych regionalnych i lokalnych zmian klimatycznych w przyszłości
wystąpi jeszcze więcej ekstremalnych zjawisk opadowych ktoacutere będą powodować lokalne
szkody na terenach zurbanizowanych Odpowiednie działania prewencyjne i zaradcze w celu
zminimalizowania negatywnych skutkoacutew takich zdarzeń w przyszłości są już dziś pilnie
potrzebne bowiem budowane obecnie systemy odwodnień terenoacutew powinny sprawdzać się w
działaniu w horyzoncie czasowym 2100 roku
Tak więc wymiarując dzisiejsze systemy kanalizacyjne powinniśmy uwzględniać
prognozowane scenariusze zmian klimatycznych w przyszłości
Pierwszym etapem do identyfikacji przeciążeń kanałoacutew i obiektoacutew w przyszłości
powinna być symulacja działania istniejącego bądź nowoprojektowanego systemu
odwodnienia odnośnie nadpiętrzeń
Parametrami kryterialnymi do wykazania konieczności dostosowania danego systemu
odwodnienia do zmian klimatycznych mogą być objętość właściwa wylewoacutew (OWW)
stopień zatopienia studzienek (SZS) i stopień wykorzystania kanałoacutew (SWK) Wskaźnik OWW
(w m3ha) wynika z obliczonej objętości wylewoacutew z kanałoacutew (V w m
3) względem
uszczelnionej ndash zredukowanej powierzchni Fzr danej zlewni (w ha)
zrF
VOWW (46)
Wskaźnik SZS ujmuje stosunek liczby zalanych do powierzchni terenu studzienek (Nz) do
ogoacutelnej liczby studzienek (N) danego systemu lub tylko powiązanych wzajemnie jego części
N
NSZS
z (47)
Wskaźnik SWK pozwala na ocenę średniego ważonego stopnia wykorzystania
przepustowości hydraulicznej całej sieci danego systemu odwadniającego lub jego części
i
n
iproj
i
i
l
Q
Ql
SWK1
max
(48)
gdzie
Qmaxi - maksymalna obliczona wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału m3s
Qproji - maksymalna projektowa wartość strumienia odpływu i-tego odcinka m3s
li - długość i-tego odcinka sieci kanalizacyjnej złożonej z n odcinkoacutew m
Wartości graniczne wskaźnikoacutew OWW SZS i SWK powinny być ustalane indywidualnie
dla danego systemu Przykład z [1] podano w tab 49
45
Tab 49 Parametry do oceny konieczności adaptacji kanalizacji do zmian klimatu Skala wartości wskaźnikoacutew
SWK [-]
00 02 04 06 08 10 12 14 16 18 2 gt2
SZS [-]
0 005 01 015 02 025 03 035 04 045 05 gt05
OWW [m3ha]
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 gt20
Potrzeba
dostosowania
brak średnia duża
W przypadku gdy zidentyfikowane zostaną lokalne przeciążenia systemu (wg scenariuszy
z tab 44) konieczne są dalsze analizy ryzyka podatności Można tego dokonać na podstawie
ocen GIS ilub in-situ a w przypadku stwierdzenia rozległych przeciążeń niezbędna staje się
dodatkowa symulacja działania systemu w połączeniu z cyfrowym modelem terenu
Zalecane jest to zwłaszcza w przypadku gdy co najmniej dwa kryterialne parametry oceny
(OWW i SZS lub SWK) wskazują na wysoką potrzebę adaptacji (tab 49) Szczegoacutełowa
analiza wynikoacutew symulacji pozwala na wytyczenie granic terenoacutew zalewowych a także na
specyfikację głębokości wody szybkości strumienia i objętości spływu wody
Dalsze kroki planowania powinny polegać na wskazaniu potencjalnych rezerwuaroacutew (np
zagłębień terenowych) do retencjonowania lub ewentualnie kierowania fali spływu
powierzchniowego na tereny słabiej zagospodarowane (nieużytki ogrody działkowe boiska
sportowe) z ewentualnym zaleceniem podwyższenia krawężnikoacutew lub też budowy wałoacutew
przeciw powodziowych (trwałych bądź zastawkowych)
432 Zasady miejscowego zagospodarowania woacuted opadowych
Zagrożenia dla systemoacutew kanalizacyjnych wynikające ze zmian klimatu wywoływane są
zaroacutewno omoacutewionymi już czynnikami klimatycznymi (wzrost temperatury powietrza i
zmiany w strukturze opadoacutew) jak i poza klimatycznymi związanymi min ze zmianami
sposobu zagospodarowania czy użytkowania terenu
Na zmiany klimatu nakłada się więc wpływ szeregu procesoacutew urbanizacyjnych w tym
intensywna działalność gospodarcza i zajmowanie nowych obszaroacutew szczegoacutelnie wrażliwych
na skutki zmian klimatu (np obszary zalewowe) Wzrasta też na ogoacuteł udział powierzchni
nieprzepuszczalnych na terenach już zabudowanych
Naturalny obieg wody w przyrodzie charakteryzuje się roacutewnowagą pomiędzy zjawiskami
opadoacutew atmosferycznych a procesami spływu powierzchniowego infiltracji do gruntu (i do
woacuted podziemnych) oraz parowania do atmosfery Dynamiczna urbanizacja terenoacutew miejskich
przyczynia się do zwiększenia powierzchni uszczelnionych na obszarach do niedawna słabo
zagospodarowanych lub pokrytych roślinnością Skutkuje to zmianami intensywności spływu
powierzchniowego woacuted opadowych
Wielkość infiltracji woacuted opadowych do gruntu w warunkach naturalnych szacowana jest
zwykle na poziomie 80divide100 przy spływie powierzchniowym wynoszącym 20divide0
Rozwoacutej miast i związany z tym proces uszczelniania powierzchni burzy te proporcje W
zależności od stopnia urbanizacji spływ powierzchniowy może sięgać nawet powyżej 80
46
a naturalna infiltracja woacuted opadowych może zostać ograniczona do poziomu poniżej 20
(rys 47)
Rys 47 Spływ powierzchniowy i podziemny woacuted opadowych w zależności
od stopnia urbanizacji terenu [httplincolnnegov]
Zgodnie z zasadą zroacutewnoważonego rozwoju prawidłowa gospodarka wodna na
terenach zurbanizowanych powinna polegać na zagospodarowaniu jak największej objętości
bdquoczystychrdquo woacuted opadowych tak aby
zmniejszyć i opoacuteźnić spływ powierzchniowy woacuted do odbiornikoacutew oraz
zapobiec obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych w miastach
Wykorzystuje się w tym celu procesy retencji infiltracji i ewapotranspiracji w takich
obiektach jak zbiorniki retencyjno-infiltracyjne naturalne niecki terenowe czy lansowane
ostatnio tzw zielone dachy [1] Unikać przy tym należy generalnie nadmiernego
uszczelniania powierzchni terenu (stosować np utwardzanie ażurowe) Przyczyni się to w
bezpośredni bądź pośredni sposoacuteb do ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed powodziami
miejskimi ndash wylewami z kanałoacutew
Wodyścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z zanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych przed wprowadzeniem ich do gruntu
powinny być podczyszczane Wynika to z Rozporządzeń Ministra Środowiska (RMŚ) z
2006 i 2014 roku Nie dotyczy to woacuted opadowych pochodzących z niezanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni ndash jako umownie bdquoczystychrdquo (np z dachoacutew na terenach
mieszkaniowych)
Infiltracja z retencją powierzchniową stosowana jest na terenach zielonych Najczęściej
wykorzystuje się do tego celu naturalne zagłębienia terenu jako tzw niecki rozsączające w
ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza zwykle 03 m Zbiorniki rozsączające to zazwyczaj
wyprofilowane zagłębienia terenu w ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza 10 m
Poprawę zdolności chłonnych zbiornikoacutew oraz efektoacutew samooczyszczania woacuted
opadowych można uzyskać poprzez obsianie dna i skarp odpowiednio dobranymi
mieszankami traw i innej roślinności
47
Infiltracja z retencją podziemną - rozsączanie podziemne woacuted opadowych może się
odbywać poprzez skrzynki czy komory rozsączające oraz studnie czy drenaże chłonne (rys
48)
a) b) c)
Rys 48 Schematy przykładowych urządzeń do rozsączania podziemnego woacuted deszczowych
a) skrzynki rozsączające b) komora rozsączająca c) studnia chłonna
Skrzynki rozsączające umieszcza się zwykle w odpowiednio głębokich wykopach w
ktoacuterych wykonuje się warstwę drenażową - o dużej wartości wspoacutełczynnika filtracji
Komory rozsączające charakteryzują się na ogoacuteł bardziej wytrzymałą konstrukcją nośną
w stosunku do skrzynek rozsączających Są najczęściej stosowane do odwadniania dużych
powierzchni
Studnie i drenaże chłonne znajdują zastosowanie przy braku naturalnych odbiornikoacutew i
przy ograniczonych możliwościach zastosowania urządzeń o większej powierzchni infiltracji
5 METODY BILANSOWANIA STRUMIENI ŚCIEKOacuteW
51 ŚCIEKI BYTOWO-GOSPODARCZE I PRZEMYSŁOWE
Grawitacyjne kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarnerdquo) są wymiarowane na
maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew bytowo-gospodarczych i
przemysłowych przy uwzględnieniu dodatkowo strumienia woacuted przypadkowych w tym
infiltracyjnych oraz rezerwy na przyszłościowy rozwoacutej
Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej ilub przemysłowej jest
właściwy bilans strumieni ściekoacutew Obecnie odstępuje się często od sporządzania
szczegoacutełowych bilansoacutew wodnych na rzecz bilansoacutew opartych na wskaźnikach scalonych ndash
na perspektywę ge 50 lat
Bilans odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych oraz przemysłowych opracować można
wg podobnej metodyki - jak bilans zapotrzebowania na wodę
48
Ogoacutelnie średnie dobowe w roku (Qdśr) zużycie wodyodpływ ściekoacutew (w m3d) wynosi
idisrd QQ
365
1365
1
(51)
Rys 51 Nieroacutewnomierność poboru wody bądź odpływu ściekoacutew w roku (0274=100365 d)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (Nd) i odpływ maksymalny dobowy odpływ
ściekoacutew (Qdmax) wynosi
ddsrd
dsr
dd NQQ
Q
QN max
max (52)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności godzinowej (Nh) i odpływ maksymalny godzinowy
odpływ ściekoacutew (Qhmax) w dobie o Qdmax wynosi
hhsrh
d
h
hsr
hh NQQ
Q
Q
Q
QN max
max
maxmax 24 (53)
Rys 52 Nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew w dobie (4167=10024 h)
Stąd ogoacutelnie maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew (w dm3s) wyniesie
86400max srdhdh QNNQ (54)
Wielkość zużycia wody w danej jednostce osadniczej określić można najdokładniej na
podstawie zarejestrowanego poboru wody (z wodomierzy) Odpływ ściekoacutew bytowo-
gospodarczych czy przemysłowych jest mniejszy od 100 - zarejestrowanego poboru wody i
ma mniejszą nieroacutewnomierność godzinową (retencja sieci) w stosunku do poboru wody w
tym przesuniętą w czasie (rys 53)
49
Rys 53 Nieroacutewnomierność poboru wody i odpływu ściekoacutew w dobie
Dotychczasowe wytyczne techniczne projektowania (WTP) kanalizacji z roku 1965 a
zwłaszcza zalecenia Instytutu Kształtowania Środowiska (IKŚ) z 1978 r ndash straciły swą
aktualność co do wartości wskaźnikoacutew zużycia wody i odpływu ściekoacutew z gospodarstw
domowych
Były mocno przeszacowane podawały bardzo duże wartości wskaźnikoacutew qj zużycia
wody w przeliczeniu na mieszkańca i dobę (- nawet 300 dm3d na Mk)
Obecnie bdquoobowiązująrdquo zalecenia wg Rozporządzenia Ministra Infrastruktury z 2002
roku znacznie niższe - przeciętne bdquonormy zużycia wodyrdquo w gospodarstwach domowych
(bdquomieszkalnictwordquo ndash wg tab 51)
Tab 51 Wskaźniki zapotrzebowania na wodę w miastach
Elementy zagospodarowania
przestrzennego
terenu zurbanizowanego
Jedno-
stka
Wskaźnik
zużycia wody qj
dm3d
Wspoacutełczynnik
nieroacutewnomierności
dobowej Nd
1 Mieszkalnictwo
- wielorodzinne kl I
i jednorodzinne wg kl II
klasy wyposażenia kl III
instalacyjnego kl IV
mieszkań kl V
Mk
Mk
Mk
Mk
Mk
140divide160
80divide100
70divide90
50divide60
30
15divide13
15divide13
2divide15
2divide15
2divide15
2 Usługi ogoacutelnomiejskie
3 Komunikacja zbiorowa
4 Mycie ulic i placoacutew
5 Podlewanie zieleni miejskiej
Mk
Mk
Mk
Mk
60
4
10
10
13
12
24
60
6 Tereny przemysłowo-składowe
- wskaźnik na mieszkańca
- przemysł niewodochłonny
- przemysł wodochłonny
Mk
m3d∙ha
m3d∙ha
70
30 divide 100
100 divide 500
115
115
115
I klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z dostawą ciepłej wody użytkowej z zewnątrz
II klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
III klasa - niepełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
IV klasa - wodociąg ubikacja bez łazienki
V klasa - wodociąg bez ubikacji i łazienki brak kanalizacji
niższe wartości dotyczą przypadku braku sieci kanalizacyjnej - zbiorniki bezodpływowe
zaniżone wartości (w II klasie) - niezgodne z badaniami zużycia wody w miastach
50
UWAGA Zaznaczyć jednak należy że zalecenia wg RMŚ z 2002 r dotyczą głoacutewnie
rozliczeń ryczałtowych w sytuacji braku pomiaru zużycia wody przez odbiorcoacutew do czego
ograniczała się delegacja ustawowa dla ministra na podstawie Ustawy z dnia 7 czerwca 2001
r o zbiorowym zaopatrzeniu w wodę i zbiorowym odprowadzaniu ściekoacutew (Dz U Nr 72)
Metodyka bilansoacutew ściekoacutew Najpierw bilansuje się średnie dobowe (w m3d)
zapotrzebowanie na wodę w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego
(tab 51) posługując się liczbą mieszkańcoacutew (Mk) miastaosiedla i wskaźnikiem średniego
dobowego zapotrzebowania na wodę (qj)
Qd śr = 0001
6
1i
q j middot Mk (55)
gdzie
qj - wskaźnik dobowego zużycia wody przez mieszkańca w dm3d (tab 51)
a następnie oblicza się maksymalny dobowy strumień odpływu ściekoacutew (w m3d) z wzoru
Qd max śc = Σ (Qd śr middot Nd middot η) (56)
lub
Qd max śc =0001 Σ (qj middot Mk middot Nd middot η) (57)
gdzie
Nd ndash wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (tab 51)
η ndash wspoacutełczynnik zmniejszający - określający strumień odpływu ściekoacutew
Przyjmuje się więc że odpływ ściekoacutew jest mniejszy od poboru wody wodociągowej o
wartość mnożnika
η = 095 dla mieszkalnictwa i usług ogoacutelno miejskich (urzędoacutew szkoacuteł szpitali itd)
η = 10 dla komunikacji zbiorowej
η = 025divide050 dla mycia ulic i placoacutew - w kanalizacji ogoacutelnospławnej oraz η = 0 - w
kanalizacji rozdzielczej (kanały ściekowe) ndash niezgodne z rzeczywistością
η = 0 dla podlewania zieleni miejskiej (woda nie trafia do kanalizacji)
η = 085 dla terenoacutew przemysłowo-składowych
Przyjmując za podstawę obliczony maksymalny dobowy odpływ ściekoacutew Qd max śc =
100 w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego (poz 1divide4 i 6 - tab
51) sporządza się histogramy odpływoacutew godzinowych ściekoacutew - wykorzystując
dotychczasowe (z braku aktualnych) modele symulacyjne zapotrzebowania na wodę tj
rozbioroacutew w poszczegoacutelnych godzinach doby - wg tab 52
51
Tab 52 Modele symulacyjne rozkładoacutew godzinowych zapotrzebowania na wodę w dobie
maksymalnej i wartości wspoacutełczynnikoacutew (η) określających dobowy odpływ ściekoacutew [1]
Godziny
od - do
Elementy zagospodarowania przestrzennego terenu zurbanizowanego Mieszkalnictwo Usługi
ogoacutelno-
miejskie
Komunika-
cja zbiorowa
Mycie ulic i
placoacutew
Podlewanie
zieleni
Tereny
przemy-
słowe wieloro-
dzinne
jedno-
rodzinne
0 ndash 1 125 135 100 - 625 - 050
1 ndash 2 085 065 100 1650 625 - 050
2 ndash 3 085 065 100 1650 625 - 050
3 ndash 4 085 065 100 1650 625 - 050
4 ndash 5 210 085 100 1650 625 1250 050
5 ndash 6 250 (300) 300 100 - 625 1250 050
6 ndash 7 545 (625) 515 100 - - 1250 875
7 ndash 8 625 (545) 475 200 - - 1250 875
8 ndash 9 495 (445) 445 300 - - - 875
9 ndash 10 440 420 700 850 - - 875
10 ndash 11 420 340 1000 850 625 - 875
11 ndash 12 405 340 1200 850 625 - 875
12 ndash 13 390 340 1200 850 625 - 875
13 ndash 14 430 400 1200 - 625 - 875
14 ndash 15 440 420 1000 - - - 325
15 ndash 16 475 380 700 - - - 325
16 ndash 17 565 435 300 - - - 325
17 ndash 18 530 500 300 - - 1250 325
18 ndash 19 565 685 300 - 625 1250 325
19 ndash 20 630 915 300 - 625 1250 325
20 ndash 21 660 900 200 - 625 1250 325
21 ndash 22 680 745 200 - 625 - 325
22 ndash 23 545 550 100 - 625 - 050
23 ndash 24 320 480 100 - 625 - 050
Suma 100 100 100 100 100 100 100
η 95 95 95 100 0 divide 50 0 85
- przy założonej przeciętnej zmianowości I zmiana - 70 II zmiana - 26 III zmiana - 4
( ) - wartości dla miast o przewadze funkcji przemysłowych
Zsumowanie odpływoacutew godzinowych ściekoacutew z wszystkich elementoacutew
zagospodarowania (w danej godzinie w dobie maksymalnej) prowadzi do określenia
największej wartości Qh max śc (najczęściej występującej w godzinach rannych 600
divide 800
lub
wieczornych - 1900
divide 2200
) ktoacutera jest podstawą doboru średnic kanałoacutew ściekowych
Bilanse odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych opracowuje się
najczęściej na perspektywę ge 50 lat Należy uwzględnić planowane zagospodarowanie
przestrzenne terenoacutew w tym liczbę mieszkańcoacutew rodzaj przemysłu oraz usług w danych
jednostkowych osadniczych Decydujący o wielkości odpływu ściekoacutew jest zwykle udział
mieszkalnictwa (wielo- i jednorodzinnego) ndash zwykle 60divide80 Qd max śc
52
Wg danych ATV-DVWK-A11819992006 średnie dobowe zużycie wody przez
mieszkańca łącznie z usługami kształtuje się w Niemczech na poziomie od 80 do 200 dm3d
Odpowiednio w Polsce wg danych z tabeli 51 wynosi od 90 dm3d do 220 dm
3d
Przeciętnie w polskich miastach szacowane jest obecnie na poziomie 130 dm3dmiddotMk i
maleje wraz ze wzrostem liczby wodomierzy co jest skutkiem oszczędnego gospodarowania
wodą - min likwidacji przeciekoacutew z zaworoacutew spłuczek większej liczby zmywarek do
naczyń pralek montażu kabin natryskowych zamiast wanien kąpielowych itd
UWAGA W przypadku terenoacutew wiejskich nie przekracza na ogoacuteł 100 dm3dmiddotMk
Z braku danych w polskiej literaturze można posługiwać się wytycznymi niemieckimi
(ATV A-118) ktoacutere na perspektywę 2050 roku przewidują wskaźnik scalony [1]
qbg = 0004 divide 0005 dm3s na mieszkańca
- jako maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych - miarodajny do
wymiarowania miejskich kanałoacutew ściekowych
Na tej podstawie strumień Qbg (w dm3s) wynosi
Qbg = qbg middot Z middot Fbg (58)
gdzie
Z - gęstość zaludnienia Mkha
Fbg - powierzchnia zlewni ściekoacutew bytowo-gospodarczych ha
Zaludnienie terenoacutew (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mkha - tereny wiejskie o luźnej
zabudowie do 300 Mkha - centra miast
Odnośnie terenoacutew przeznaczonych na przemysł można tutaj roacutewnież posługiwać się
wskaźnikami scalonymi wg ATV A-118 skąd Qp (w dm3s)
ppp FqQ (59)
gdzie
qp(n) = 02divide05 dm3s ha - dla przemysłu niewodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(n) = 03divide12 dm3s ha)
qp(w) = 05divide10 dm3s ha - dla przemysłu wodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(w) = 12divide58 dm3s ha)
Fp ndash powierzchnia terenoacutew przemysłowych ha
Ogoacutelnie wartość Qp zależny od branży technologii produkcji czasu pracy -
zmianowości i liczby pracownikoacutew itp Przemysł może mieć też istotny wpływ na
nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew (rys 54)
Polskie dotychczasowe wytyczne znacznie przeszacowują racjonalnie uzasadnione
potrzeby wodne zwłaszcza przemysłu wodochłonnego w poroacutewnaniu do państw unijnych
53
UWAGA Odpływ ściekoacutew z terenoacutew przemysłowych może być większy niż
zarejestrowany poboacuter wody wodociągowej Zakłady posiadają często własne ujęcia
wody Woacutewczas ilość i nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew przemysłowych ustalać
należy na podstawie ankiet ilub pomiaroacutew
Rys 54 Wpływ zmianowości pracy w przemyśle na nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew
52 WODY PRZYPADKOWE
Szczegoacutełowe ustalenie strumieni ściekoacutew miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
powinno uwzględniać dodatkowo dopływ woacuted przypadkowych tj głoacutewnie infiltracyjnych i
opadowych
Wskutek niestarannego wykonania kanałoacutew oraz starzenia się materiałoacutew dochodzi do
braku szczelności kanałoacutew co powoduje
- infiltrację woacuted podziemnych do wnętrza kanałoacutew bądź też
- eksfiltrację ściekoacutew do gruntu i skażenie woacuted podziemnych
Tabela 53 Możliwe składowe woacuted przypadkowych w zależności od rodzaju kanałoacutew
wg ATV A-11819992006 [1]
Kanał ogoacutelnospławny Kanał deszczowy Kanał ściekowy (bdquosanitarnyrdquo) - infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające wody drenażowe
źroacutedlane oraz powierzchniowe (ze
strumieni potokoacutew itp)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające ścieki (bdquosanitarnerdquo)
poprzez błędne podłączenia
- dopływające wody deszczowe
poprzez włazy studzienek i błędne
podłączenia
54
Wg dotychczasowych polskich wytycznych technicznych z 1965 roku w przypadku gdy
dno kanału zagłębione jest pod zwierciadłem wody podziemnej dla H le 4 m (wg rys 55)
wartość infiltracji należało przyjmować
dla sieci osiedlowej qinf = 10 m3d km lub 05 divide 20 m
3d ha
dla sieci miejskiej
qinf = 10 m3d km lub 05divide20 m
3d ha - kanały murowane i tworzywowe
qinf = 30 m3d km lub 15divide60 m
3d ha - kamionkowe
qinf = 40 m3d km lub 20divide80 m
3d ha - betonowe
Rys 55 Zagłębienie kanału względem zwierciadła wody podziemnej
Przy zagłębieniu kanałoacutew H gt 4 m należało zwiększyć qinf o 20 co 1 m powyżej 4 m
(Dla przykładu dla H = 6 m i kanału miejskiego z kamionki qinf = 14 middot 30 = 42 m3d km)
UWAGA Obecnie wykonuje się proacuteby szczelności nowych kanałoacutew - przy odbiorze
technicznym - mniejsza infiltracja w przyszłości
Wody przypadkowe to obok infiltracyjnych głoacutewnie wody deszczowe dopływające do
kanałoacutew ściekowych (podczas pogody deszczowej) przez
otwory wentylacyjne we włazach studzienek kanalizacyjnych
błędne podłączenia np rynien dachowych wpustoacutew podwoacuterzowych itp
Wielkość dopływu woacuted przypadkowych zależy od charakterystyki miastaosiedla (rodzaju
materiału kanałoacutew jakości wykonania i wieku kanałoacutew oraz zagłębienia pod zwierciadłem
wody podziemnej spadkoacutew powierzchni terenu rodzaju nawierzchni droacuteg itp)
Można ją oszacować przez pomiar strumienia przepływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych
i przemysłowych w godzinach nocnych - przy odciętym dopływie wody wodociągowej
podczas pogody deszczowej i bezdeszczowej
Na podstawie wytycznych niemieckich ATV A-11819992006 zaleca się przyjmowanie
następujących wartości wskaźnikoacutew
55
qinf [005 015] dm3s∙ha - dla infiltracji (wg polskich wytycznych dla H le 40 m
wskaźnik ten wynosił qinf = 0006divide010 dm3s ha )
qwd [02 07] dm3s∙ha - dla dopływu woacuted deszczowych (nie uwzględniany w
dotychczasowych polskich wytycznych )
czyli łącznie
qprzyp [025 085] dm3s∙ha - do wymiarowania kanałoacutew ściekowych
53 ZALECANE WYPEŁNIENIA KANAŁOacuteW ŚCIEKOWYCH
Dotychczas w Polsce (wg WTP z 1965 r) błędnie przyjmowano ryczałtowo strumień
woacuted przypadkowych w tym infiltracyjnych z rezerwą na przyszłościowy rozwoacutej w
wysokości 100 Qh max śc tj ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych a wymiar
kanału dobierano na 2Qh max śc - do całkowitego wypełnienia kanału
Zmienione zasady projektowe z 1983 roku [IKŚ] zalecały przyjmowanie wypełnień
względnych kanałoacutew ściekowych hD le 06 (tj do 60 średnicy) dla kanałoacutew o średnicach D
lt 10 m ale dla miarodajnego (maksymalnego godzinowego) strumienia samych ściekoacutew Q
= Qbg + Qp czyli do 67 obliczeniowej przepustowości całkowitej (Qo = 100) kanału
kołowego
Tym samym ograniczono rezerwę przepustowości takich kanałoacutew ndash łącznie na wody
przypadkowe i infiltracyjne oraz na przyszłościowy rozwoacutej - z ok 50 do ok 33 (rys
56) przepustowości całkowitej (Qo) Prowadzi to do niedowymiarowania średnic kanałoacutew
Rys 56 Przykładowe krzywe sprawności hydraulicznej kanału kołowego (QQo od hD)
Wypracowane w Niemczech zasady wymiarowania kanałoacutew ściekowych są
poprawniejsze bowiem rezerwa bezpieczeństwa przepustowości kanałoacutew ściekowych (na
przyszłościowy rozwoacutej) jest uwzględniana dopiero po wyznaczeniu miarodajnego odpływu
ściekoacutew Qśc tj łącznie ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz woacuted
przypadkowych (- infiltracyjnych i nieuniknionego dopływu woacuted deszczowych)
56
Tak więc miarodajny strumień objętości ściekoacutew wyznacza się dla 4 składowych
dopływu
Qśc = Qbg + Qp + Qinf + Qwd (511)
- a kanały ściekowe dobiera się na wypełnienie hD od 50 do 70 co odpowiada
przepustowości całkowitej (Qo = 100) przekroju kołowego od 50 do 83 (rys 56) czyli
pozostaje bdquoczystardquo rezerwa na przyszłościowy rozwoacutej od 50 do 17 Qo ndash w zależności od
ważności kanału ściekowego w systemie
Powstająca w ten sposoacuteb bdquonadwyżkardquo przepustowości kanału nie może być w żadnym
wypadku traktowana w kategorii bdquorozrzutnościrdquo lecz jako zabezpieczenie pewności działania
systemu (ochrony przed wylaniem) a także jako rezerwa rozwojowa do ewentualnego
wykorzystania w przyszłości
W ten sposoacuteb wymiarowanie staje się bardziej bezpieczne a jego rezultat daje się
potwierdzać w trakcie eksploatacji już istniejących systemoacutew
Przykład metodyczny 1
Podział zlewni miejskiej ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych na
powierzchnie cząstkowe przynależne do danego odcinka kanału ściekowego (A-B-C) i
obliczenia strumieni ściekoacutew miarodajnych do doboru średnic (rys 57)
Rys 57 Schemat podziału zlewni ściekoacutew na powierzchnie cząstkowe
Wymiar kanału na odcinku AB dobieramy na strumień miarodajny - maksymalny
godzinowy QB (w dm3s) - bezpośrednio przed węzłem B
QB = qbg middot Z middot sumFbg AB + [(qinf + qwd) middot sumFbg AB]
a wymiar kanału na odcinku BC na łączny strumień QC (na odcinkach AB i BC) -
bezpośrednio przed węzłem C
QC = QB + qbg middot Z middot Fbg BC + [(qinf + qwd) middot Fbg BC] + qpmiddot Fp BC + [(qinf + qwd) middot Fp BC]
57
Przykład metodyczny 2
Przyporządkowanie pośrednich średnic kanałoacutew na odcinkach kolektora A-B-C-D wg
rysunku 58
Kolektor ściekowy AD podzielono na 3 odcinki i obliczono miarodajne strumienie
ściekoacutew QB QC i QD
ndash dla odcinka AB ndash dla QB i spadku dna kanału ik1 dobrano D1 = 06 m
ndash dla odcinka BC ndash dla QC i spadku dna kanału ik2 dobrano D2 = 08 m
ndash dla odcinka CD ndash dla QD i spadku dna kanału ik3 dobrano D3 = 12 m
Do wyznaczenia położenia pośrednich średnic kolektora pomocny jest wykres Q = f(LAD)
na podstawie ktoacuterego zakładając proporcjonalny przyrost strumienia na długości kanału
można określić położenie innych średnic np D = 03 m D = 04 m D = 05 m i D = 10 m
Rys 58 Wykres metodyczny do określania pośrednich średnic kanałoacutew
UWAGA Spadek dna kanału o średnicy Di musi być odpowiedni dla tej średnicy (ik min ge 1Di)
6 PODSTAWY BILANSOWANIA WOacuteD OPADOWYCH
61 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SPŁYWOacuteW OPADOWYCH
611 OPADY ATMOSFERYCZNE
Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głoacutewnie w postaci
deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej) Ze względu na odmienny charakter spływu tych
woacuted
natychmiastowy w przypadku deszczu
przesunięty w czasie w przypadku topnieniu śniegu czy lodu
do wymiarowania kanalizacji rozważane są wyłącznie opady deszczowe jako dające
największe chwilowe odpływy
Spływy woacuted pochodzące z topnienia śniegu czy lodu stwarzają problemy natury
jakościowej - są silnie zanieczyszczone min pyłami atmosferycznymi po długim okresie
zalegania na powierzchni terenu
58
Ogoacutelnie zjawisko opadoacutew deszczowych charakteryzują 3 parametry
intensywność deszczu I = ΔhΔt (zmiany wysokości opadu Δh w czasie Δt)
czas trwania deszczu t
zasięg terytorialny F
Intensywność deszczu nie jest stała w czasie jego trwania jak też w przestrzeni objętej
opadem
Deszcze wyjątkowo intensywne (tzw ulewne czy nawalne) zdarzają się rzadko (raz na kilka
czy raz na kilkanaście lat) trwają kroacutetko i mają mały zasięg terytorialny Przykład lokalne
bdquooberwanie chmuryrdquo
Deszcze mało czy średnio intensywne występują częściej trwają dłużej i obejmują większe
obszary Przykład opad regionalny typu bdquokapuśniaczekrdquo
Do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych największe znaczenie mają intensywne a
więc maksymalne opady o czasie trwania do kilku godzin Wywołują one bowiem
największe przepływy w kanałach deszczowych czy ogoacutelnospławnych
UWAGA W kanalizacji posługujemy się częściej pojęciem jednostkowego natężenia
deszczu q w dm3s ha zamiast intensywności deszczu I = ΔhΔt w mmmin Między tymi
wielkościami zachodzi związek wynikający z przeliczenia jednostek miar
q = 16667∙I (63)
i odwrotnie I = q 16667
Zasięg deszczu (w km2) opisuje w przybliżeniu formuła Rosłońskiego dla I lt 5 mmmin
F = 5(5 ndash I)3
(64)
Przykładowo
- dla I = 1 mmmin (q = 167 dm3s ha) - F = 320 km
2 (- obszar dużego miasta np Wrocław)
- dla I = 2 mmmin (q = 333 dm3s ha) - F = 135 km
2 (- mniejsze miasto)
- dla I = 3 mmmin (q = 500 dm3s ha) - F = 40 km
2 (- dzielnica miasta)
- dla I = 4 mmmin (q = 667 dm3s ha) - F = 5 km
2 (- osiedle mieszkaniowe)
612 POROacuteWNANIE ILOŚCIOWE SPŁYWOacuteW DESZCZOWYCH ZE ŚCIEKAMI
Nie cały opad na obszarze zurbanizowanym - zlewni deszczowej o powierzchni F spływa
do kanalizacji Część opadu deszczowego zwilża powierzchnie i wyparowuje część wypełnia
nieroacutewności terenu i wsiąka w grunt bądź też odpływa poza zlewnię zgodnie ze spadkiem
terenu Wielkość opadu ktoacutery nie stał się częścią spływu określa się jako straty
59
Tzw opad efektywny - dający spływ powierzchniowy związany jest ze zlewnią
zredukowaną Fzr (szczelną)
FFzr (65)
gdzie
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = (H ndash (E + straty))H ψ[0 1]
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mrok
E - wysokość parowania terenowego mrok bdquostratyrdquo - głoacutewnie wsiąkanie mrok
Poroacutewnanie spływoacutew ściekoacutew i woacuted opadowych w czasie
Jednostkową wielkość spływu powierzchniowego z opadoacutew w okresie obliczeniowym np 1
roku z powierzchni zlewni F = 10 ha oszacować można (w m3rok) z wzoru
FHQ (66)
Przyjmując dla Polski opad normalny H = 06 m spływ woacuted opadowych z 1 ha powierzchni
przykładowej zlewni miejskiej przy średnim wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 wyniesie
Odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych z 10 ha zabudowy miejskiej przy przyjęciu
gęstości zaludnienia Z = 200 Mkha i wskaźnika odpływu ściekoacutew qj = 02 m3Mk∙d ndash wraz z
usługami wyniesie w roku
rokmha
haMk
dMkmdFZqQ j
rocz
ść
33
1460001200)(
20365365
Wynika stąd że roczny odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych jest ok 8 razy większy od
odpływu woacuted opadowych
18180014600 rocz
op
rocz
ść QQ
Poroacutewnując jednak odpływy woacuted deszczowych i ściekoacutew w kroacutetkich okresach czasu - w
czasie trwania intensywnych opadoacutew (miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
ogoacutelnospławnych i deszczowych) powyższe relacje odwroacutecą się
Przykładowo przyjmując średnie natężenie deszczu np q = 100 dm3s ha przy średnim
wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 otrzymamy z powierzchni 1 ha
sdmhahasdmFqQ sek
op
33
300130)(100
a maksymalny godzinowy odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych przy Nd = 13 Nh = 20
qj = 200 dm3Mkmiddotd i Z = 200 Mkha wyniesie z powierzchni 1 ha
rokmmrokmFHQ rocz
op
32 1800100003060
60
sdmha
haMk
dMkdmFZqNNQ jhd
sek
ść
33
2186400
01200)(
20023186400
Wynika stąd stosunek 252130 sek
ść
sek
op QQ 1
(czasem nawet 1001 - przy bardzo rzadkich częstościach występowania intensywnych
opadoacutew)
62 POMIARY OPADOacuteW DESZCZOWYCH
621 DESZCZOMIERZE KLASYCZNE
Do rejestracji wysokości opadoacutew atmosferycznych powszechnie stosowany jest
deszczomierz Hellmanna (rys 62) Składa się z cylindrycznej osłony i 2 naczyń
montowanych na wysokości 10 m npt Naczynie goacuterne zakończone lejkiem kieruje opady
do naczynia dolnego - zbiornika Średnica wlotu wynosi 1596 cm stąd F = 200 cm2 Zwarta
budowa urządzenia zmniejsza parowanie Deszczomierze umieszczane są w okolicy
pozbawionej wysokich obiektoacutew drzew
Rys 62 Deszczomierz Hellmanna
Odczyty odbywają się raz na dobę (najczęściej o godz 7 rano) Woda przelewana jest
woacutewczas ze zbiornika do szklanej menzurki gdzie odczytuje się jej objętość skąd wysokość
opadu h = VF (10 mm wysokości opadu oznacza 10 dm3m
2)
Deszczomierz Hellmanna nie pozwala na śledzenie zmian intensywności opadoacutew w
czasie czy też rejestrację czasu trwania poszczegoacutelnych faz opadoacutew Do tych celoacutew służą (od
połowy XX wieku) pluwiografy pływakowe z graficznym zapisem zdarzeń na
pluwiogramach papierowych (rys 63) Dokładność pomiaru i zapisu takich urządzeń jest
rzędu 01 mm wysokości opadu tj 01 dm3m
2
61
Rys 63 Schemat pluwiografu pływakowego
622 DESZCZOMIERZE NOWEJ GENERACJI - BEZOBSŁUGOWE
Pluwiometry wagowe Istotną wadą klasycznych deszczomierzy jest ich uciążliwa
obsługa - codzienna w przypadku deszczomierza Hellmanna i co kilka dni w przypadku
pluwiografu pływakowego (w tym także obecnie konieczność digitalizacji zapisoacutew na
pluwiogramach papierowych do formatu cyfrowego do ich interpretacji czy archiwizacji)
Rozwoacutej automatyki elektroniki i radiotelefonii nowej generacji skutkował opracowaniem
nowych konstrukcji urządzeń do rejestracji opadoacutew deszczowych (ciekłych) i śnieżnych
(stałych) zwanych też pluwiointensometrami
Rys 64 Schemat pluwiointensometru wagowego
Pluwiointensometry wagowe pozwalają na rejestrację opadoacutew atmosferycznych (śniegu i
deszczu - opad łączny) z dokładnością do 001 mm wysokości opadu (h) Termostat z grzałką
umożliwia eksploatację urządzenia w okresach wczesnowiosennych i poacuteźnojesiennych ndash
przymrozki (rys 64) Pluwiogram w zapisie cyfrowym jest analogiczny do wyżej
omoacutewionego (papierowego) przesyłany może być drogą radiową do centrali
Pluwiometry korytkowe Deszczomierze z naczyniami wywrotnymi (korytkami)
stosowane są w automatycznych stacjach meteorologicznych min od 2007 r w sieci
62
IMGW-PIB - deszczomierze typu RG 50 firmy SEBA Wyposażone są w dwa na przemian
napełniane i oproacuteżniane zbiorniczki o małej pojemności (2 cm3)
Rys 65 Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r z deszczomierza SEBA na
stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu 1820
divide2255
ndash h = 387 mm)
Impulsy zadziałania rejestrowane są z dokładnością sekundową i wysyłane drogą radiową
do centrali w zapisie cyfrowym - w formie zestawień tabelarycznych wykresoacutew słupkowych
(hietogramoacutew) czy pluwiogramoacutew - przykład na rysunku 65 Jeden impuls odpowiada
opadowi o wysokości h = 01 mm (tj 01 dm3m
2)
623 DOKŁADNOŚĆ POMIAROacuteW OPADOacuteW I REPREZENTATYWNOŚĆ STACJI
Rejestratory elektroniczne mają istotne wady W odniesieniu do tradycyjnych
pluwiografoacutew pływakowych ktoacutere funkcjonują w zasadniczo niezmienionej postaci od
kilkudziesięciu lat urządzenia automatyczne są wrażliwe na zanieczyszczenia i ulegają często
rozregulowaniu a co za tym idzie ich wskazania stają się woacutewczas niemiarodajne
Rys 66 Deszczomierze na stacji meteorologicznej IMGW w Legnicy od lewej
pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna
Przestawiając system pomiarowy wyłącznie na rejestrację elektroniczną nie można więc
zapominać o okresowych kontrolach i kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych
metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy)
63
63 CHARAKTERYSTYKA ILOŚCIOWA OPADOacuteW
631 KRZYWE WZORCOWE OPADOacuteW
O zjawisku (tzw reżimie) opadowym określonego obszaru decyduje
położenie geograficzne
odległość od moacuterz i oceanoacutew
ukształtowanie powierzchni i wyniesienie nad poziomem morza
pokrycie i sposoacuteb użytkowania terenu
Ekstremalnie intensywne opady występujące w warunkach polskich nie roacuteżnią się
znacząco pod względem zwłaszcza dobowych sum wysokości od notowanych w krajach
ościennych (położonych na granicy klimatu morskiego i kontynentalnego jak Niemcy czy
Czechy) podobnie jak i opady we Wrocławiu (na Strachowicach) w poroacutewnaniu do
Warszawy (na Bielanach) ndash tabela 62
Tab 62 Maksymalne wysokości opadoacutew (w mm) o czasie trwania od 5 minut do 72 godzin w
wybranych krajach Europy na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany)
Kraj
Miejscowość
Czas trwania opadu
minuty godziny doby
5 10 15 30 1 2 3 6 12 1 2 3
Polska 253 80 798 126 1761 1179 220 2218 - 300 428 557
Niemcy - 126 - 40 200 239 246 112 - 312 3799 458
Czechy 298 398 502 799 928 117 1266 1585 2036 3451 380 5367
Wrocław 131 187 247 329 353 577 619 631 642 801 1039 1169
Warszawa 206 219 28 366 408 495 504 57 68 801 1097 1133
Podstawową formą ilościowego opisu opadoacutew deszczowych są modele na zależność
intensywności I (mmmin) lub natężenia jednostkowego q (dm3s ha) bądź wysokości h (mm)
opadu od czasu jego trwania t i prawdopodobieństwa wystąpienia p lub zamiennie częstości
(powtarzalności) C opadu (lata) typu
( ) ( ) ( )I I t p q q t p h h t p (67)
Związek intensywności (czy natężenia jednostkowego) bądź wysokości opadu z czasem
jego trwania prezentowany jest najczęściej w postaci krzywych typu IDF (Intensity-Duration
Frequency) bądź krzywych typu DDF (Depth-Duration Frequency) dla roacuteżnych
prawdopodobieństw p (zamiennie częstości C) wystąpienia opadu Krzywe te stanowią
rodzinę hiperbol o ogoacutelnym roacutewnaniu
cbt
aI
n
)( (68)
w ktoacuterym a b c n - wspoacutełczynniki empiryczne zależne od prawdopodobieństwa pojawienia
się danego deszczu oraz od czynnikoacutew klimatycznych i fizjograficznych zlewni
64
Krzywe deszczy typu IDF czy DDF są tworami syntetycznymi ustalanymi na podstawie
materiału empirycznego Na ich podstawie tworzony jest opad blokowy - o stałej wartości
natężenia ktoacutery jest podstawą wymiarowania kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej tzw
metodami czasu przepływu
632 ZWIĄZEK NATĘŻENIA OPADU Z CZĘSTOŚCIĄ WYSTĘPOWANIA
Zależność pomiędzy natężeniem jednostkowym a czasem trwania deszczu o określonym
prawdopodobieństwie pojawiania się - czyli częstości występowania (tj powtarzalności w
latach) przedstawiono poglądowo na rysunku 68
Rys 68 Zależność (typu IDF) natężenia q od czasu trwania t deszczu o określonym
prawdopodobieństwie p pojawiania się - częstości występowania C
Prawdopodobieństwo (p) pojawienia się danego deszczu z częstością (C) jego
występowania ujmuje związek
C
p100
(69)
gdzie p ndash prawdopodobieństwo występowania deszczu wyrażane w (bądź w ułamku
woacutewczas p = 1C) określa ile razy w przeciągu 100-lecia zostanie osiągnięte lub
przekroczone dane natężenia deszczu q (w dm3s ha)
C ndash częstość pojawiania się deszczu wyrażana w latach oznacza że w danym C letnim
cyklu zdarzy się przynajmniej raz deszcz o natężeniu roacutewnym lub większym od q
stąd
p
C100
(610)
- co interpretujemy jako 1 raz na C lat
65
W krajach zachodniej Europy funkcjonuje pojęcie częstotliwości n występowania opadu
[6 201]
bdquoCzęstotliwośćrdquo df
C
n1
[1rok] (611)
- stąd fizykalnie n = p100 gdy p wyrazimy w oraz n = p gdy p wyrazimy w ułamku
Tab 63 Prawdopodobieństwo (p) częstotliwość (n) a częstość (C) występowania opadoacutew
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby w czasie dowolnie intensywnego deszczu zagwarantować
pełną ochronę terenu przed wylaniem
Nieopłacalne jest więc projektowanie kanalizacji na bardzo niskie prawdopodobieństwo
pojawienia się ekstremalnie intensywnych deszczy np o p = 001 = 1 tj zdarzających się
(teoretycznie) 1 raz na 100 lat gdyż średnice kanałoacutew byłyby woacutewczas bardzo duże i
niewykorzystywane przez dziesięciolecia
Nie można też za pomocą obliczeń w wiarygodny sposoacuteb określić fizycznie największego
(np o C = 100 lat) odpływu ze względu na stochastyczny tj losowy charakter opadoacutew
Do projektowania odwodnień terenoacutew brane są pod uwagę intensywne opady o
częstości występowania C [1 10] lat oraz o C [10 50] lat - do weryfikacji częstości
wylewoacutew
Wymagany standard odwodnienia terenu wg PN-EN 7522008 definiowany jest jako
przystosowanie systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych)
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną akceptowanej społecznie częstości wystąpienia
wylania z kanalizacji na powierzchnię terenu
64 MODELE OPADOacuteW DO PROJEKTOWANIA KANALIZACJI
641 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU OGOacuteLNOPOLSKIM
Model Reinholda
W 1940 roku Reinhold opublikował zasady projektowania kanalizacji obiektoacutew
komunikacyjnych typu autostrady mosty i wiadukty przejścia i przejazdy pod ulicami czy
lotniska w ktoacuterych sformułował model fizykalny opadoacutew postaci [1]
Prawdopodobieństwo
występowania
deszczu p
Częstotliwość
występowania
deszczu n
Częstość
- powtarzalność
deszczu C
[] [-] [rok-1
] [1 raz na C lat] 100 1 1 1
50 05 05 2
20 02 02 5
10 01 01 10
5
1
005
001
005
001 20
100
66
368409
3836840
1
9
38 41154115
C
tq
ntqq (612)
gdzie
q - jednostkowe (maksymalne) natężenie deszczu dm3s ha
q151 - natężenie deszczu (wzorcowego) o czasie trwania t = 15 min i częstotliwości
występowania n = 1 rok-1
- czyli o częstości występowania C = 1 rok dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
n - częstotliwość występowania deszczu o natężeniu q lub większym (n = 1C) rok-1
W modelu Reinholda przestrzenna zmienność natężenia opadoacutew (q) uzależniona była od
przyjmowanej wartości lokalnego natężenia deszczu wzorcowego (q151)
Po wojnie model Reinholda był powszechnie stosowany do projektowania kanalizacji w
państwach zachodnich (Niemcy Szwajcaria Austria) a także w państwach Europy środkowej
min w Polsce - najczęściej do wymiarowania odwodnień przyjmowano q151 = 100 dm3s ha
Obecnie w Niemczech zaleca się odczytywanie jednostkowego natężenia deszczu
wzorcowego z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej zlewni miejskiej bowiem q151
zmienia się w granicach od 90 do 170 dm3s ha
UWAGA model Reinholda (z 1940 roku) zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o
rząd 15 [1]
Model Błaszczyka
Dotychczas w Polsce najczęściej stosowanym do projektowania kanalizacji był model
fizykalny opadoacutew ndash wzoacuter Błaszczyka (z 1954 r) o postaci
32
3 26316
t
CHq (614)
gdzie
q - jednostkowe (średnie w czasie t) natężenie deszczu dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mm
C - częstość (powtarzalność) występowania deszczu o natężeniu q z przewyższeniem lata
Wzoacuter Błaszczyka oparty został na analizie statystycznej (79) intensywnych deszczy
zarejestrowanych w Warszawie w latach 1837divide1891 i 1914divide1925 ndash czyli od 180 do 90 lat
temu ndash obecnie nieaktualny
Zmienność opadoacutew na obszarze kraju scharakteryzowano za pomocą tzw opadu
normalnego (średniego w wieloleciu min 30 lat ndash rys 69)
Według wydawnictw atlasowych opad normalny zmienia się od 500 mm (Kujawy) do
1800 mm (Kasprowy Wierch) jednak na przeważającej części Polski zawiera się w granicach
H [500 700] mm
67
Rys 69 Opad normalny (w mm) w Polsce w latach 1971-2000
Po przyjęciu średniej H = 600 mm wzoacuter Błaszczyka upraszczał się do postaci
32
3470
t
Cq (615)
UWAGA wzoacuter Błaszczyka oparty na deszczach zarejestrowanych przszło 100 lat temu
zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o rząd 40 (q151 = 77 dm3s ha) co
wykazano min na przykładzie opadoacutew zmierzonych na stacji meteorologicznej IMGW we
Wrocławiu z okresu 1960-2009 (q151 = 112 dm3s ha) [1]
Model Bogdanowicz i Stachy
Bogdanowicz i Stachy na podstawie ogoacutelnopolskich pomiaroacutew deszczy (w latach
1960divide1990) na 20 stacjach meteorologicznych IMGW opublikowali w 1998 roku tzw
bdquocharakterystyki projektowerdquo opadoacutew w postaci modelu probabilistycznego
5840330
max )ln() (421 ptRth (616)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
t - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p(01]
α - parametr (skali) zależny od regionu Polski i czasu t (rys 610)
68
R1
R1
R1
Wrocław Wrocław Wrocław
R2
R3
R3
c)b)a)
Rys 610 Regiony opadoacutew maksymalnych a) dla czasoacutew trwania deszczy t [5 60) min b) dla
t [60 720) min c) dla t [720 4320] min (R1 - region centralny R2 - region poacutełnocno-zachodni
R3 - regiony południowy i nadmorski)
Dla p = 1 (czyli dla C = 1 rok) model (616) upraszcza się do funkcji będącej dolnym
ograniczeniem przyjętego rozkładu prawdopodobieństwa postaci
330
max 421 th (617)
Dla prawdopodobieństw przewyższenia p lt 1 (czyli dla C gt 1) w regionie centralnym
Polski (R1) parametr α obliczany jest z wzoroacutew (rys 610)
2491)1ln(6934)( ttR - dla t [5 120) min (618)
63910)1ln(2232)( ttR - dla t [120 1080) min (619)
1735)1ln(013)( ttR - dla t [1080 4320] min (620)
Analogicznie dla regionu poacutełnocno-zachodniego (R2) parametr α obliczany jest z wzoroacutew
(dla czasoacutew trwania opadoacutew ge 60 minut region R2 zanika przechodząc w R1)
6621)1ln(923)( ttR - dla t [5 30] min (621)
619)1ln(1609)( ttR - dla t (30 60) min (622)
Dla regionoacutew południowego i nadmorskiego (R3) parametr α obliczany jest z wzoru
03237)1ln(4729)( ttR - dla t [720 4320] min (623)
UWAGI
1 Model Bogdanowicz i Stachy nie obejmuje obszaroacutew goacuterskich i podgoacuterskich (rys 610)
2 Model Bogdanowicz-Stachy obarczony jest błędem odnośnie wysokości opadoacutew dla
częstości deszczy pojawiających się raz na rok (C = 1 rok) Wykazano to w badaniach
poroacutewnawczych na podstawie wynikoacutew pomiaroacutew opadoacutew we Wrocławiu w tym samym
okresie obserwacyjnym tj w latach 1960-1990
Łatwo bowiem wykazać że z przekształcenia wzoru (617) Bogdanowicz-Stachy do
postaci wzoru na jednostkowe natężenie deszczu q (w dm3s ha) dla p = 1 (tj C = 1 rok)
otrzymamy
q(max) = 2367t 067
(624)
69
a z wzoru Błaszczyka (615) dla H = 600 mm i C = 1 rok mamy q = 470t
067 (625)
a zatem identyczne funkcje czasu t ale roacuteżniące się wartością wspoacutełczynnika w liczniku aż 2-
krotnie
Tak więc dla C = 1 rok wyniki obliczeń q z wzoru (624) są dwukrotnie mniejsze nawet w
stosunku do wzoru Błaszczyka
Dla częstości deszczy C = 2 5 i 10 lat z modelu Bogdanowicz-Stachy przykładowo dla
centralnej Polski (R1) otrzymujemy o ok 50 większe natężenia deszczy względem
obliczanych z modelu Błaszczyka oraz o ok 15 większe względem modelu Reinholda
Te maksymalne natężenia opadoacutew są już bliskie (nieznacznie wyższe) względem
zmierzonych we Wrocławiu (1960-2009) [1]
642 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU LOKALNYM ndash DLA WROCŁAWIA
Model Lambora
Model fizykalny Lambora (z 1953 r) na intensywność opadoacutew we Wrocławiu ma
postać
70)030(
log15743
t
pI (626)
gdzie
I - intensywność opadu deszczu mmh
p - prawdopodobieństwo wystąpienia opadu
t - czas trwania deszczu h
Przykładowo dla t = 15 min i p = 100 (C = 1 rok) z modelu Błaszczyka (615) otrzymujemy
q151 = 77 dm3s ha a z modelu (626) Lambora (dla Wrocławia) q151 = 928 dm
3s ha
Model Licznara i Łomotowskiego
Licznar i Łomotowski dla danych pluwiograficznych ze stacji UP Wrocław-Swojczyce z
wielolecia 1975-2002 wyestymowali wspoacutełczynniki empiryczne fizykalnego modelu opadoacutew
o ogoacutelnej postaci
cbt
aq
n
)(max (627)
gdzie
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadoacutew dm3s ha
t - czas trwania deszczu t [5 180] min
a b c n - wspoacutełczynniki regresji zależne od prawdopodobieństwa empirycznego (tab 64)
70
Tab 64 Wartości wspoacutełczynnikoacutew a b c i n do wzoru (627)
Prawdopodobieństwo p
10 20 50 100
a = 7138329 a = 8241363 a = 6436455640 a = 1573239
b = -388429 b = 1957292 b = 6488700 b = 4787518
c = -210067 c = 2040978 c = 2062691 c = 6351722
n = 0218073 n = 1752958 n = 3535880 n = 0949642
Modele Kotowskiego i Kaźmierczaka
Dla danych pluwiograficznych z wielolecia 1960-2009 ze stacji IMGW Wrocław-
Strachowice opracowano dwa modele (fizykalny i probabilistyczny) na maksymalną
wysokość opadoacutew we Wrocławiu [1]
1 Model fizykalny opadoacutew maksymalnych w zakresie t [5 4320] minut i C [1 50] lat
ma postać
2650
max )4503()5300ln(67716706 tCh (628)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
12650
max ])4503()5300ln(67716706[7166 ttCq (629)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
2 Model probabilistyczny (oparty na kwantylu rozkładu prawdopodobieństwa Fishera-
Tippetta typ IIImin) dla zakresu t [5 4320] minut i p [1 001] (tj C [1 100] lat)
przyjmuje postać
8090022202420
max ln 675981059741275834 ptth (630)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
18090022202420
max ]ln675981059741275834[7166 tpttq (631)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p (0 1] -
71
643 POROacuteWNANIE MODELU BŁASZCZYKA Z INNYMI MODELAMI OPADOacuteW
Do celoacutew poroacutewnawczych przyjęto wynik obliczeń natężenia opadu z wzoru Błaszczyka
(qB) za 100 Względne przewyższenia wynikoacutew obliczeń q z innych modeli względem
modelu Błaszczyka (qqB) zaznaczono pogrubioną czcionką (tab 65)
Tab 65 Poroacutewnanie natężeń deszczy obliczonych z modeli roacuteżnych autoroacutew względem modelu
Błaszczyka (qqB) - najczęściej stosowanego w Polsce do wymiarowania kanalizacji
Częst
ość
desz
czu
C la
ta
Cza
s tr
wa
nia
desz
czu
t m
in
Bła
szczy
k
qB
= 1
0
(100
)
Rein
hold
q1
51 =
100
dm
3s
ha
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n p
oacutełn
ocn
o-z
acho
dn
i
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n c
entr
aln
y
Lam
bor
- W
rocł
aw
Lic
zn
ar-
Łom
oto
wsk
i
- W
rocł
aw-S
wojc
zyce
Ko
tow
ski
-Ka
źm
iercza
k
mod
el f
izyk
aln
y
- W
rocł
aw-
Str
acho
wic
e
Ko
tow
ski-
Kaźm
ierc
zak
mo
del
pro
bab
ilis
tycz
ny
- W
rocł
aw-
Str
ach
ow
ice
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
C = 1
10 100 125 050 050 118 127 147 138
15 100 130 050 050 121 128 149 140
30 100 127 050 050 123 125 148 141
60 100 115 050 050 123 119 144 140
120 100 098 050 050 121 117 139 138
180 100 087 050 050 107 120 136 137
C = 2
10 100 129 122 146 124 136 158 144
15 100 134 125 149 127 146 160 149
30 100 131 127 149 129 142 159 153
60 100 118 146 146 130 119 155 153
120 100 101 139 139 128 112 149 150
180 100 090 130 130 127 125 145 148
C = 5
10 100 131 128 157 144 138 146 130
15 100 136 132 161 148 141 150 139
30 100 133 134 161 150 131 149 144
60 100 120 157 157 150 113 145 144
120 100 102 149 149 149 106 139 141
180 100 091 138 138 147 113 136 138
C = 10
10 100 130 120 148 115 125 132 117
15 100 135 124 152 117 128 135 125
30 100 132 126 152 119 135 134 131
60 100 119 148 148 119 132 130 131
120 100 101 140 140 118 105 126 128
180 100 090 130 130 117 067 123 125
UWAGI
Przewyższenia qqB są ogoacutelnie roacuteżne w roacuteżnych zakresach t i C - sięgają nawet 60
Przeciętnie są na poziomie o 40 większym
Dla C = 1 rok model Bogdanowicz-Stachy zaniża wyniki o 50 - nawet względem modelu
Błaszczyka
WNIOSEK
Wynika stąd pilna konieczności zastąpienia modelu Błaszczyka (z 1954 r) w wymiarowaniu
systemoacutew kanalizacyjnych w Polsce wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych ndash w
tym o zasięgu lokalnym na podstawie ktoacuterych możliwe byłoby w przyszłości opracowanie
szczegoacutełowego atlasu opadoacutew w Polsce - na wzoacuter atlasu KOSTRA w Niemczech
72
7 DOTYCHCZASOWE METODY WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ
71 METODY CZASU PRZEPŁYWU
711 ZASADY OBLICZENIOWE MCP
Zjawisko opad-odpływ w danej zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem złożonym i
trudnym do uogoacutelnienia Proces spływu woacuted opadowych można podzielić na 3 fazy
tworzenia spływu
koncentracji terenowej
odpływu kanałowego
Tworzenie spływu obejmuje procesy fizyczne takie jak zwilżanie wypełnianie zagłębień
terenu parowanie i wsiąkanie w grunt poprzedzające przekształcenie opadu w efektywny
spływ powierzchniowy Część opadu ktoacutera nie tworzy spływu określa się jako straty
Wielkość efektywnego spływu powierzchniowego zależy od wielu czynnikoacutew takich jak
rodzaj i stopień uszczelnienia (utwardzenia) powierzchni
nachylenie terenu (powierzchni przepuszczalnych i nie przepuszczalnych)
natężenie deszczu i czas jego trwania
rodzaj gruntu i pokrycie roślinnością powierzchni przepuszczalnych
wilgotność i temperatura powietrza
Koncentracja terenowa obejmuje przekształcenie powierzchniowo rozdzielonego opadu
efektywnego w powstający w najniższym punkcie rozpatrywanej zlewni hydrogram odpływu
Odgrywają przy tym rolę procesy spływu na powierzchni (przesunięcie w czasie) i efekty
opoacuteźniające (retencja terenowa)
Odpływ w kanałach podlega roacutewnież efektom przesunięcia w czasie i retencji min w
wyniku istnienia oporoacutew przepływu (spowodowanych chropowatością ścian kanałoacutew na
zwilżonym obwodzie) jak i wypełnianiem się kanałoacutew do przepływu obliczeniowego
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej (wraz z obiektami) opiera
się z konieczności na szeregu założeniach upraszczających Mianowicie zakłada się że
dana zlewnia (F) zasilana jest deszczem o stałym natężeniu - opad blokowy
rozdział powierzchniowy opadu jest roacutewnomierny - zlewnia homogeniczna
- woacutewczas uzyskuje się największy miarodajny do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych
odpływ woacuted deszczowych (Qm) przy czasie trwania deszczu (td) roacutewnym czasowi spływu
woacuted ze zlewni
73
Rys 71 Schemat zlewni deszczowej o powierzchni F
(Qm - miarodajny do wymiarowania kanału strumień objętości)
Ogoacutelny wzoacuter wyjściowy na miarodajny odpływ woacuted deszczowych Qm (w dm3s) ze
zlewni
FqQm (71)
gdzie
q - natężenie jednostkowe deszczu q = q(td C H) dm3s ha
φ - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) -
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego -
F - powierzchnia zlewni ha
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia (φ) zwany też wspoacutełczynnikiem redukcji natężenia deszczu
związany jest z czasem spływu woacuted deszczowych od najdalszego punktu zlewni do przekroju
obliczeniowego Zależy od wielu czynnikoacutew (opoacuteźnienia i retencji) tj głoacutewnie od czasoacutew
przepływu w kanale (tp) oraz koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr)
Wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego (ψ) ujmuje stosunek wielkości spływu woacuted
opadowych Qsp ze zlewni o powierzchni F do wielkości opadu Qop w tej zlewni
1op
sp
Q
Q (72)
Wartość wspoacutełczynnika spływu zależy głoacutewnie od rodzaju zagospodarowania
(uszczelnienia) terenu zlewni ale także od spadkoacutew powierzchni oraz natężenia i czasu
trwania deszczu
W wymiarowaniu kanalizacji oblicza się zastępczy ndash tj średni ważony wspoacutełczynnik
spływu dla zlewni cząstkowej (podzlewni) przyporządkowanej do danego odcinka kanału
F
F
F
F
FFF
FFF zr
n
i
i
n
i
ii
n
nn
1
1
21
2211
)(
(73)
gdzie
ψi - wspoacutełczynnik spływu (i-tej) powierzchni składowej podzlewni kanału -
Fi - (i-ta) powierzchnia składowa podzlewni F ha
74
Spływ powierzchniowy pochodzi ze zlewni zredukowanej - o roacutewnoważnej szczelnej
powierzchni - Fzr Stąd powierzchnia zredukowana zlewnipodzlewni kanału wyniesie
FFzr (74)
UWAGA W projektowaniu odwodnień terenoacutew w Polsce wspoacutełczynnik spływu ψ
utożsamiany był błędnie ze stopieniem uszczelnienia powierzchni zlewni - niezależnie od
spadkoacutew terenu a zwłaszcza od natężenia deszczu miarodajnego (q(t C))
Wartość wspoacutełczynnika spływu (ψi) danej powierzchni cząstkowej (Fi) zlewni deszczowej
przyjmowano błędnie w zależności od rodzaju pokrycia (uszczelnienia) terenu
Gdy znane były szczegoacutełowe plany zagospodarowania przestrzennego terenoacutew
dachy szczelnehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]95090[
drogi asfaltowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]900850[
bruki kamienne klinkierowe helliphelliphelliphelliphelliphellip ]850750[
drogi tłuczniowehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]600250[
drogi żwirowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]300150[
parki ogrody łąki zieleńce helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]10000[
Gdy brak było szczegoacutełowych planoacutew zagospodarowania przestrzennego miast
zabudowa zwarta helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]7050[
zabudowa luźna helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]5030[
zabudowa willowahelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]3020[
powierzchnie niezabudowanehelliphelliphelliphelliphelliphellip ]2010[
parki i duże obszary zieleni helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]1000[
Edel (w 2002 roku) zaproponował uzależnianie wartości wspoacutełczynnika spływu
dodatkowo od spadkoacutew powierzchni co przedstawiono w tabeli 71
Tab 71 Wartości wspoacutełczynnika spływu w zależności od rodzaju i spadku powierzchni wg Edela
Rodzaj powierzchni
zagospodarowanie
terenu
Spadek powierzchni []
05 10 25 50 75 100
Wartość wspoacutełczynnika spływu ψ
Dachy 085 090 096 098 099 100
Bruki szczelne 070 072 075 080 085 090
Bruki zwykłe 050 052 055 060 065 070
Aleje spacerowe 020 022 025 030 035 040
Parki i ogrody 010 012 015 020 025 030
Grunty rolne 005 008 010 015 020 025
Lasy 001 002 004 006 010 015
Zabudowa zwarta 080 082 085 090 095 100
Zabudowa luźna 060 062 065 070 075 080
Zabudowa willowa 040 042 045 050 055 060
75
Był to już pewien postęp metodyczny Nadal jednak nie uwzględniano wpływu natężenia
opadoacutew deszczu (o danej częstości występowania) na wartość wspoacutełczynnika spływu co
proponuje się obecnie (w rozdziale 83 [1]) w metodzie MMN - na wzoacuter niemieckiej MWO
(wg rozdziału 731 [1])
Norma PN-EN 752 z 2008 r podaje tutaj ogoacutelne graniczne wartości
ψ = 10 dla dachoacutew o powierzchni F lt 100 m2 i ψ = 05 dla dachoacutew żwirowych i z
zielenią ekstensywną o F gt 1 ha
ψ = 09divide10 dla powierzchni nieprzepuszczalnych i stromych dachoacutew
ψ = 0divide03 dla powierzchni przepuszczalnych
W przypadku stromych dachoacutew oraz przy występowania dużych powierzchni pionowych
(wysokich budynkoacutew) wielkość powierzchni nieprzepuszczalnych należy zwiększyć do 30
UWAGA Należy zdawać sobie sprawę z faktu że w wraz z rozwojem miast w efekcie
postępującego doinwestowania terenoacutew rośnie wartość wspoacutełczynnika spływu w skutek
wzrostu stopnia uszczelnienia powierzchni (zabudowy terenoacutew)
712 WYBOacuteR CZASU TRWANIA DESZCZU MIARODAJNEGO
Po przyjęciu określonej częstości C występowania deszczu obliczeniowego (z tab 11 wg
PN-EN 752) pojawiania się pytanie jakie jest miarodajne natężenie deszczu (qm - zależnie od
miarodajnego czasu jego trwania - tdm) - do zwymiarowania kanału w konkretnym węźle
obliczeniowym
Rys 72 Zależność (typu IDF) natężenia deszczu q od czasu trwania td
dla danej częstości C występowania
Ogoacutelnie Każdemu przekrojowi (x) kanału na jego trasie (rys 73) odpowiada inny czas
spływu deszczu a zatem inna wartość qm(tdm) jest miarodajna do zwymiarowania kanału w
kolejnym przekroju (x+1)
Im dalszy przekroacutej obliczeniowy tym dłuższy czas spływu i tym mniejsze są wartości qm (dla
danej częstości C ndash rys 72)
Rys 73 Idea wymiarowania kanałoacutew w poszczegoacutelnych węzłach obliczeniowych zlewni deszczowej
76
W przekroju x kanału obliczeniowy strumień objętości Qm zapisać można jako
zrdmmzrxm FtqFqQ )(
(76)
gdzie
qm(tdm) = qφ - miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane natężenie deszczu
Dla ideowej - modelowej zlewni deszczowej o F = Fzr (rys 75) zostaną rozpatrzone 3
przypadki związane z czasem trwania deszczu (td) w relacji do czasu przepływu (tp) w kanale
deszczowym (A-B) ndash od początku zlewni (punktu A) do przekroju obliczeniowego (punktu
B)
I przypadek td gt tp Q max 1
II przypadek td lt tp Q max 2
III przypadek td = tp Q max 3
Okaże się że dla td = tp qm(B) Qm(B) ndash strumień ten będzie największy
Rys 74 Przykładowa krzywa natężenia deszczu o częstości występowania C
Z krzywej deszczu (rys 74) o danej częstości występowania (C) ustalono następujące
natężenia jednostkowe
dla tdm 1 gt tp q1
dla tdm 2 lt tp q2
dla tdm 3 = tp q3
Rys 75 Schemat ideowy modelowej zlewni deszczowej (F = Fzr) kanału A - B
77
I przypadek td gt tp
Dla modelowej zlewni deszczowej kanału A-B (rys 75) gdy td gt tp = t3
- po czasie t1 do punktu B spłynie deszcz z powierzchni F1 o strumieniu 111 qFQ
- po czasie t2 1212 )( qFFQ
- a po czasie t3 = tp 1max13213 )( QqFFFQ - cała zlewnia (Fzr) objęta będzie spływem
deszczu o stałym natężeniu (q1) ndash co zobrazowano na rys 76
Rys 76 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td gt tp = t3
II przypadek td lt tp
Na przykład gdy td = t2 lt tp = t3 woacutewczas 211
qFQ oraz 2max2212
)( QqFFQ
Ponieważ q2 gt q1 pomimo że deszcz nie objął całej zlewni to najczęściej Qmax 2 gt Qmax 1
(rys 77)
Rys 77 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td lt tp = t3
78
III przypadek td = tp
Dla td = tp = t3 woacutewczas311
qFQ 3212
)( qFFQ i 3max33213
)( QqFFFQ
Ponieważ q1 lt q3 lt q2 a deszcz obejmuje całą zlewnię to przepływ Qmax 3 w punkcie B
będzie największy (rys 78)
Rys 78 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td = tp = t3
Tak więc gdy maxmpd Qtt - co jest podstawą wyjściową dotychczasowych
metod (tzw metod czasu przepływu) wymiarowania kanalizacji w wielu krajach świata
metody wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) - w krajach niemieckojęzycznych
rational method - w krajach anglojęzycznych
metody granicznych natężeń (MGN) ndash dotychczas stosowanej w Polsce
metody maksymalnych natężeń (MMN) ndash proponowanej do stosowania w Polsce [1]
72 METODA GRANICZNYCH NATĘŻEŃ (MGN)
721 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MGN
W MGN przyjmowano że miarodajny strumień objętości ściekoacutew deszczowych (Qm) w
rozpatrywanym przekroju kanału występuje z pewnym opoacuteźnieniem w stosunku do momentu
rozpoczęcia opadu (co jest prawdą ale tylko po okresie suchej pogody ) o czas niezbędny
na
tk - koncentrację terenową - zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności teren i
dopływ po powierzchni do kanału (poprzez wpust deszczowy)
tr - retencję kanałową - wypełnianie się kanału od wysokości bdquo0rdquo do wysokości
wypełnienia obliczeniowego h(Qm)
tp - przepływ w kanale - od początku kanału do przekroju obliczeniowego
79
Tak więc w MGN oproacutecz opoacuteźnienia (redukcji) odpływu związanego z czasem przepływu
(tp) uwzględniano dodatkowo czasy opoacuteźnienia-retencji tk i tr ndash dodatkowo redukujące
wartość natężenia jednostkowego opadoacutew stąd dla
)()()( pmdmmdmprkdmd tQtQtqttttt (77)
gdzie FtqtQ dmdmm )()( (78)
lub FtqtQ pdmm )()( (79)
UWAGA Należy podkreślić że założenie wyjściowe metody MGN jest poprawne jedynie w
przypadku opadu deszczu występującego po długim okresie suchej pogody
Ponieważ opady kryterialne do wymiarowania kanałoacutew deszczowych - o częstości C = 1divide10
lat występują z reguły w okresach długotrwałej mokrej pogody założenie to prowadzi do
niedowymiarowania średnic kanałoacutew bowiem miarodajny strumień objętości ściekoacutew
deszczowych Qm(tdm) jest woacutewczas zawsze mniejszy od Qm(tp) ndash wg relacji (77)
Zostało to wykazane w podręczniku [1] (w II wydaniu z 2015 roku w rozdz 85) na
przykładach wymiarowania i modelowania działania kanalizacji
Czas koncentracji terenowej - tk
Czas koncentracji terenowej zależy głoacutewnie od rodzaju i stopnia uszczelnienia terenu
spadkoacutew powierzchni oraz natężenia deszczu ale także pośrednio od gęstości zabudowy czy
rozmieszczenia wpustoacutew deszczowych na trasie kanału itp
Jest to czas niezbędny na zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności terenu
(- jedynie po okresie suchej pogody) jak i sam dopływ po powierzchni do wpustu
deszczowego i dalej przykanalikiem do kanału
W MGN wg WTP z 1965 r uśredniony czas tk - w warunkach miejskich należało
przyjmować od 2 do 10 minut
Według bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w aglomeracjach
miejsko - przemysłowych i dużych miastachrdquo z 1984 r zmniejszono zalecane czasy
koncentracji terenowej tk z 2divide10 minut do 2divide5 minut (tab 71)
Tab 71 Dotychczas zalecane prawdopodobieństwa (zamiennie częstości) występowania deszczu
miarodajnego do projektowania kanalizacji w Polsce
Lp
Warunki terenowe w zlewni deszczowej
Prawdopodobieństwo p (częstość C)
występowanie opadoacutew dla kanalizacji
Czas
koncentracji
terenowej
tk min
- deszczowej
- ogoacutelnospławnej
1 Kanały boczne w płaskim terenie 100 (C = 1 rok) 50 (C = 2 lata) 10 (5)
2 Kolektory kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 2
50 (C = 2 lata) 20 (C = 5 lat) 5 (2)
3 Kolektory w głoacutewnych ulicach o trwałych
nawierzchniach kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 4
20 (C = 5 lat) 10 (C = 10 lat) 2
80
4 Szczegoacutelnie niekorzystne warunki terenowe
(niecki o utrudnionym odpływie zbocza
głębokie piwnice przy gęstej zabudowie)
10 (C = 10 lat) 5 (C = 20 lat) 2
5 Rowy otwarte w obrębie miast 10 (C = 10 lat) 2 (C = 50 lat) 2
wartości zalecane wg bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych helliprdquo z 1984 r
wartości zalecane do projektowania przepustoacutew pod torami kolejowymi w wojewoacutedztwie dolnośląskim
Prawdopodobieństwo p (lub zamiennie częstość C) pojawiania się deszczu miarodajnego
było przyjmowane w dostosowaniu do zalecanych woacutewczas standardoacutew ochrony terenoacutew
przed wylaniami ndash odrębnych dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
wartości tk Czas tk powiększa bowiem czas trwania deszczu a więc redukuje natężenie q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN wg zależności
Qm(tdm) lt Qm(td = tp)
2 W przypadku serii występujących po sobie intensywnych opadoacutew wartość tk jest znikomo
mała
3 Koncentracja terenowa jest pomijana w niemieckich metodach czasu przepływu
wymiarowania kanalizacji deszczowej
Czas retencji kanałowej - tr
W okresie braku opadoacutew kanały deszczowe są prawie puste Płyną jedynie wody
przypadkowe najczęściej infiltracyjne Czas wypełniania się kanałoacutew do wysokości
obliczeniowej h(Qm) tj wypełnienia normalnego hn(Qm) w ruchu roacutewnomiernym w MGN
wyrażano w procentach czasu przepływu tp ściekoacutew - od początku sieci do przekroju
obliczeniowego Czas ten szacowany był na
tr = (14 divide 20) tp (711)
Wg zaleceń WTP z 1965 r w MGN należało przyjmować wartość tr w wysokości aż 20
czasu tp czyli tr = 02tp
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
czasu retencji kanałowej bowiem wartość tr znacznie redukuje natężenie deszczu q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN
2 W przypadku wystąpienia serii intensywnych opadoacutew czas tr ma małą wartość ndash kanały są
częściowo wypełnione po poprzednim opadzie
3 Czas tr jest pomijany w obliczeniach kanalizacji metodami czasu przepływu stosowanymi
w Niemczech (MWO MZWS) gdzie przyjmuje się td = tp
81
722 TOK OBLICZEŃ W WYMIAROWANIU KANAŁOacuteW wg MGN
Czas przepływu ściekoacutew tp (w minutach) w kanale A-B (wg rys 79) - od jego początku
(A) do przekroju obliczeniowego (B) określa się z wzoru
60
Lt p (712)
znając długość kanału L (w m) i zakładając prędkość przepływu υ (w ms)
Przykład
Dla danych Qm(B) i projektowanego spadku dna kanału ik dobieramy przekroacutej (np
średnicę) kanału i ustalamy wypełnienie h( ) oraz prędkość υ( ) przepływu - z
nomogramoacutew lub ze wzoroacutew (Qm(B) ik h( ) υ( ))
Rys 79 Schemat zlewni deszczowej do doboru średnicy (wymiaru) kanału A-B
Ponieważ do obliczenia strumienia objętości Qm(B) potrzebny jest rzeczywisty czas
przepływu tp toteż doboacuter wymiaru kanału z określeniem wypełnienia oraz prędkości
przepływu prowadzi się iteracyjnie
W pierwszym przybliżeniu zakładano bdquodowolnąrdquo prędkość przepływu np υz(1) = 10 ms i
obliczano czas przepływu tp(1) = L60υz(1) a następnie wyznaczano miarodajny czas trwania
deszczu tdm(1) z ogoacutelnej postaci wzoru
krpdm tttt (713)
W MGN podstawiano za tr = 02tp
kpkppdm tttttt 2120 (714)
stąd
kkdm tL
tLL
t 60
2160
2060
(715)
Dalej (w 1 przybliżeniu) obliczano natężenie deszczu miarodajnego q(tdm)(1) (z wzoru
Błaszczyka) i strumień objętości Qm(tdm)(1) oraz dobierano wymiar kanału (przy spadku ik) i
ustalano jego wypełnienie h(1) oraz bdquorzeczywistąrdquo prędkość przepływu υrz(1)
W 2 przybliżeniu dla nowej założonej prędkości υz(2) = υrz(1) obliczano nowe czasy tp(2) i
tdm(2) oraz strumienie q(tdm)(2) i Qm(tdm)(2) Dla dobranego już kanału ustalano nowe wartości
82
h(2) oraz υrz(2) Obliczenia należało prowadzić do momentu aż prędkość rzeczywista w n-tym
przybliżeniu υrz(n) dla Qm(n) w dobranym kanale o wypełnieniu h(n)( ) nie roacuteżniła się więcej
niż plusmn 01 ms od υrz(n-1)
Dla kanału złożonego z wielu odcinkoacutew czas tp był sumowany - od początku kanału do
ostatniego przekroju obliczeniowego woacutewczas
kpdm ttt 21 (716)
Minimalny czas trwania deszczu miarodajnego przyjmowano w MGN roacutewny
tdm min = 10 min
- co oznaczało w praktyce że bdquokroacutetkierdquo kanały - na początkowych odcinkach sieci gdzie tdm le
10 minut były wymiarowane na stały opad q10(C) tj dla tdm = 10 minut
Łatwo wykazać że dla tdm = 10 minut czas przepływu będzie wynosił tp = 417 minut dla
tk = 5 minut oraz tp = 667 minut dla tk = 2 minuty
W MGN miarodajne jednostkowe natężenie deszczu q(tdm) (w dm3s ha) obliczano z
nieaktualnego już wzoru Błaszczyka postaci
32
3 26316)(
dm
dmt
CHtq (717)
gdzie
tdm - czas trwania deszczu miarodajnego tdm = tp + tr + tk min
H - wysokość opadu normalnego (średniego z wielolecia) mm
C - częstość występowania deszczu lata
724 METODA UPROSZCZONA ndash STAŁYCH NATĘŻEŃ (MSN)
Do wymiarowania kanalizacji deszczowej stosowana była też mniej pracochłonna ndash
bardzo uproszczona metoda zwana metodą stałych natężeń (MSN) mająca jednak
ograniczone zastosowanie - do projektoacutew wstępnych i do zlewni o F le 50 ha
Nie wyznaczano tutaj czasu trwania deszczu miarodajnego a natężenie deszczu
redukowano najczęściej funkcją uwzględniającą przyrost powierzchni zlewni (F)
Wzoacuter do obliczania miarodajnego strumienia Qm (w dm3s) w MSN ma postać
zrIICm FqQ )(10 (723)
gdzie
q10C - natężenie jednostkowe deszczu o czasie trwania tdm = 10 minut dla danej częstości
występowania C lat (w dm3s ha) obliczane z wzoru (717) Błaszczyka postaci
83
constAA
t
CHq
dm
C 64410
6316667032
3 2
10 (724)
φ(II) - wspoacutełczynnik redukcji natężenia deszczu (oznaczony w MSN indeksem II - dla
odroacuteżnienia od MGN) obliczany najczęściej z formuły Buumlrkli-Ziglera w
zależności od wielkości powierzchni zlewni dla F ge 10 ha
nII
F
1)( (725)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
n - parametr zależny od spadkoacutew powierzchni terenu i kształtu zlewni -
Dla przeciętnych warunkoacutew terenowych gdy spadek terenu warunkował prędkość
przepływu w kanałach rzędu 12 ms a długość zlewni była około dwa razy większa niż jej
szerokość zalecano dawniej przyjmowanie (intuicyjnie) n = 6 Dla spadkoacutew mniejszych i
zlewni wydłużonych n = 4 a dla spadkoacutew większych i zlewni zwartych n = 8
UWAGA metoda stałych natężeń (MSN) jako uproszczona i nie należąca do tzw
metod czasu przepływu w świetle zaleceń PN-EN 7522008 nie powinna być stosowna
do wymiarowania kanalizacji deszczowej
725 OSOBLIWOŚCI OBLICZENIOWE W MGN
MGN bdquosprawdzała sięrdquo w przypadkach tzw zlewni regularnych tj o zbliżonych
wartościach parametroacutew podzlewni cząstkowych w innych przypadkach prowadziła do
błędnych wynikoacutew
Konieczne było więc wykonywanie obliczeń sprawdzających tj poroacutewnań aktualnie
obliczanej wartości Qm(x) - w węźle (przekroju) niżej położonym względem obliczonej już
wartości Qm(x-1) - w węźle (przekroju) wyżej położonym W zlewni regularnej zawsze
Qm(x) ge Qm(x-1) (726)
W przypadku gdy Qm(x) lt Qm(x-1) - do wymiarowania dolnego odcinka kanału należało
przyjmować większą wartość strumienia tj Qm(x-1) - z goacuternego odcinka
Dotyczy to głoacutewnie przypadkoacutew
zlewni o roacuteżniących się znacznie parametrach podzlewni (Fi ψi li iihellip)
występowania kanałoacutew tranzytowych
połączeń w węźle kilku kanałoacutew
Przykład zlewni regularnej kanału A-B-C przedstawiono poglądowo na rys 712
84
Rys 712 Schemat zlewni regularnej kanału deszczowego A-B-C (Fc ψsr = Fzr c Fc = F1 + F2)
Cechy szczegoacutelne przykładowej zlewni regularnej
kanał A-B-C złożony jest z dwoacutech odcinkoacutew o podobnych długościach l1 + l2 = l
podzlewnie deszczowe F1 i F2 są podobnej wielkości
wspoacutełczynniki spływu ψ1 i ψ2 są podobnej wartości
spadki terenu czy dna kanałoacutew i1 i i2 są podobnej wartości
Dla zlewni regularnej
QmC gt QmB
)(1)(2 BC DD
Przykłady obliczeń zlewni nieregularnych ndash konieczne sprawdzenia Qm w węzłach
Nieregularność zlewni powodowana jest najczęściej znacznymi roacuteżnicami wielkości
powierzchni cząstkowych zlewni (Fi) bądź wspoacutełczynnikoacutew spływu (ψi) na wymiarowanych
odcinkach (i) kanału lecz nie tylko
Nieregularność może być też wywołana znacznymi roacuteżnicami wartości takich parametroacutew
kanału jak długość i spadek dna a więc związanych z czasem przepływu (tp)
Dla przykładu w podręczniku [1] rozpatrzone zostały cztery klasyczne przykłady
występowania zlewni nieregularnych - zwanych także wspoacutełzależnymi tj wzajemnie
oddziaływującymi na siebie Poniżej omoacutewiono dwa najczęstsze przypadki (I i IV)
Przykład I 21
Rys 713 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 gtgt ψ2
zrmm FqQ - strumień zwiększa się
pomimo że maleje qm ale szybciej rośnie Fzr
średnice kanałoacutew nie mogą maleć
wraz ze wzrostem długości kanału
85
Wymiarowanie w przekroju B (odcinka A-B o długości l1 ndash rys 713)
1
1
1 )()(60
zrdmBmBdmBdmBpAB FtqQtqtl
t
Wymiarowanie w przekroju C (odcinka B-C o długości l2)
2
2
60
lt pBC )()()( 21 zrzrdmCmCdmCdmCpACpBCpABp FFtqQtqttttt
Sprawdzenie relacji wynikoacutew obliczeń strumieni QmB i QmC
- jeżeli QmB gt QmC to odcinek B-C wymiarujemy na strumień QmB Ma to miejsce zawsze
woacutewczas gdy pACpAB tt i jednocześnie 21 zrzr FF
Uzasadnienie hipotezy wg rys 714
Rys 714 Wpływ relacji tpAB ltlt tpAC i Fzr1gtgt Fzr2 na wynik obliczeń strumieni QmB i QmC
Przykład IV Połączenie dwoacutech kanałoacutew w węźle
Założenie wyjściowe tp1 ltlt tp2 - wg rys 718
86
Rys
718 Schemat zlewni nieregularnej wywołanej połączeniem kanałoacutew węźle C gdy tp1 ltlt tp2
Kanał A-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmAC - dla czasu przepływu tp2
Kanał B-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmBC - dla czasu przepływu tp1
Kanał C-D wymiarujemy na strumień miarodajny dla węzła D - największy z 4 możliwych
1) dla sumy czasoacutew tp2 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 + Fzr3 (najczęściej w praktyce)
2) dla sumy czasoacutew tp1 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 + Fzr3 (sprawdzenie)
3) dla czasu tp2 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 (sprawdzenie)
4) dla czasu tp1 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 (sprawdzenie)
Aby obliczyć Frsquozr2 (do sprawdzeń 2 i 4) należy określić położenie punktu Arsquo tak aby
czas przepływu od Arsquo do C był roacutewny tp1 tzn długość odcinka ArsquoC = tp1 2 Zakładając
proporcjonalny do długości kanału przyrost powierzchni zlewni
2
2
zr
zr
F
F
AC
CA (727)
Otrzymamy
AC
FCAF zr
zr2
2
(728)
87
73 METODA WSPOacuteŁCZYNNIKA OPOacuteŹNIENIA
731 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MWO
W metodzie wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) stosowanej w Niemczech pomija się
czasy retencji terenowej i kanałowej - czyli td = tp Wyznaczone w ten sposoacuteb spływy woacuted
deszczowych (Qm) są większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
W MWO miarodajny odpływ deszczu Qm dla td = tp określa się (w dm3s) z wzoroacutew [1]
- dawniej
FCtqQ sdm )(115 (729)
- obecnie (od 1999 r)
FCtqQ sdm )( (730)
gdzie
q151 - wzorcowe natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania td = 15 minut i
częstości występowania C = 1 rok przyjmowane dawniej jako średnie dla
Niemiec q151 = 100 dm3s ha Obecnie ustalane jest indywidualnie dla każdej
miejscowości z atlasu KOSTRA q151 [90 170] dm3s ha
(tdC) - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) dla czasu trwania
deszczu td (w minutach) i częstości wystąpienia C (w latach)
368409
38)( 4
C
tCt
d
d (731)
q(tdC) - miarodajne (maksymalne) natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu
trwania td = tp i częstości występowania C obecnie ustalane na podstawie
krzywych IDF z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej miejscowości
ψs - szczytowy wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany w zależności od
stopnia uszczelnienia powierzchni grupy nachylenia terenu i natężenia
wzorcowego deszczy (q15C) -
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
Stąd miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane jednostkowe natężenie
deszczu (wg bdquostaregordquo wzoru (729)) Reinholda
)36840(9
38)( 4
115115
Ct
qCtqd
d (732)
Dla q151 = 100 dm3s ha z (732) otrzymamy obliczeniowe natężenia deszczy zależne od C
o q152 = 130 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 2 lata ((tdC) = 1300)
o q155 = 180 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 5 lat ((tdC) = 1784)
o q1510 = 225 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 10 lat ((tdC) = 2232)
88
W tabeli 74 podano pomocne w obliczeniach miarodajnego do wymiarowania
kanalizacji zredukowanego natężenia deszczu (wg Reinholda) wartości wspoacutełczynnika
opoacuteźnienia (tdC) w zależności od czasu trwania td i częstości deszczy obliczeniowych C
Tab 74 Wartości wspoacutełczynnika (tdC) dla roacuteżnych czasoacutew trwania
i częstości deszczy obliczeniowych wg ATV A-118 cytowane w [1]
Czas trwania
deszczu
td minuty
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (tdC)
dla deszczu o czasie td i częstości C
C = 20 lat C = 10 lat C = 5 lat C = 2 lata C = 1 rok
5 4740 3827 3059 2228 1714
6 4424 3572 2855 2079 1600
7 4148 3348 2676 1949 1500
8 3904 3151 2519 1835 1412
9 3687 2976 2379 1733 1333
10 3493 2820 2254 1642 1263
11 3318 2679 2141 1559 1200
12 3160 2551 2039 1485 1143
13 3016 2435 1947 1418 1091
14 2885 2329 1862 1356 1043
15 2765 2232 1784 1300 1000
16 2654 2143 1713 1248 0960
18 2458 1984 1586 1155 0889
19 2370 1913 1529 1114 0857
20 2288 1847 1477 1076 0828
30 1702 1374 1098 0800 0615
40 1354 1093 0874 0637 0490
60 0962 0776 0621 0452 0348
80 0746 0602 0481 0350 0270
100 0609 0492 0393 0286 0220
120 0514 0415 0332 0242 0186
150 0417 0337 0269 0196 0151
Najkroacutetsze miarodajne czasy trwania deszczu (td min) przyjmowane są w MWO w
zależności od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni ndash wg tab 75
Tab 75 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w MWO w zależności
od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni wg ATV A-118 cytowanej w [1]
Średni spadek
terenu Stopień
uszczelnienia
Minimalny czas
trwania deszczu
Deszcz
obliczeniowy
lt 1 le 50 15 minut q15C
gt 50 10 minut
q10C 1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut q5C
89
Wartość wspoacutełczynnika spływu szczytowego zależy głoacutewnie od stopnia uszczelnienia
zlewni i spadkoacutew powierzchni terenu oraz od natężenia deszczu (tab 76)
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) dla roacuteżnych natężeń i częstości deszczy
obliczeniowych (q15C) o czasie trwania 15 minut w zależności od grupy spadkoacutew terenu (it)
oraz stopnia uszczelnienia (ψ) wg ATV A-118 cytowanej w [1]
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań wspoacutełczynnika s
() natężenia q15C = 100 130 180 i 225 dm3s ha odpowiadają odpowiednio C = 1 2 5 i 10 lat
Zasady doboru kanałoacutew deszczowych i ogoacutelnospławnych w MWO
W projektowaniu wymiaroacutew kanałoacutew deszczowych bądź ogoacutelnospławnych według ATV
A-118 zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli wyznaczony strumień
miarodajny (Qm) przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
obliczanej wg metody opartej na wzorze Prandtla-Colebrooka (w Polsce nazywanego wzorem
Colebrooka-Whitersquoa)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
- hD le 075 - w przypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
- hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych
Przestrzeganie tych zaleceń prowadzi więc do uzyskania większej pewności poprawnego
pod względem hydraulicznym działania grawitacyjnego kanału jak i stworzenia dodatkowej
rezerwy bezpieczeństwa na przyszłościowy rozwoacutej czy też na wypadek jego przeciążenia
podczas intensywniejszych niż obliczeniowe opady
Należy zdawać sobie sprawę z faktu że wraz z postępującym uszczelnienia powierzchni
zlewni deszczowych miast rośnie wartość spływu powierzchniowego
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Grupy spadkoacutew terenu
1) it le 1 2) 1 lt it le 4 3) 4 lt it le 10 4) it gt 10
Wzorcowe natężenie deszczu q15C - w dm3s ha ()
100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225
0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
90
UWAGA W Polsce utrwalił się błędny sposoacuteb wymiarowania kanałoacutew deszczowych bądź
ogoacutelnospławnych - do całkowitego wypełnienia przekroju tj praktycznie bez pozostawienia
odpowiedniej rezerwy bezpieczeństwa
732 OSOBLIWOSCI OBLICZENIOWE W MWO
Procedura wymiarowania hydraulicznego kanalizacji wg MWO jest podobna jak w MGN
Ogoacutelnie dla każdego przekroju obliczeniowego kanału (węzła x sieci) wyznacza się
miarodajny czas trwania deszczu (td) odpowiadający sumarycznemu czasowi przepływu (tp)
w kanałach (sieci) wyżej położonych
Dla bardzo zroacuteżnicowanych powierzchni cząstkowych zlewni pod względem kształtu
spadkoacutew terenu czy wspoacutełczynnikoacutew spływu szczytowego występowanie zlewni
wspoacutełzależnych (oddziałujących na siebie) ndash czyli nieregularnych jest często spotykane
Rys 719 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 ltlt ψ2
Przykładowo dla zlewni przedstawionej na rys 719 - gdy ψs1 ltlt ψs2 i Fzr1 ltlt Fzr2 uzyska
się w MWO największy miarodajny strumień w węźle C przy pominięciu zlewni F1 i wy-
znaczeniu parametroacutew deszczu tylko dla zlewni cząstkowej F2 (zwłaszcza gdy tp1 gtgt tp2 -
uzasadnienie hipotezy analogiczne jak na rysunku 716 w [1])
Pomimo mniejszej zlewni całkowitej uzyskuje się w tym przypadku większy
obliczeniowy strumień ponieważ z przyczyny kroacutetszego czasu przepływu wspoacutełczynnik
opoacuteźnienia odpływu (czyli redukcji natężenia deszczu) (tdC) ma woacutewczas wyższą wartość
niż dla sumarycznego czasu przepływu
W przypadku połączenia dwoacutech kanałoacutew (jak na rysunku 718) jeżeli w wyniku
oddzielnego wymiarowania tych kanałoacutew otrzymamy zależność
1
2
29
m
p
m Qt
Q (734)
gdzie
Qm1 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Qm2 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o dłuższym czasie przepływu tp2
to za miarodajny (skorygowany) strumień objętości (Qms) po połączeniu tych kanałoacutew
uznajemy wynik z wzoru
91
)(2
1
211
p
p
mmmst
tQQQ (735)
gdzie
φ1 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Do dalszego toku obliczeń przyjmuje się woacutewczas kroacutetszy czas przepływu (tp1) oraz przepływ
skorygowany za pomocą wzoru (735)
Gdy warunek (734) nie jest spełniony to do obliczenia miarodajnego skorygowanego
strumienia (Qms) stosujemy wzoacuter
)( 212 mmms QQQ (736)
gdzie
φ2 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o dłuższym czasie przepływu tp2
W przypadku połączenia większej liczby (n) kanałoacutew o zroacuteżnicowanych czasach
przepływu (tpi) należy wyznaczyć skorygowany - średni ważony czas przepływu tps z wzoru
n
mi
n
mipips QQtt11
(737)
Wartość wspoacutełczynnika opoacuteźnienia odpływu φ w dalszych obliczeniach sieci ustala się na
podstawie tak uśrednionego czasu przepływu tps w węźle połączeniowym kanałoacutew
8 WSPOacuteŁCZESNE STANDARDY ODWODNIENIA
TERENOacuteW ZURBANIZOWANYCH
81 WYMAGANIA DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby dla każdego intensywnego opadu deszczu w wieloleciu
mogły zagwarantować pełną ochronę terenoacutew przed wylaniem tj zapobiec w pełni szkodom
w wyniku podmoknięcia terenu czy podtopienia budowli czy też utrudnieniom
komunikacyjnym
Zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu definiuje się jako
przystosowanie sieci kanalizacyjnej do przyjęcia maksymalnych - prognozowanych
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej - akceptowalnej społecznie
częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu
Określenie dopuszczalnych częstości z jaką średnio w okresie wieloletnim użytkownik
systemu kanalizacyjnego ma tolerować występowanie zaburzeń w funkcjonowaniu
kanalizacji powinno uwzględniać każdorazowo we właściwy sposoacuteb miejscowe
uwarunkowania terenu (tab 81)
92
Tab 81 Zalecane wg PN-EN 7522008 dopuszczalne częstości wylewoacutew z kanalizacji [1]
Częstość deszczu
obliczeniowego C )
[1 raz na C lat]
Kategoria standardu odwodnienia terenu
(Rodzaj zagospodarowania)
Częstość wystąpienia
wylania Cw
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie (wiejskie) 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne przejścia i
przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
) Dla deszczu obliczeniowego nie mogą wystąpić żadne przeciążenia systemoacutew
Wdrożona w Polsce norma europejska PN-EN 7522008 przyjmuje dopuszczalną
częstość wylania (Cw) jako miarę stopnia ochrony terenoacutew przed wylaniem - w zależności od
rodzaju jego zagospodarowania
Jak wynika z tabeli 81 o wymaganym standardzie odwodnienia terenu decyduje rodzaj
zagospodarowania w tym obecność obiektoacutew specjalnych infrastruktury podziemnej Tym
samym wyroacuteżniono cztery kategorie standardu odwodnienia terenu roacuteżniące się istotnie
dopuszczalną częstością wystąpienia wylania (Cw)
Podobną kategoryzację (I - IV) przyjęto w Polsce w latach osiemdziesiątych ubiegłego
wieku - w zależności od zagospodarowania i spadkoacutew terenu rozroacuteżniając przy tym jeszcze
rodzaj systemu kanalizacyjnego (tab 82)
Były to jednak znacznie niższe dopuszczalne wartości częstości (1 2 5 i 10 lat ndash dla
kanalizacji deszczowej) wystąpienia wylania w poroacutewnaniu do podanych w tabeli 81
Tab 82 Dopuszczalne prawdopodobieństwa (częstości) wystąpienia zalewoacutew terenu dla kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych wg IKŚ
Kategoria
standardu
odwodnie-
nia terenu
Rodzaju ukształtowania i zagospodarowania terenu -
w standardach odwodnienia I II III i IV kategorii
Prawdopodobieństwo p w
(częstość Cw w latach)
- kanalizacja
deszczowa
- kanalizacja
ogoacutelnospławna
I Wszystkie rodzaje zagospodarowania z wyjątkiem
dzielnic śroacutedmiejskich centroacutew miast oraz ulic klasy E i P
- teren płaski
100 (1) 50 (2)
II
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jw teren o
spadkach 2divide4
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach płaskich
50 (2) 20 (5)
III
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jak w 1 lecz w
szczegoacutelnie niekorzystnych warunkach ze względu na
odwodnienie (niecki terenowe)
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach o spadkach 2divide4
20 (5) 10 (10)
IV
Dzielnice śroacutedmiejskie centra miast oraz ulice klasy E i P
na terenach szczegoacutelnie niekorzystnych ze względu na
odwodnienie lub form zagospodarowania wymagających
wyjątkowej pewności odwodnienia
10 (10) 5 (20)
) Instytut Kształtowania Środowiska Zasady planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w
aglomeracjach miejsko-przemysłowych i dużych miastach Warszawa 1983
93
Zalecenia PN-EN 7522008 są więc na tym tle bardzo rygorystyczne a przy tym nie
roacuteżnicują częstości wylewoacutew dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
Zgodnie z niemiecką praktyką kanalizacyjną
wylanie należy wiązać ze szkodami względnie zakłoacuteceniami funkcjonowania jezdni
czy podziemnych obiektoacutew komunikacyjnych spowodowanymi wystąpieniem woacuted
opadowych z systemu kanalizacyjnego na powierzchnię terenu lub niemożnością ich
odprowadzenia do systemu wskutek jego przeciążenia
samo wystąpienie wody opadowej na ulicę nie spełnia warunku faktycznego stanu
wylania dopoacuteki spływ w przekroju poprzecznym ulicy uniemożliwia dalszy wzrost
poziomu lustra wody powyżej krawężnikoacutew i przekroczenie granic posesji
Przy niewystarczającym spadku podłużnym jezdni czy braku wpustu zwierciadło wody
może jednak podnieść się powyżej wysokości krawężnika i doprowadzić do wylania wody na
teren posesji a stamtąd do potencjalnego wnikania do budynkoacutew
Zwymiarowane metodami czasu przepływu - większe systemy kanalizacyjne (o
powierzchni zlewni F gt 2 km2 lub o tp gt 30 minut) zaleca się obecnie sprawdzać pod kątem
ich maksymalnej przepustowości hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane
modele symulacyjne (hydrodynamiczne) dla spełnienia wymagań PN-EN 7522008 odnośnie
akceptowalnych społecznie częstości wylewoacutew (wg tab 81)
Zalecenia PN-EN 7522008 co do dopuszczalnych częstości wylewoacutew z kanalizacji są
trudne do weryfikacji na etapie projektowania nowych systemoacutew ponieważ nie da się
uogoacutelnić związku pomiędzy częstością opadoacutew projektowych a częstością wylewoacutew
Pomocna okazuję się tutaj wytyczna ATV A11819992006 ktoacutera wprowadza pojęcie
częstości nadpiętrzenia (Cn) jako pomocniczej wielkości wymiarującej do obliczeń
sprawdzających (modelowania działania) sieci kanalizacyjnych (tab 83)
Tab 83 Zalecane wg ATV A-118 częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających
projektowanych bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych
(poziom odniesienia powierzchnia terenu) cytowane w [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia Cn
[1 raz na C lat]
I Tereny pozamiejskie 2
II Tereny mieszkaniowe 3
III Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5
IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 10
)
) Przy przejazdach należy wziąć pod uwagę że nadpiętrzeniu powyżej powierzchni terenu z reguły
towarzyszy bezpośrednio wylanie o ile nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające Tutaj
częstości nadpiętrzenia i wylania odpowiadają wymienionej w tabeli 81 wartości bdquo1 na 50rdquo
Przez nadpiętrzenie w sieci (studzience) kanalizacyjnej należy rozumieć przekroczenie
przyjętego poziomu odniesienia - najczęściej powierzchni terenu
94
Obliczenia sprawdzające przepustowości kanałoacutew ograniczono więc zatem do takich
stanoacutew systemu przy ktoacuterych lustro ściekoacutew pozostaje wewnątrz systemu względnie osiąga
poziom powierzchni terenu
Takie stany dają się w poprawny sposoacuteb odwzorować przy wykorzystaniu istniejących
modeli hydrodynamicznych (np SWMM) na podstawie danych o geometrii sieci wymiaroacutew
kanałoacutew i obiektoacutew Przez to zostaje wyznaczony obliczeniowo stan przeciążenia ktoacutery jest
najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej kolejności wylaniu (tab 83)
82 POROacuteWNANIE DOTYCHCZASOWYCH METOD WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE i W NIEMCZECH
821 Analiza jakościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
W pracy [1] poroacutewnano dwie metody obliczeniowe czasu przepływu stosowaną w Polsce
MGN (z wzorem Błaszczyka) i w Niemczech MWO (z wzorem Reinholda) do wymiarownia
kanalizacji deszczowej na tle wymaganych obecnie standardoacutew odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych (przykład obliczeniowy podano w rozdziale 85 [1])
UWAGA Poroacutewnywane metody roacuteżnią się ilościowo - pod względem wartości obliczanych
strumieni Qm(C) lecz wykazują wysoką zgodność jakościową pod względem podobnych
przyrostoacutew strumieni przy zwiększaniu częstości opadoacutew projektowych (C)
Na przykładzie całkowicie wypełnionych kanałoacutew o przekroju kołowym łatwo wykazać
że wzrost ich przepustowości całkowitej (Q) zależy od średnicy kanału (d) w funkcji
3 8
1
3 8
11 d
d
dQ
dQ iii (81)
Dowoacuted Korzystając z wzoru Manninga na prędkość średnią (rozdział 9 w [1])
21321iR
nh (82)
dla promienia hydraulicznego Rh = d4 i wspoacutełczynnika szorstkości kanału n = 0013 sm13
otrzymamy
21322132 5330)4
(1
idid
n (83)
stosując roacutewnanie ciągłości ruchu
ididd
AQ 3 821322
982353304
(84)
przy spadku linii energii roacutewnemu spadkowi dna kanału ii = i1 = idem otrzymamy
95
3 8
1
3 8
13 8
1
3 8
11 9823
9823
)(
)(
d
d
id
id
dQ
dQ iiiii (85)
Na wykresie na rys 81 przedstawiono względne zależności did1 od QiQ1 equiv qmiqm1 ndash
wyliczone z MGN i MWO
Rys 81 Jakościowa zależność względnej średnicy kanału od względnego strumienia objętości
Z wykresu wynika że dwukrotne zwiększenie wartości częstości deszczu z C = 1 rok na
C = 2 lata powoduje wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika 127 - wg
wzoru Błaszczyka (MGN) lub o 13 - wg wzoru Reinholda (MWO) a więc wymaga wzrostu
przepustowości kanału o rząd 30 co wymaga z kolei wzrostu średnicy kanału tylko rzędu
10 - rys 81
UWAGA Oba wzory dają roacuteżne bezwzględne wartości strumieni Q
Przykładowo dziesięciokrotne zwiększenie wartości częstości deszczu np z C = 1 rok
na C = 10 lat powoduje względny wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika ok
22 (w MGN i MWO) i wymaga wzrostu średnicy kanału jedynie rzędu 35
Jak z tego wynika bdquobezpiecznerdquo projektowanie średnic kanałoacutew na większą wartość C np
na C = 2 w poroacutewnaniu z C = 1 lub na C = 5 w poroacutewnaniu z C = 2 czy też na C = 10 w
poroacutewnaniu z C = 5 wymaga tylko nieznacznego wzrostu średnicy o około 10 a więc
praktycznie nie podnosi kosztoacutew budowy kanalizacji zapewniając jednocześnie większą
pewność poprawnego jej działania
Racjonalne jest więc zapewnianie bdquowyższego standardurdquo ochrony terenoacutew
zurbanizowanych przed wylaniami z kanalizacji poprzez podnoszenie (w pewnym
zakresie) wartości częstości obliczeniowych deszczy (C) - miarodajnych do
projektowania kanalizacji czyli obniżanie przyjmowanych wartości
prawdopodobieństwa (p) ich pojawiania się
96
822 Analiza ilościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
Obliczane wg MWO miarodajne do wymiarowania kanalizacji strumienie ściekoacutew
deszczowych (Qm) są znacznie większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
Wynika to głoacutewnie z roacuteżnic zastosowanych modeli opadoacutew ale także z odmiennych
założeń wyjściowych samych metod obliczeniowych co do miarodajnego czasu trwania
deszczu (w MWO td = tp) czy też wartości wspoacutełczynnikoacutew spływu (s w MWO)
Wyniki obliczeń strumieni Qm wg MWO mogą być nawet dwukrotnie większe w
poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN - dla tych samych parametroacutew zlewni deszczowych tj
czasu przepływu i częstości występowania deszczu obliczeniowego [1]
Tab 84 Poroacutewnanie natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast (z atlasu
KOSTRA) na tle zmierzonych we Wrocławiu i w Bochum oraz obliczonych z modeli Reinholda
(612) Błaszczyka (614) i Bogdanowicz-Stachy (616) Lp Miejscowość Natężenie deszczu q10C (w dm
3s ha)
dla częstości C (w latach) Uwagi
C = 1 C = 2 C = 5 C = 10
1 Świnoujście 1352 1640 2020 2308
[KOSTRA]
2 Szczecin 1447 1776 2211 2540
3 Kostrzyń 1441 1747 2151 2457
4 Słubice 1486 1648 1863 2025
5 Gubin 1571 2019 2611 3059
6 Zgorzelec 1477 1869 2386 2778
7 Bogatynia 1410 1866 2469 2926
8 Średnio (1divide7) 1455 1795 2244 2585
9 Wrocław [106] 1483 1833 2300 2617 1960divide2009
10 Wg modelu Reinholda 1263 1642 2254 2820 q151 = 100 dm3s ha
11 Wg modelu Błaszczyka 1009 1276 1725 2173 H = 600 mm
12 Roacuteżnica (10-11) (11) 252 287 307 298 -
13 Roacuteżnica (8-11) (11) 442 407 301 190 -
14 Wg Bogdanowicz-
Stachy dla regionu
R1 506 1852 2708 3220 1960divide1990
R2 506 1547 2209 2604
15 Bochum - Niemcy [10] 1600 1984 2500 2884 1951divide1980
Dla czasu trwania deszczu td = 10 minut wzajemne roacuteżnice wynikoacutew obliczeń natężeń
deszczy q10C - obliczonych z modelu Reinholda względem obliczonych z modelu Błaszczyka
są rzędu 30 (tab 84 wiersz 12) na niekorzyść modelu Błaszczyka
Średnie wartości natężeń deszczy q10C dla polskich miast mieszczących się w zasięgu
atlasu KOSTRA (z 1997 roku) są niemal identyczne ze zmierzonymi we Wrocławiu [1] i
zbliżone wartościami do obliczonych z modelu Reinholda (tab 84 - wiersze 8 9 i 10)
Średnie te są znacznie wyższe od obliczonych z modelu Błaszczyka od 44 do 19 w
praktycznym do projektowania kanalizacji deszczowej zakresie C [1 10] lat (wiersz 13)
Wg modelu Bogdanowicz-Stachy w regionie centralnym Polski (R1) natężenia q10C są
wyższe niż w regionie poacutełnocno-zachodnim (R2) Obliczane z tego modelu natężenia deszczy
poza C = 1 rok korespondują zaroacutewno ze zmierzonymi we Wrocławiu i w Bochum jak i
podanymi w atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych
97
Z przeprowadzonych analiz wynikają istotne wnioski interpretacyjne co do wartości
natężeń deszczy - obliczanych dotychczas z wzoru Błaszczyka - w MGN
W dostosowywaniu do zaleceń PN-EN2008 (tab 81) odnośnie częstości projektowych
(C) deszczy do wymiarowania kanalizacji (deszczowej i ogoacutelnospławnej) należy konieczne
podnieść wartości częstości C wprowadzanych do wzoru Błaszczyka
z C = 1 rok na C = 2 lata - w I kategorii standardu odwodnienia (tereny wiejskie)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
Zbliżyłoby to rezultaty wymiarowania wg MGN do bezpieczniejszych ze względu na
zalecane obecnie częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw) Jednak nadal byłyby to
niższe wartości miarodajnych strumieni Qm ndash obliczanych wg MGN w poroacutewnaniu z MWO -
min ze względu na roacuteżnice wspoacutełczynnikoacutew spływu ψ - w MGN i ψs - w MWO bowiem ψs
gt ψ
83 METODA MAKSYMALNYCH NATĘŻEŃ DO BEZPIECZNEGO
WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE
831 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MMN
W celu zapewnienia niezawodności działania systemoacutew odwadniania terenoacutew (w tym
kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej) budowanych czy modernizowanych w Polsce
zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008 pilna staje się potrzeba zmiany
dotychczasowych zasad ich wymiarowania (MGN) w tym zastąpienie modelu Błaszczyka
nowymi dokładniejszymi modelami opadoacutew maksymalnych o zasięgu lokalnym
W pracy [1] zaproponowano daleko idącą modyfikację MGN poprzez wyeliminowanie
czasoacutew opoacuteźnienia-retencji tk i tr a więc uzależnienie opoacuteźnienia odpływu jedynie od
rzeczywistego czasu trwania opadu td - roacutewnego czasowi przepływu tp (na wzoacuter MWO) i
korzystanie z wiarygodnych polskich modeli opadoacutew maksymalnych
Wykazano bowiem że warunki hydrologiczne Polski i Niemiec są zbliżone a ponadto
miarodajne do projektowania bezpiecznych systemoacutew odwodnień terenoacutew zurbanizowanych
są maksymalne wysokości opadoacutew deszczu (o czasach trwania do kilku godzin) ktoacutere
występują z reguły w okresach długotrwałych zjawisk opadowych (trwających nawet
kilka dni) Woacutewczas znaczenie koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr) jest
pomijalnie małe Tak więc
MMN = zasady MWO + polskie modele opadoacutew maksymalnych
98
Miarodajny strumień deszczu Qm (w dm3s) wg umownie nazwanej bdquometody
maksymalnych natężeńrdquo (MMN) obliczyć należy z wyjściowej postaci wzoru
FCtqQ sdm )(max (86)
gdzie
qmax(td C) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu trwania
td = tp i częstości występowania C ndash z wiarygodnych modeli opadoacutew
maksymalnych - krzywych IDF (przy td min - wg tab 74)
ψs - maksymalny (szczytowy) wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany
w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni (ψ) nachylenia terenu (it) oraz
częstości deszczy C (- wg tabeli 76 PL)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
W MMN najkroacutetsze zalecane czasy trwania deszczu td min należy dobierać w zależności od
nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni Zastosowanie więc mają czasy td min
5 10 15 minut - wg tabeli 74
Tab 74 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w zależności
od spadku terenu (it) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i
spadkoacutew terenu (it) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C)
Średni
spadek
terenu
Stopień
uszczelnienia
powierzchni
Minimalny
czas trwania
deszczu
lt 1 le 50 15 minut
gt 50 10 minut
1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Spadki terenu
it le 1 1 lt it le 4 4 lt it le 10 it gt 10
Częstości obliczeniowe deszczu C lata
C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań s
99
Na podstawie analiz poroacutewnawczych dotyczczasowych modeli opadoacutew do wymiarowania
odwodnień terenoacutew do czasu opracowania atlasu opadoacutew maksymalnych w Polsce (na wzoacuter
atlasu KOSTRA w Niemczech) można sformułować zalecenia co do ich przydatności w
MMN
do wymiarowania sieci kanalizacyjnych
o dla częstości projektowej deszczu C = 1 rok (w I kategorii standardu odwodnienia
terenu) należy stosować wiarygodne modele lokalne opadoacutew maksymalnych bądź
do czasu ich opracowania z konieczności stosować można wzoacuter Błaszczyka (dla
td = tp) jednak z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata
o dla częstości projektowych deszczy C = 2 5 i 10 lat zaleca się stosowanie
wiarygodnych modeli lokalnych (jak np w przypadku Wrocławia) bądź modelu
Bogdanowicz-Stachy Jednak na terenach podgoacuterskich i goacuterskich (ktoacuterych nie
obejmuje model Bogdanowicz-Stachy - rys 610) z konieczności stosować można
wzoacuter Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy (dla td = tp)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii (wg tab 81)
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
do wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew deszczowych ze względu na
ich wagę w zapewnieniu niezawodności działania systemoacutew odwodnieniowych
terenoacutew należy odpowiednio zwiększyć wartości przyjmowanych częstości
projektowych opadoacutew dla zbiornikoacutew (Cz gt C) w stosunku do zalecanych częstości
projektowych do wymiarowania sieci kanalizacyjnych (na wzoacuter wytycznych
niemieckich) i korzystać tutaj z zalecanych wyżej modeli opadoacutew (tab 85)
Tab 85 Zalecane modele opadoacutew do wymiarowania systemoacutew odwodnieniowych wg MMN [1]
Standard
odwodnienia
terenu
Wymagane
częstości
projektowe
Zalecane modele opadoacutew i częstości deszczy
C - do wymiarowania
sieci odwodnieniowych
Cz - do wymiarowania
zbiornikoacutew retencyjnych
- lata lata lata
Tereny wiejskie C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 lub
model Błaszczyka dla C = 2
Modele lokalne dla Cz = 2 lub
model Błaszczyka dla Cz = 5
Tereny
mieszkaniowe
C = 2 lata
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 2
(Model Błaszczyka dla C = 5)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz = 5
(Model Błaszczyka dla Cz = 10)
Centra miast
tereny usług i
przemysłu
C = 5 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 5
(Model Błaszczyka dla C = 10)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 10
(Model Błaszczyka dla Cz ge 20)
Podziemne obiekty
komunikacyjne
przejścia przejazdy
C = 10 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 10
(Model Błaszczyka dla C = 20)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 20
(Model Błaszczyka dla Cz ge 30)
W przypadku Wrocławia do projektowania sieci i obiektoacutew kanalizacyjnych zaleca się
model fizykalny opadoacutew maksymalnych (628) zwłaszcza dla praktycznego zakresu td [5
180] minut i C [1 10] lat postaci [1]
100
2650
max )453()530ln(681676)( dd tCCth (89)
ktoacutery po przekształceniu na maksymalne natężenia opadoacutew przyjmuje postać
12650
max ])453()530ln(681676[7166)(
ddd ttCCtq (89a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
Ponadto zaleca się przyjąć w Polsce jako zasadę doboacuter średnic grawitacyjnych kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych na niecałkowite wypełnienie ndash do 90 przepustowości
przekroju przy strumieniu Qm (według zaleceń ATV A-118)
Metoda maksymalnych natężeń (MMN) pozwoli osiągnąć w Polsce roacutewnie bezpieczne
rezultaty wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych jak w wypadku metod czasu przepływu
stosowanych w Niemczech (MWO i MZWS) zaroacutewno pod względem wartości miarodajnych
strumieni deszczy (Qm) jak i osiąganych częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw)
Tak zwymiarowane (MMN) systemy kanalizacyjne obejmujące zlewnie deszczowe o
powierzchni F gt 2 km2 zaleca się dodatkowo sprawdzać pod kątem ich przepustowości
hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane modele symulacyjne -
hydrodynamiczne dla spełnienia wymagań PN-EN 752 co do akceptowalnych społecznie
częstości nadpiętrzeń czy wylewoacutew (wg tab 81 83 i 85) Zastosowanie mają tutaj
zwłaszcza probabilistyczne modele opadoacutew maksymalnych
W przypadku Wrocławia korzystać można z modelu opartego na rozkładzie
prawdopodobieństwa Fishera-Tippetta (typu IIImin) dla zakresu td [5 4320] minut i p [1
001] czyli C [1 100] lat o postaciach (DDF i IDF) [1]
8090022202420
max ln 68981197417584)( pttpth ddd (810)
lub
1
8090
022202420
max ]1
ln68981197417584[7166)(
dddd t
CttCtq (810a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p C -
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu z przewyższeniem lata
101
852 WYMIAROWANIE PRZYKŁADOWYCH SIECI KANALIZACYJNYCH
Na potrzeby wymiarowania a następnie modelowania hydrodynamicznego działania
przykładowo zwymiarowanych sieci kanalizacji deszczowej przyjęto modelową zlewnię
deszczową o wymiarach 750 na 2700 m i powierzchni F = 2025 ha (rys 85)
1
2
5
4
3
6
7
10
9
8
11
12
15
14
13
16
17
20
19
18
21
22
25
24
23
26
27
30
29
28
31
32
35
34
33
86
87
90
89
88
81
82
85
84
83
76
77
80
79
78
71
72
75
74
73
66
67
70
69
68
61
62
65
64
63
56
57
60
59
58
51
52
55
54
53
46
47
50
49
48
41
42
45
44
43
36
37
40
39
38 out
Rys 85 Plan zintegrowanych powierzchni cząstkowych modelowej zlewni deszczowej
Zlewnia ta składa się z 90 modułoacutew - zintegrowanych zlewni cząstkowych o powierzchni
cząstkowej 225 ha (o wymiarach 150 na 150 m) Kanalizowana zlewnia w zabudowie
mieszkaniowej znajduje się w terenie płaskim na obszarze Wrocławia Przyjmując zastępczy
(średni ważony) wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = 025 jej powierzchnia
zredukowana wynosi Fzr = 50625 ha Projektowane kanały boczne w liczbie 36 mają
długość 300 m (2 odcinki po 150 m) Kolektor ma długość 2700 m (18 odcinkoacutew po 150 m)
Obliczenia hydrologiczne i hydrauliczne kanalizacji deszczowej przeprowadzono dla 3
wariantoacutew wymiarowania sieci - 3 metodami czasu przepływu a mianowicie
(I) MGN - z modelem opadoacutew Błaszczyka (717) dla H = 590 mm (Wrocław)
(II) MGN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
(III) MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych dla 3
wariantoacutew obliczeniowych sieci kanalizacji deszczowej przedstawiono w tabeli 814
Tabela 814 Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych
przykładowych sieci kanalizacji deszczowej (dla trzech wariantoacutew wymiarowania)
Wariant
metoda
Częstość deszczu
obliczeniowego
C lata
Czas koncentracji
terenowej
tk min
Czas
retencji
kanałowej
tr min
Minimalny czas
trwania deszczu
miarodajnego
tdm min min
Maksymalne
wypełnienie
kanału
D kanały
boczne kolektor
kanały
boczne kolektor
I MGN z
wzorem (717) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
II MGN z
wzorem (810a) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
III MMN z
wzorem (810a) 2 2 0 0 0 15 do 75
102
Wyniki wymiarowania
I MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W I wariancie wymiarowania kanalizacji deszczowej opracowano krzywe natężenia
deszczu z wzoru Błaszczyka (717) Zredukowane (dla czasu przepływu tp) krzywe IDF dla
częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 86
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q dm
s
ha
3
C=2
C=1
p Rys 86 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z wzoru Błaszczyka do MGN
W I wariancie obliczeniowym kanały boczne składają się z dwoacutech odcinkoacutew
obliczeniowych - pierwszy o średnicy K030 oraz drugi o średnicy K040 m Kolektor składa
się z 18 odcinkoacutew o średnicach od K080 do K160 m Obliczeniowy czas przepływu wynosi
456 min Miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych wynioacutesł Qm(I) = 1948 m3s
II MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W II wariancie obliczeniowym opracowano krzywe natężenia deszczu do MGN z modelu
opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia Zredukowane (od czasu przepływu tp) krzywe IDF z
wzoru (810a) dla częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 87
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
C=1
Rys 87 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MGN
W II wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K050 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicach od K080 do K20 m Czas przepływu w sieci wynosi 4385 min
Przyjmując miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948
m3s za 100 to strumień odpływu w II wariancie Qm(II) = 3049 m
3s jest wyższy o 56
103
III MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W III wariancie obliczeniowym na podstawie założeń wyjściowych (tab 814)
opracowano krzywą natężenia deszczu do MMN - z modelu (810a) opadoacutew maksymalnych
dla Wrocławia Krzywą IDF dla C = 2 lata i td min = 15 minut przedstawiono na rysunku 88
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
Rys 88 Krzywa natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MMN
W III wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K060 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicy od K080 do K220 m Czas przepływu wynosi 4333 min Przyjmując
miarodajny strumień objętości odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948 m3s
za 100 to strumień w III wariancie obliczeniowym Qm(III) = 3700 m3s jest wyższy aż o
90 (oraz o 21 wyższy względem II wariantu Qm(II) = 3049 m3s)
853 MODELOWANIE DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
W celu weryfikacji występowania nadpiętrzeń w kanałach w przykładowo
zaprojektowanych sieciach należy zgodnie z zaleceniami DWA-A 1182006 obciążyć
zlewnię modelową deszczem o częstości występowania C = 3 lata (wg tab 83) i czasie
trwania dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w sieci
Ponieważ w zaprojektowanych zlewniach modelowych (średni) czas przepływu jest rzędu
45 min opracowano na podstawie wzoru (810) na maksymalną wysokość deszczu we
Wrocławiu opad modelowy o czasie trwania t = 90 min Do symulacji działania sieci
wykorzystano oprogramowanie SWMM 50
Ideą opadoacutew modelowych jest oddanie w sposoacuteb zbliżony do rzeczywistości przebiegu
typowych opadoacutew - o zmiennej w czasie intensywności Przykładem jest model Eulera typu
II zalecany min do symulacji działania kanalizacji w Niemczech a obecnie w Polsce [1]
104
Rys 3 Opad modelowy Eulera typu II o C = 3 lata i t = 90 min dla Wrocławia
Wyniki modelowania
Ad I Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zwymiarowanej w 3 wariantach obciążono zlewnię opracowanym opadem modelowym
Eulera typu II dla warunkoacutew wrocławskich Z sumarycznej wysokości opadu (2675 mm)
czwarta jego część (ψ = 025) przekształcana była w spływ powierzchniowy i trafiała do
kanalizacji
Profil kolektora wraz z maksymalnymi wypełnieniami w czasie trwania opadu (31-sza
minuta) dla zwymiarowanej w I wariancie sieci kanalizacyjnej przedstawiono na rys 810
Rys 810 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Zaprojektowana w I wariancie sieć kanalizacji deszczowej nie ma odpowiedniej
przepustowości hydraulicznej aby bez nadpiętrzeń do poziomu terenu odprowadzać
modelowane spływy ściekoacutew deszczowych Jak pokazano na rysunku 810 praktycznie cały
kolektor poza ostatnim odcinkiem pracuje pod ciśnieniem w czasie trwania zadanego
opadu modelowego Nadpiętrzenia rzędu kilku metroacutew w tym do powierzchni terenu (i
105
wylania) występują w większości węzłoacutew obliczeniowych kolektora W przypadku kanałoacutew
bocznych roacutewnież mamy do czynienia z licznymi nadpiętrzeniami
Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania opadu modelowego nie zmieściły się
lub wylały się z sieci wynosi 1291 m3 Większa część z tej objętości to ścieki deszczowe
ktoacutere wylały się w początkowych odcinkach sieci - w węzłach obliczeniowych gdzie
zagłębienie kolektora jest najmniejsze Łącznie wylania zanotowano aż w 71 węzłach
obliczeniowych czyli w 71 zintegrowanych zlewniach cząstkowych
Węzły obliczeniowe w ktoacuterych nastąpiły wylania przedstawiono schematycznie na
rysunku 814 Tylko w przypadku 19 z 90 węzłoacutew napiętrzenia nie osiągnęły w żadnej chwili
czasowej trwania opadu modelowego poziomu terenu
Rys 814 Miejsca spiętrzeń powyżej poziomu terenu w modelowej zlewni
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
W I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej maksymalny modelowy strumień
objętości na ostatnim odcinku kolektora wynioacutesł Qmax(I) = 516 m3s
Ad II Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zaprojektowanej w II wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o
częstości występowania C = 3 lata i o czasie trwania t = 90 min (analogicznie jak w
przypadku I wariantu) Profil kolektora wraz z wypełnieniami w wybranym czasie trwania
opadu (31 minuta) przedstawiono na rysunku 816
Rys 816 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
106
Jak widać z rysunku 816 napiętrzenia na początkowych odcinkach kolektora w
przedstawionej chwili czasowej symulacji osiągają poziom terenu Środkowe i po części
końcowe odcinki kolektora pracują już pod niewielkim ciśnieniem W przypadku
początkowych kanałoacutew bocznych także mamy do czynienia z nadpiętrzeniami do poziomu
terenu Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania deszczu modelowego nie
zmieściły się lub wylały się z sieci wynosi 20 m
3 Łącznie wylania zanotowano w 12
węzłach (rys 819)
Rys 819 Miejsce nadpiętrzeń do poziomu terenu w modelowej zlewni
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Maksymalny modelowy strumień objętości (w II wariancie) na ostatnim odcinku
kolektora wynosił Qmax(II) = 611 m3s
Ad III Sieć deszczowa zwymiarowana MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
Do weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej zaprojektowanej
w III wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o częstości C = 3
lata i o czasie trwania t = 90 min Profil kolektora (34 minuta) przedstawiono na rysunku
821
Rys 821 Profil kolektora w 34 minucie trwania opadu modelowego
w III wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Jak wynika z rysunku 821 praktycznie cały kolektor pracuje ze swobodnych lustrem
ściekoacutew W przypadku wszystkich kanałoacutew bocznych nadpiętrzenia do poziomu terenu
roacutewnież nie występują - brak wylewoacutew z kanałoacutew
107
Maksymalny modelowy strumień objętości przepływu (w III wariancie) na ostatnim
odcinku kolektora wynosił Qmax(III) = 695 m3s
854 WNIOSKI Z ANALIZ DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
Przeprowadzone badania miały na celu weryfikację przydatności do bezpiecznego
projektowania sieci (i obiektoacutew) kanalizacyjnych tzw metod czasu przepływu Zestawienie
wynikoacutew wymiarowania i analiz działania modelowych sieci kanalizacyjnych (dla trzech
wariantoacutew) przedstawiono w tabeli 818
Tab 818 Zestawienie wynikoacutew wymiarowania i modelowania działania przykładowych sieci
kanalizacyjnych w terenie płaskim w warunkach wrocławskich
Wariant
obliczeń
Parametry projektowe kanalizacji deszczowej Parametry modelowe
Strumień
odpływu
Qm
Objętość
sieci
VK
Wskaźnik
objętości
VKj
Rezerwa
systemu
VR
Maksymalny
wymiar
kolektora
Maksymalne
zagłębienie
kolektora
Strumień
modelowy
Qmax
Liczba
wylewoacutew
Lw
Objętość
wylewoacutew
Vw
m3s m
3 m
3ha m m ppt m
3s - m
3
I 1948 4849 239 22 K16 599 516 71 1291
II 3049 7234 357 22 K20 591 611 12 20
III 3700 9825 485 28 K22 533 695 0 0
Przeprowadzone analizy wskazały jednoznacznie że bezpieczną metodą czasu
przepływu jest MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia ze względu na
brak nadpiętrzeń do powierzchni terenu i wylewoacutew z kanalizacji
Wzoacuter Błaszczyka i ogoacutelnie MGN znacznie niedoszacowuje miarodajny do wymiarowania
sieci strumień objętości ściekoacutew deszczowych ze względu na licznie występujące
nadpiętrzenia do powierzchni terenu i wylania Proacuteba zastosowania w MGN wzoru opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia też nie przyniosła zadawalających wynikoacutew - zmalała jedynie
liczba nadpiętrzeń i objętość wylewoacutew z kanalizacji
9 PODSTAWY WYMIAROWANIA HYDRAULICZNEGO
PRZEWODOacuteW ŚCIEKOWYCH I KANAŁOacuteW
91 RODZAJE I KLASYFIKACJE PRZEPŁYWOacuteW CIECZY
W kanałach przewodach ściekowych i obiektach kanalizacyjnych wyroacuteżnić można pod
względem hydraulicznym trzy zasadniczo roacuteżniące się przepływy cieczy [2 39 64 69 72
84 189 232]
pod ciśnieniem - pełnym przekrojem przewodu ściekowego (kanału)
o swobodnej powierzchni - przy częściowym wypełnieniu kanału
o swobodnej strudze - np przez koronę przelewu
Odrębną grupę stanowią przepływy ciśnieniowe o ruchu wirowym spotykane min w
urządzeniach do dławienia energii czy regulatorach hydrodynamicznych
Gdy parametry ruchu cieczy takie jak ciśnienie prędkość przepływu i przyspieszenie
nie zmieniają się w czasie i w przestrzeni to taki ruch jest ustalony W przeciwnym
wypadku tj gdy parametry ruchu są funkcjami zaroacutewno położenia jak i czasu ruch taki jest
nieustalony
Powiązanie parametroacutew ruchu cieczy z geometrią przewodoacutew ściekowych czy kanałoacutew
ujmują układy roacutewnań roacuteżniczkowych de Saint-Venanta o roacuteżnym stopniu uproszczeń
stosowanych do ich wymiarowania (tab 91)
Tab 91 Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych
odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110 [1]
Oznaczenia do tabeli
x ndash wspoacutełrzędna drogi t ndash wspoacutełrzędna czasu Q ndash strumień objętości q ndash jednostkowy
dopływodpływ boczny (przyjmowany jako ustalony) A ndash powierzchnia przekroju poprzecznego
strumienia cieczy i ndash spadek dna J ndash spadek linii energii wywołany tarciem h ndash wysokość
napełnienia kanału względnie wysokość ciśnienia w przewodach całkowicie wypełnionych v ndash
średnia prędkość przepływu g ndash przyspieszenie ziemskie
KANALIZACJA I
109
Przy rozwiązaniu pełnego układu roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy tj roacutewnania
zachowania pędu i roacutewnania zachowania masy (ciągłości przepływu) - oznaczonego w tab
91 jako bdquo0rdquo - metoda obliczeniowa jest dokładna dla roacuteżnych stanoacutew i uwarunkowań
systemowych w wyniku powiązania strumieni przepływu i poziomoacutew cieczy z parametrami
geometrycznymi przewodoacutew a także średnią prędkością przepływu Znajduje zastosowanie
do modelowania działania systemoacutew kanalizacyjnych w czasie rzeczywistym
Układ roacutewnań oznaczony jako bdquo1rdquo ma ścisłe zastosowanie do kanałoacutewprzewodoacutew
tranzytowych - bez bocznych dopływoacutewodpływoacutew
Dalsze uproszczenia tj pominięcie pierwszego czy drugiego członu roacutewnania ruchu
(postaci bdquo1rdquo) może już prowadzić do błędoacutew obliczeniowych (postać bdquo4rdquo) Jednak błędy te
mogą mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się
Układy roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne
analitycznie - poza postacią oznaczoną w tab 91 jako bdquo7rdquo - bdquoprzepływ normalnyrdquo
Konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich rozwiązywania
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna i stała na ogoacuteł chropowatośćszorstkość ścian Przy ich
wymiarowaniu przepływy ściekoacutew są traktowane najczęściej jako ustalone i roacutewnomierne
(chwilowo niezmienne) co dla strumienia miarodajnego (maksymalnego) Qm jest jak
dotychczas podstawą doboru wymiaroacutew liniowych kanału czy przewodu
Przykładowo dla kanałoacutew częściowo wypełnionych zakłada się że rozwiązanie
roacutewnania ruchu cieczy (postaci bdquo7rdquo ndash tab 91) i = J mieści się w klasie dokładności danych
wyjściowych dotyczących głoacutewnie strumienia przepływu
92 PRZEPŁYWY PEŁNYM PRZEKROJEM PRZEWODU
921 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
Podczas przepływu cieczy newtonowskiej (ścieki - woda) w przewodach zamkniętych
powstają naprężenia styczne (opory ruchu) wywołane lepkością określane jako straty
hydrauliczne Wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh) w całkowicie wypełnionym
rurociągu o długości l i średnicy wewnętrznej d wyraża wzoacuter Darcy-Weisbacha
gR
l
gd
lh
h 242Δ
22
(93)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (tarcia) -
- średnia prędkość strumienia cieczy w przekroju poprzecznym rurociągu ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Rh - promień hydrauliczny stosunek powierzchni przekroju poprzecznego (A) strumienia
cieczy do obwodu zwilżonego (U) Rh = d4 - dla przewodoacutew o przekroju kołowym
całkowicie wypełnionych m
KANALIZACJA I
110
Dla izotermicznych (bez wymiany ciepła) przepływoacutew turbulentnych cieczy mających
znaczenie praktyczne w sieciach kanalizacyjnych (i wodociągowych) tzn przy wartościach
liczby Reynoldsa Re gt 4000 (gdzie Re = d1306middot10-6
) w literaturze naukowo-technicznej
dostępnych jest wiele wzoroacutew określających wartość wspoacutełczynnika λ - najczęściej w
odniesieniu do konkretnych materiałoacutew przewodoacutew Ich ogoacutelna postać zależy od strefy w
jakiej odbywają się przepływy wodyściekoacutew
W ruchu turbulentnym wyodrębnia się trzy takie strefy a mianowicie
strefę I - przepływoacutew w przewodach hydraulicznie gładkich gdzie λ = f1 (Re)
strefę II - przepływoacutew przejściowych λ = f2 (Re kd)
strefę III - przepływoacutew o kwadratowej zależności oporoacutew λ = f3 (kd)
Wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (λ) zaleca się obliczać z uwikłanej postaci wzoru
Colebrooka-Whitersquoa
hR
k
d
k
4713Re
512log2
713Re
512log2
1
(94)
gdzie
k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu m
Re - liczba Reynoldsa Re = dν equiv 4Rhν -
ν - wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej cieczy m2s
Wzoacuter (94) ma uniwersalny charakter obejmujący swoim zakresem wszystkie 3 strefy
przepływoacutew turbulentnych
Dla przepływoacutew w III strefie jako alternatywną do metody bazującej na wzorach Darcy-
Weisbacha (93) i Colebrooka-Whitersquoa (94) do wymiarowania przewodoacutew wodnych w tym
kanałoacutew ściekowych całkowicie wypełnionych stosowana jest metoda oparta na wzorze
Chezy-Manninga na prędkość średnią (w ms) o dogodnej postaci analitycznej
21321JR
nJRC hhM (99)
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości przewodu sm13
Rh - promień hydrauliczny m
J - jednostkowy spadek energii wywołany tarciem (J = Δhl) -
CM - wspoacutełczynnik Cheacutezy do wzoru Manninga m12
s
61
61
4
11
d
nR
nC hM (910)
KANALIZACJA I
111
Wspoacutełczynnik szorstkości (n) we wzorze Manninga zależy od stanu hydraulicznego
przewodoacutew - analogicznie jak zastępcza chropowatość (k) W normie PN-EN 752
definiowany jest jako wspoacutełczynnik Manninga K = 1n ktoacuterego wartość (w III strefie) można
uzależnić od k za pomocą wzoru
k
d
dgK
73log
324
61
(911)
922 SPRAWNOŚĆ HYDRAULICZNA PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW
Wpływ zmian chropowatości przewodu w czasie na przepływność
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu Q = A
gdzie A - pole powierzchni przekroju porzecznego przewodu kołowego o średnicy d)
przyjmie postać
2
52
8Δ Q
d
l
gh
(919)
Dzieląc obustronnie (919) przez l (długość przewodu) otrzymamy wzoacuter na jednostkowy
spadek energii
22
52
18CQQ
dgJ
(920)
gdzie
8λ(gπ2d
5) = C ndash oporność właściwa rurociągu o średnicy d (w s
2m
6)
Zmiany oporności rurociągu w czasie t lat eksploatacji (z C0 na Ct) charakteryzuje
wskaźnik względnej oporności δc
5
0
00
t
ttC
d
d
C
C
(921)
Przy niezmiennym w czasie strumieniu przepływu (Q = idem) ze wzoroacutew (920) i (921)
wynika wprost że δc = JtJ0 i po czasie t spadek linii energii Jt zwiększa się (δc gt1) względem
wyjściowego J0 (dla czasu t = 0) do wartości Jt = δc J0
Przekształcając (920) ze względu na Q otrzymamy
JMJdg
Q 252
8
1
(922)
gdzie
λndash12
(gπ28)
12d
52 = M - przepływność właściwa rurociągu o średnicy d (w m
3s) przy
czym M = C ndash12
(oraz C = 1M 2)
KANALIZACJA I
112
Zmiany przepływności rurociągu eksploatowanego przez t lat (z M0 na Mt) charakteryzuje
wskaźnik względnej przepływności ηM
25
0
21
0
0
d
d
M
M t
t
tM
(923)
Przy niezmiennym w czasie spadku linii energii (J = idem) z wzoroacutew (922) i (923) wynika
0Q
QtM (924)
stąd po czasie t lat strumień przepływu Qt zmniejsza się (ηM lt 1) względem wyjściowego Q0
(dla czasu t = 0) do wartości Qt = ηM Q0
Do ilustracji zjawiska spadku przepływności (ηM) wywołanej wzrostem chropowatości
(kt) za punkt odniesienia wybrano dwa rurociągi hydraulicznie gładkie (k0 = 0) o średnicach
d0 = 01 i 10 m i o przepływnościach właściwych M0 (w czasie t0 = 0)
Przyrosty chropowatości w czasie t eksploatacji zadawano dyskretnie z przedziału
kti 01 04 1 2 3 mm Przyjęto za wyjściową prędkość przepływu 0 = 10 ms Dla
temperatury wody 28315 K wspoacutełczynniki λ0 i λti obliczano ze wzoru Colebrooka-Whitersquoa
(94) dla k0 = 0 i kti
Wyniki obliczeń ηM(kti) naniesiono na wykres (rys 93)
Rys 93 Wpływ wzrostu chropowatości kt (w czasie t) na względną przepływność rurociągoacutew ηM
(poziom odniesienia ηM = 1 - rury hydraulicznie gładkie k0 = 0)
Przykładowo z rysunku 93 wynika że dla rurociągu o średnicy d0 = 01 m ze wzrostem
chropowatości np do kt = 10 mm jego przepływność zmniejszy się o rząd 33 (ηM = 067) w
poroacutewnaniu do k0 = 0 mm Dla rurociągu o średnicy d0 = 10 m analogiczny rezultat spadku
przepływności o 33 (ηM = 067) osiągnięty zostanie przy wzroście chropowatości do
KANALIZACJA I
113
wartości kt = 30 mm Wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu na wartość ηM uwidacznia się
jedynie w wypadku przewodoacutew o małych średnicach
Wpływ zmian średnicy przewodu w czasie na przepływność
Wpływ zmniejszenia średnicy (np wskutek znacznego odkładania się osadoacutew) na
sprawność hydrauliczną ciśnieniowych rurociągoacutew wodnych zilustrować można na podstawie
metodologii opartej na wzorze Manninga (99) - dla III strefy przepływoacutew turbulentnych (n =
idem) Wzoacuter (99) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu przyjmie postać
JMJdn
dJ
d
nQ M
2138
35
221
32
4
1
44
1 (925)
gdzie
πd83
(453
n) = MM - przepływność właściwa rurociągu (d) do wzoru Manninga (w m3s)
Względne zmiany przepływności rurociągu (MMiMM0) ujmuje jak w (923) wspoacutełczynnik
ηMM
38
0
0
0
d
d
n
n
M
M i
iM
MiMM (926)
a przy niezmiennym spadku linii energii J = idem oraz n = idem z wzoroacutew (925) i (926)
wynika
38
00
d
d
Q
Q iiMM (927)
stąd strumień przepływu Qi zmieni się względem wyjściowego Q0 do wartości Qi = ηMM Q0
Z rysunku 94 wynika min że wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu z d0 do di dla
warunkoacutew jednakowej chropowatości ścian (w III strefie przepływoacutew turbulentnych n =
idem) na spadek przepływności rurociągu ηMM = (did0)83
- wynika głoacutewnie z fizycznego
zmniejszania się pola powierzchni przekroju poprzecznego rurociągu w funkcji (did0)2 a
tylko w mniejszej części w funkcji (did0)23
- z oporoacutew ruchu
(did0)83
= (did0)2(did0)
2
Rys 94 Wpływ względnej średnicy rurociągu przy n = idem na względną przepływność ηMM
KANALIZACJA I
114
Podobnie też można interpretować wpływ zwiększenia średnicy rurociągu did0 gt 1 (np po
jego oczyszczeniu z osadoacutew) na wzrost ηMM = QiQ0
923 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CIŚNIENIOWYCH
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh w m) w
przewodach i kanałach ściekowych - całkowicie wypełnionych ma ogoacutelna postać
gR
lh
h 24Δ
2 (928)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych -
l - długość przewodu (kanału) m
Rh - promień hydrauliczny (Rh = d4) m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Uwzględniając fakt że w praktyce na wartość wspoacutełczynnika oporoacutew liniowych (λ)
wpływ mają roacutewnież straty miejscowe - na połączeniach odcinkoacutew rur na niedokładnościach
osiowego ułożenia na zmianach spadkoacutew dna (kierunkoacutew tras przewodu) czy też
niecałkowicie kołowego kształtu przekroju poprzecznego rur (zwłaszcza tworzywowych -
wynikających z technologii zabudowy) a także wynikające z efektoacutew starzenia się
przewodoacutew wodnych w czasie eksploatacji (prowadzących do spadku przepływności)
możemy zapisać
ggR
lhhh
h
ml224
Δ22
(929)
Nieliniowe straty miejscowe (Δhm w m) można rozłożyć roacutewnomiernie na długości
przewodu uzyskując tym samym zastępczą chropowatość eksploatacyjną (ke) i woacutewczas
l
Rhe
4 (930)
gdzie
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych wywołany chropowatością k wg (94) -
ξ - wspoacutełczynnik oporoacutew miejscowych wywołany zaburzeniem rozkładu prędkości -
Po uwzględnieniu (929) i (930) i przekształceniu (928) na spadek linii energii
otrzymamy
KANALIZACJA I
115
gRl
hJ
h
e24
1 2
(931)
gdzie
J - jednostkowy sumaryczny spadek energii (spadek hydrauliczny) wywołany tarciem i
oporami miejscowymi na odcinku kanału o długości l -
Przekształcając (931) ze względu na
gdJJgRe
h
e
21
81
(932)
i wykorzystując ogoacutelną postać wzoru (94) Colebrooka-Whitersquoa dla liczby Reynoldsa
Re = 4Rh ν equiv d ν zapisanego jako
h
e
eheR
k
R 47134
512log2
1
(933)
po podstawieniu (933) do (932) i dalszych przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią
prędkość przepływu (w ms)
JgRR
k
JgRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(934)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = A (gdzie A - pole powierzchni przekroju
poprzecznego przewodu m2) otrzymamy ostatecznie ogoacutelny wzoacuter analityczny na strumień
objętości przepływu (Q w m3s)
AJgRR
k
JgRRQ h
h
e
hh
8
471384
512log2
(935)
skąd dla przewodoacutewkanałoacutew o kołowym kształcie przekroju poprzecznego - o średnicy d (w
m) całkowicie wypełnionych Rh = d4
dJdd
k
dJdQ e 2
713
5670log 9576
(936)
Wg ATV-A110 do wymiarowania przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew tranzytowych
działających pod ciśnieniem (w tym tworzywowych) zaleca się przyjmować uśrednioną
wartość zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości ke = 025 mm
Podana wartość nie uwzględnia jednak strat miejscowych na armaturze kolanach i
łukach kształtkach połączeniowych wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach
kanalizacyjnych takich jak syfony rury dławiące czy reduktory ciśnienia Straty te należy
ustalać indywidualnie Wskazoacutewki znaleźć można min w pracy [2]
KANALIZACJA I
116
Wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej wody w temperaturze 10ordmC (28315 K) wynosi ν10
= 1306 10-6
m2s a dla ściekoacutew przyjmuje się odpowiednio [61]
ν10 = 133 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 100 mgdm
3
ν10 = 137 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 300 mgdm
3
ν10 = 143 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 600 mgdm
3
W celu ułatwienia i wyeliminowania ewentualnych pomyłek w obliczeniowych
inżynierskich do doboru przekroi - średnic przewodoacutew czy kanałoacutew można posługiwać się
nomogramami opracowanymi do wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla przyjętej wartości
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke
Przykładowo wykorzystując nomogramem logarytmiczny przedstawiony na rysunku
95 dotyczący sprawności hydraulicznej ciśnieniowych przewodoacutew żelbetowych o przekroju
kołowym dla k = ke = 10 mm i lepkości wody ν10 = 1306 10-6 m
2s należy dla ustalonej
wartości strumienia Q (w dm3s) i założonej prędkości przepływu ( w ms) dobierać średnicę
(d w mm) przewodu a następnie odczytać wartość spadku linii ciśnienia (J w promilach)
Rys 95 Przykładowy nomogram logarytmiczny do doboru przewodoacutew (żelbetowych) ciśnieniowych
o przekroju kołowym wg wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla k = 10 mm (ν10 = 1306 10-6 m
2s)
KANALIZACJA I
117
93 PRZEPŁYWY W KANAŁACH CZĘŚCIOWO WYPEŁNIONYCH
931 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
U podstaw obliczeń hydraulicznych służących do doboru wymiaroacutew liniowych kanałoacutew
czy przewodoacutew grawitacyjnych działających ze swobodnym zwierciadłem cieczy (tj
częściowo wypełnionych) leży założenie upraszczające iż mamy do czynienia z ruchem
ustalonym i roacutewnomiernym
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna oraz stała chropowatośćszorstkość ścian W ruchu
roacutewnomiernym (ustalonym) występuje wzajemna roacutewnoległość dna kanału (i) wysokości
zwierciadła cieczy (hn(Q)) i linii wysokości energii (J = i) a rozkłady prędkości są jednakowe
we wszystkich przekrojach poprzecznych na danym odcinku kanału ( = idem)
Wychodząc z ogoacutelnej postaci wzoru Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat
hydraulicznych po uwzględnieniu dodatkowo oporoacutew miejscowych wg (929)divide(931)
otrzymamy dla przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych częściowo wypełnionych wzoacuter na spadek
hydrauliczny
gR
il
h
h
e24
1 2
(940)
gdzie
Δh - roacuteżnica wysokości den kanału na odcinku o długości l roacutewna roacuteżnicy wysokości
wypełnień normalnych h = hn (w ruchu roacutewnomiernym) Δh = imiddotl m
i - spadek dna kanału roacutewny sumarycznemu spadkowi linii energii - wywołanej tarciem i
oporami miejscowymi (na odcinku l) -
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
Rh - promień hydrauliczny Rh = AU m
A - powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy m2
U - obwoacuted zwilżony m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Promień hydrauliczny w przypadku przewodoacutew i kanałoacutew całkowicie wypełnionych
jest miarą hydrauliczną roacuteżnych kształtoacutew przekroi poprzecznych (kołowych jajowych
dzwonowych itp) W przypadku przewodoacutew i kanałoacutew częściowo wypełnionych pełni
dodatkowo rolę miary hydraulicznej stopnia wypełnienia przekrojoacutew (np hD ndash wg rys 96)
Rys 96 Schemat hydrauliczny kanału zamkniętego
częściowo wypełnionego (AU = Rh)
KANALIZACJA I
118
Pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy w kanale o przekroju
kołowym przy częściowym - względnym wypełnieniu ηh = hD oblicza się z zależności
geometrycznych
22
2112121arccos4 D
h
D
h
D
hDAn (941)
gdzie
An ndash pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy wypełnieniu
(normalnym) h = hn m2
D - wewnętrzna średnica kanału m
Zależność pomiędzy polem powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy
częściowym wypełnieniu (An) a polem powierzchni całego przekroju poprzecznego kanału
(A) - o średnicy D ujmuje wskaźnik względnej powierzchni (ηA) postaci
D
h
D
h
A
An
A 21arccos2sin21arccos22
1
(942)
Promień hydrauliczny Rh w tym dla względnego wypełnienia przekroju hD oblicza się z
ogoacutelnej postaci wzoru
Dh
DhDhDRh
21arccos
211211
4
2
(943)
Związek pomiędzy promieniem hydraulicznym przy częściowym wypełnieniu a
promieniem hydraulicznym całego przekroju poprzecznego rur określa się z zależności
geometrycznych dla przekroju kołowego
Dh
Dh
R
R
h
hnRh
21arccos2
21arccos2sin1
(944)
gdzie
ηRh - wskaźnik względnego promienia hydraulicznego -
Rh - promień hydrauliczny przewodu o (wewnętrznej) średnicy D przy całkowitym
wypełnieniu Rh = AU = D4 m
Rhn - promień hydrauliczny strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu
(normalnym) h = hn m
Obliczanie przepływoacutew cieczy w kanałach czy przewodach ściekowych częściowo
wypełnionych zaleca się obecnie opierać na wzorze Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej (ke)
KANALIZACJA I
119
Tym samym odstępuje się od stosowania wzoru Manninga ze wspoacutełczynnikiem
szorstkości (n) jako mniej uniwersalnego właściwego jedynie dla przepływoacutew turbulentnych
w III strefie (tzw kwadratowego prawa oporoacutew)
Norma PN-EN 7522008 dopuszcza jednak stosowanie wzoru Manninga w zmienionej
postaci [1] (ze wspoacutełczynnikiem Manninga K = 1n - wg wzoru (911))
2132
6173
log32
4 iRk
D
Dg h
(945)
w ktoacuterej ogoacutelnie D = 4Rh
Przekształcając wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) - ściślej roacutewnanie (940) ze względu na
igRh
e
81
(946)
i wykorzystując wzoacuter (94) Colebrooka-Whitersquoa dla Re = 4Rhν po odpowiednich
przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią prędkość przepływu (w ms)
igRR
k
igRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(947)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = An gdzie An - pole powierzchni przekroju
poprzecznego strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (hn = h) otrzymamy postać
ogoacutelną wzoru analitycznego na strumień objętości przepływu w ruchu roacutewnomiernym
ustalonym (i = J)
nhn
hn
e
hnhn
n AigRR
k
igRRQ
8
471384
512log2
(948)
ktoacutery dla przekroju kołowego uwzględniając zapis An wg (941) przyjmie szczegoacutełową
postać (949) dla h = hn
22 211
21
21arccos8
84148
62750log2
4 D
h
D
h
D
higR
R
k
igRR
DQ hn
hn
e
hnhn
n
Stosując odmienną metodologię Manninga wzoacuter na strumień objętości przepływu w
kanale o przekroju kołowym niecałkowicie wypełnionym przyjmuje analityczną postać (h =
hn)
3
2
2
)21arccos(
)))21arccos(2sin()21arccos(22(
21arccos2sin
2
121arccos
16
1
Dh
DhDhD
D
h
D
hiD
nQn
(950)
KANALIZACJA I
120
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
i - spadek dna kanału i = J ndash w ruchu roacutewnomiernym -
h = hn ndash wypełnienie normalne (w ruchu roacutewnomiernym) m
Wspoacutełczynnik szorstkości kanału w (950) przyjmuje (w III strefie przepływoacutew) postać
161
473log
84
e
hn
hn
ek
R
Rgn (951)
gdzie ne - wspoacutełczynnik szorstkości eksploatacyjnej kanału uzależniony od zastępczej
chropowatości eksploatacyjnej ke
Wg ATV-A110 do wymiarowania grawitacyjnych przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew
działających przy częściowym wypełnieniu zaleca się przyjmować uśrednione wartości
zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości
ke = 050 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew tranzytowych ze studzienkami o kinetach do
wysokości przekroju kanału
ke = 075 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości przekroju kanału
ke = 15 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości połowy przekroju kanału
Podane wartości nie uwzględniają strat miejscowych na armaturze zmianach kierunkoacutew tras
wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach kanalizacyjnych Straty te należy ustalać dodatkowo
932 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CZĘŚCIOWO
WYPEŁNIONYCH
Posługiwanie się wzorami analitycznymi na strumień Q a zwłaszcza na Qn stwarza dużą
trudność ze względu na ich uwikłaną postać W celu ułatwienia obliczeń hydraulicznych
kanałoacutew niecałkowicie wypełnionych opracowano charakterystyki sprawności hydraulicznej
roacuteżnych przekroi kanałoacutew tj zależności na wskaźniki względnych prędkości przepływu η =
n oraz względnych strumieni objętości ηQ = QnQ
Przykładowo dla przekroju kołowego stosując metodologię opartą na wzorze
Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu pewnych uproszczeń (bowiem przy częściowym
wypełnieniu zaroacutewno jak i Q zależą roacutewnież od i oraz k) otrzymamy wg Franke [2 54]
85
h
hnn
R
R
(952)
KANALIZACJA I
121
oraz
85
h
hnnnQ
R
R
A
A
Q
Q (953)
gdzie
η - wskaźnik względnych prędkości przepływu stosunek prędkości n przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do prędkości przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
Rh - promień hydrauliczny przy całkowicie wypełnionym kanale (Rh = D4) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu - normalnym hn m
ηQ - wskaźnik względnych strumieni objętości stosunek strumienia Qn przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do strumienia Q przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
A - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu (A =
πD24) m
2
An - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy częściowym wypełnieniu - hn
(wg wzoru (941)) m2
Na rysunku 97 przedstawiono krzywe sprawności hydraulicznej η i ηQ od hD (w ) dla
kanału o przekroju kołowym o średnicy D
Rys 97 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Według metodologii opartej na wzorze Colebrooka-Whitersquoa całkowita przepustowość
kanału (100) tj przy całkowitym wypełnieniu przekroju (100) osiągana jest już przy
względnym wypełnieniu hD = 0827 - w kanałach o przekroju kołowym bądź hH = 0867 -
w kanałach jajowych czy też hH = 0807 - w kanałach dzwonowych (gdzie H oznacza
wysokość przekroju kanału proporcjonalną do jego szerokości B) wg rys 97divide99
Promień hydrauliczny osiąga woacutewczas (prawie) maksymalne wartości a warunki
przepływu odpowiadają panującym w kanałach otwartych Krzywe sprawności hydraulicznej
kanałoacutew interpretuje się więc tylko do wymienionych wyżej względnych wypełnień
UWAGA Kanały grawitacyjne należy dobierać na przepływ ze swobodnym zwierciadłem
roacutewnież ze względu na niebezpieczeństwo samoistnego bdquozapowietrzania sięrdquo strumienia i
niestabilne warunki przepływu przy całkowitych wypełnieniach (powstawać mogą woacutewczas
poduszki powietrzne na załamaniach spadkoacutew odcinkoacutew kanałoacutew)
KANALIZACJA I
122
Rys 98 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju jajowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Rys 99 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju dzwonowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Wymiarowany przekroacutej kanału powinno dobierać się tak aby teoretyczna jego
przepustowość całkowita Q (przy danym spadku dna) była zawsze większa od strumienia
obliczeniowego
Wg zasad wypracowanych w Niemczech (ATV A-118) w przypadku kanałoacutew
deszczowych bądź ogoacutelnospławnych zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli
strumień obliczeniowy przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
kanału - przy danym spadku dna (i)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
hD le 075 - w wypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych czy też
hH le 072 - w przypadku kanałoacutew dzwonowych
KANALIZACJA I
123
W praktyce inżynierskiej występują najczęściej dwa typy zadań hydraulicznych
doboacuter wymiaru - przekroju poprzecznego kanału (kołowego o średnicy D lub innego
o wysokości przekroju H) dla danego strumienia przepływu (Qn) i spadku dna (i) z
określeniem wypełnienia normalnego hn(Qn) oraz średniej prędkości przepływu
n(Qn)
obliczenie przepustowości (Q lub Qn) kanału o danym spadku dna (i)
Do wymiarowania kanałoacutew ściekowych deszczowych i ogoacutelnospławnych stosowany był
powszechnie wzoacuter Manninga (99) w ktoacuterym wspoacutełczynnik szorstkości kanału
przyjmowany jest najczęściej w stałej wartości n = 0013 m13
s (ogoacutelnie n [0010 0016]
sm13
czemu odpowiada w przybliżeniu k [025 50] mm)
W celu ułatwienia doboru przekrojoacutew kanałoacutew sporządzone zostały wykresy i
nomogramy do wzoru Manninga przedstawiające graficznie zależności pomiędzy
parametrami
konstrukcyjnymi takimi jak średnica (przekroacutej) kanału spadek dna szorstkość a
hydraulicznymi takimi jak wypełnienie prędkość i strumień przepływu
Najczęściej stosowane były dwa rodzaje pomocy graficznych a mianowicie
nomogramy drabinkowe przedstawiające zależności D Q i dla kanałoacutew
całkowicie wypełnionych ktoacutere wymagały dodatkowo posługiwania się wykresami
sprawności hydraulicznej przekrojoacutew kanałoacutew przy niecałkowitym wypełnieniu
nomogramy logarytmiczne (scalone) opracowane dla roacuteżnych przekrojoacutew kanałoacutew
niecałkowicie wypełnionych (dla n = constans)
Przykład obliczeniowy z zastosowaniem nomogramu drabinkowego i krzywych
sprawności przekroju kołowego (wg rys 910 i 911)
Należy dobrać średnicę kanału (ściekowego) dla obliczeniowego strumienia przepływu Qn =
15 dm3s i spadku dna i = 5 permil
Rys 910 Przykład nomogramu drabinkowego do doboru kanałoacutew kołowych
(oznaczono Qc equiv Q oraz Vc equiv )
KANALIZACJA I
124
Tok postępowania
1 Prowadzimy prostą (1) przechodząca przez punkty i = 5permil oraz Q = 15 dm3s (rys 910)
Dobieramy pierwszą większą (katalogową) średnicę tj D = 020 m Przez punkty D = 02 m
oraz i = 5 permil prowadzimy prostą (2) i odczytujemy strumień przepływu przy całkowitym
wypełnieniu Q = 22 dm3s oraz prędkość przy całkowitym wypełnieniu = 080 ms
2 Następnie korzystamy z krzywej sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
przedstawiającej zależność pomiędzy względnym wypełnieniem kanału (hD) a względnym
strumieniem przepływu (ηQ) - wyrażonych w (rys 911) Krzywa ta umożliwia ustalenie
wartości względnego wypełnienia przekroju kanału i względnej prędkości przepływu (dla
odczytanych z nomogramu drabinkowego parametroacutew hydraulicznych całkowicie
wypełnionego kanału tj strumienia Q i prędkości )
Rys 911 Idea korzystania z wykresu sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
(oznaczono QQC equiv QnQ oraz vvC equiv n)
Dla ustalonej z nomogramu drabinkowego (rys 910) wartości strumienia przy
całkowitym wypełnieniu Q = 22 dm3s obliczamy wartość funkcji sprawności przepływu ηQ
= 1522 = 0682 asymp 68 Następnie z krzywej sprawności (rys 911) dla ηQ = 68
odczytujemy
po lewej stronie hD = 61 = 061
po prawej stronie ηυ = 108 = 108
Stąd wypełnienie (normalne) w dobranym kanale wyniesie hn = 061∙D = 061∙02 = 012 m
a prędkość przepływu n = η middot = 108∙080 = 086 ms
Dla innych (niż kołowy) przekrojoacutew poprzecznych kanałoacutew np jajowych jajowych
podwyższonych gruszkowych czy dzwonowych korzystamy z właściwych nomogramoacutew
drabinkowych i krzywych sprawności danego przekroju kanału
Tok postępowania przy wykorzystaniu nomogramoacutew scalonych - logarytmicznych
opracowanych dla roacuteżnych (typowych) przekrojoacutew kanałoacutew przedstawiono na rysunku 912
ηQ = QQc
η = c
KANALIZACJA I
125
Rys 912 Idea korzystania z nomogramu logarytmicznego do doboru kanałoacutew kołowych
(wg wzoru Manninga)
Przykłady obliczeniowe - z zastosowaniem nomogramoacutew scalonych
1) Dla danych Qn = 20 dm3s oraz i = 40permil należy dobrać kanał o przekroju kołowym dla n
= 0013 sm13
Wychodząc od strumienia Qn = 20 dm3s (wg idei na rys 912)
po prawej stronie nomogramu - dobrano średnicę D = 025 m i odczytano
wypełnienie h = hn = 013 m a następnie
po lewej stronie nomogramu - dla D = 025 m i hn = 013 m odczytano prędkość
przepływu n = 080 ms
2) Dla danych Qn = 400 dm3s oraz i = 20permil należy dobrać kanał o przekroju jajowym dla n
= 0013 sm13
Z nomogramu scalonego podanego na rys 913 dobrano kanał J06 x 09 m i
odczytano wypełnienie h = hn = 070 m (hH = 078 lt 079 - dla 90 przepustowości Q wg
rys 98) oraz ustalono n = 12 ms (dokładny wynik obliczeń hn i n uzyskamy tylko po
zastosowaniu wzoroacutew analitycznych)
Rys 913 Przykładowy nomogram logarytmiczny do wzoru Manninga do doboru kanałoacutew
grawitacyjnych o przekroju jajowym (dla n = 0013 m13
s)
KANALIZACJA I
126
94 ZALECANE SPADKI DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
W systemach kanalizacyjnych spadek dna (i) kanałoacutew grawitacyjnych powinien zawierać
się w granicach
imin i imax (955)
- zależnie od wymiaru (średnicy D) kanału i spadku terenu
Spadek mniejszy od minimalnego (imin - dla danej średnicy) w efekcie zbyt małych
prędkości przepływu ściekoacutew prowadziłyby do odkładania się osadoacutew i w efekcie do
zamulenia kanału
Spadek większy od maksymalnego (imax - dla danej średnicy) prowadziłyby do niszczenia
kanałoacutew - wskutek erozji powodowanej głoacutewnie zawiesiną mineralną przy znacznych
prędkościach przepływu
Powszechnie w literaturze zalecana jest formuła Imhoffa na spadek minimalny (imin)
D
i1
min (956)
gdzie
imin - w promilach gdy wymiar średnicy D wyrażony jest w metrach lub
imin - w ułamku gdy D w mm
W przypadku kanałoacutew o innym przekroju niż kołowy (np jajowy dzwonowy gruszkowy)
za bdquoDrdquo do formuły (956) należy przyjmować szerokość przekroju w tzw pachach (np dla
kanału jajowego J 06x09 m - woacutewczas bdquoDrdquo = 06 m)
Według badań Suligowskiego formuła (956) może być stosowana dla względnych
wypełnień kanałoacutew większych od 30 (hD gt 03) co zostanie roacutewnież wykazane w pracy
Historycznie w wytycznych technicznych projektowania (WTP) miejskich sieci
kanalizacyjnych z 1965 roku sformułowano zasadę zachowania minimalnej prędkości (min)
przepływu ściekoacutew przy całkowitym wypełnieniu kanałoacutew jako warunku ich
bdquosamooczyszczania sięrdquo odpowiednio
w systemie kanalizacji rozdzielczej tj w kanałach bytowo-gospodarczych
przemysłowych oraz deszczowych min = 08 ms
w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej min = 10 ms
Wychodząc z powyższych założeń i stosując np wzoacuter Manninga (99) dla n = 0013
sm13
możliwie było ustalenie wartości minimalnych spadkoacutew dna kanałoacutew ze względu na
bdquosamooczyszczanierdquo podanych w tabeli 94 dla przykładowych średnic Wyższe wartości
spadkoacutew minimalnych względem obliczonych z formuły 1D wyboldowano
KANALIZACJA I
127
Tab 94 Obliczone z formuły 1D i z wzoru Manninga (dla n = 0013 sm13
i min) minimalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych ( - stosowane w praktyce)
Lp
Średnica
kanału
D
Minimalne spadki dna kanałoacutew imin
Obliczone z
formuły
1D
Obliczone z wzoru
Manninga dla prędkości
min = 08 ms min = 10 ms
- m permil permil permil 1 020 50 587 918
2 025 40 436 681
3 030 333 (30) 342 534
4 040 25 233 364
5 050 20 173 270
6 060 167 136 212
7 080 125 092 145
8 100 100 069 107
9 150 067 (05) 040 062
10 200 05 027 043
Maksymalne spadki (imax) dna kanałoacutew określano (wg WTP) w podobny sposoacuteb tj przy
całkowitym wypełnieniu prędkość przepływu ściekoacutew nie powinna przekraczać wartości
max = 30 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
betonowych i ceramicznych
max = 50 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
żelbetowych i żeliwnych
max = 70 ms - w kanałach deszczowych i ogoacutelnospławnych niezależnie od
materiału kanałoacutew jako że kanały takie przy znacznym wypełnieniu działają
okresowo w poroacutewnaniu z kanałami bytowo-gospodarczymi i przemysłowymi
W pracy IKŚ z 1983 roku zalecono ograniczenie maksymalnych prędkości przepływu
ściekoacutew niezależnie od materiałoacutew rur do
max = 30 ms - w kanałach ściekowych i ogoacutelnospławnych
max = 50 ms - w kanałach deszczowych i burzowych
co jest racjonalne ze względu na trwałość bezawaryjnego działania kanalizacji
W tabeli 95 podano obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
wartości
maksymalnych spadkoacutew dna kanałoacutew dla prędkości max ndash przy całkowitym wypełnieniu
Tabela 95 Obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
maksymalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych
Lp
Średnica
kanału
D
Maksymalne spadki dna kanałoacutew imax z wzoru
Manninga dla prędkości
max = 3 ms max = 5 ms max = 7 ms
- m permil permil permil 1 020 828 2300 4508
2 025 603 1675 3283
3 030 477 1325 2597
4 040 324 900 1764
5 050 243 675 1323
6 060 189 525 1029
7 080 135 375 735
8 100 99 275 539
9 150 56 156 306
10 200 38 106 209
KANALIZACJA I
128
Grawitacyjne przewody i kanały transportujące ścieki tj mieszaniny ciał stałych i
cieczy powinny być układane z takim spadkiem aby możliwy był zaroacutewno transport
zanieczyszczeń zawartych w ściekach w tym wleczonych przy dnie jak i rozmywanie już
odłożonych (przy mniejszych strumieniach przepływu) złogoacutew i osadoacutew
Z punktu widzenia hydromechaniki transport zanieczyszczeń można zapewnić jeżeli
opoacuter tarcia wyrażony stycznymi naprężeniami ścinającymi ( ) pomiędzy ścianką rury a
ściekami będzie większy od min
Przyjmując minimalne naprężenia ścinające w wysokości
02min Pa - dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
51min Pa - dla kanałoacutew deszczowych
przy czym iR Rhh - dla małych kątoacutew α pochylenia kanałoacutew (woacutewczas i asymp sinα) W
przypadku przekroju kołowego otrzymamy
iR
RD
h
hn 4
(957)
gdzie
- naprężenia ścinające Pa
- ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
D - średnica wewnętrzna przewodu (kanału) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu kanału (normalnym hn) m
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu kanału (Rh = D4) m
i - spadek dna ułamek
Stąd ogoacutelnie
DR
R
gi
hn
h 14 min
min
(958)
a dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych (dla 02min Pa)
DR
Ri
hn
h 1108160 3
min
(959)
i dla kanałoacutew deszczowych (dla 51min Pa)
DR
Ri
hn
h 1106120 3
min
(960)
Przykłady obliczeniowe
Dla kanału o średnicy D = 03 m z formuły (956) spadek minimalny wynosi imin = 103 =
333permil (w praktyce przyjmowany jako 3permil) Z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (959)
otrzymamy dla kanału bytowo-gospodarczego o D = 03 m dla wypełnień względnych
KANALIZACJA I
129
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00107 = 107permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000564 = 564permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000398 = 398permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000317 = 317permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000225 = 225 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
Podobnie z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (960) dla kanału deszczowego o średnicy D
= 03 m otrzymamy dla
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 000803 = 803permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000423 = 423permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000298 = 298permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000238 = 238permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000170 = 170 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
Tak wyliczane spadki (imin) spełniają kryterium hydromechaniczne samooczyszczania
się kanałoacutew ważne zwłaszcza dla małych wypełnień kanałoacutew tj dla małych strumieni
objętości
Minimalne spadki kanałoacutew są woacutewczas znacznie większe od wyliczanych z formuły
bdquo1Drdquo czy też z warunku min = 08 ms (przewyższenia dla D = 03 m wyboldowano)
Formuła imin = 1D ma więc praktyczne zastosowanie dla względnych wypełnień kanałoacutew
większych od 30
Dla względnych wypełnień kanałoacutew hD gt 03 spadki imin wg kryterium
hydromechanicznego są nieco mniejsze niż stosowane imin = 1D - dla kanałoacutew całkowicie
wypełnionych
Według badań Dąbrowskiego uwzględniając nieroacutewnomierność godzinową strumienia
ściekoacutew w wymiarowaniu kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy
przyjmować 52min Pa - dla średnic 020 i 025 m oraz 22min Pa - dla średnic 030
035 040 i 050 m Przyjmowane dotychczas naprężenia minimalne 02min Pa są
właściwe dla średnic ge 060 m
Dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych przyjmując 22min Pa otrzymamy
DR
Ri
hn
h 1108970 3
min
(961)
woacutewczas dla przykładowej średnicy D = 03 m minimalne wartości spadkoacutew wyniosą już
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00118 = 118permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000620 = 620permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000437 = 437permil
KANALIZACJA I
130
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000349 = 349permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000248 = 248 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
Na tym tle zalecone w pracy IKŚ minimalne spadki dna kanałoacutew ściekowych dla
jednostek osadniczych o liczbie mieszkańcoacutew le 1000 imin = 10permil są uzasadnione
UWAGA Przytoczone dane podkreślają wagę i znaczenie obliczeń sprawności hydraulicznej
kanałoacutew do prawidłowego funkcjonowania sieci i zarazem uzasadniają konieczność ich
wykonywania już na etapie koncepcji programowo-przestrzennej (KPP) czy też w projektach
budowlano-wykonawczych (PB i PBW)
Co jest jednak najczęściej pomijane Projektanci dobierają często bdquoświadomierdquo większe
średnice kanałoacutew dążąc za wszelką cenę do wypłycenia kanalizacji co jest błędnym i drogim
w eksploatacji rozwiązaniem
95 STOSOWANE PRZEKROJE KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Wyboacuter kształtu przekroju poprzecznego kanałoacutew zależy od
warunkoacutew hydraulicznych tj strumienia i nieroacutewnomierności przepływu ściekoacutew
(w dobie) oraz wymaganych prędkości samooczyszczania
warunkoacutew statycznych zabudowy kanału tj zagłębienia dna i przykrycia wierzchu
rury (sklepienia)
rodzaju materiału i sposobu wykorzystania kanału w tym dostosowania do
pokonania przeszkoacuted terenowych uniknięcia kolizji itp
Najczęściej stosowane są przekroje kołowe praktycznie we wszystkich systemach
kanalizacyjnych Pod względem statycznym przekroacutej ten jest właściwy zaroacutewno dla małych
jak i znacznych zagłębień kanału Łatwy w prefabrykacji w montażu i budowie ze względu
na pełną symetrię przekroju (w przypadku braku tzw stopki)
Polska norma PN-71B-02710 zalecała do stosowania pięć podstawowych kształtoacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew W Niemczech obowiązują obecnie znormalizowane kształty
i wymiary tylko dla trzech rodzajoacutew przekroi kanałoacutew (kołowego jajowego i dzwonowego)
1 Kanały kołowe o średnicach wewnętrznych d equiv D = h = b (w m) - oznaczone jako K
K 015 020 025 030 040 050 060 080 10 12 14 16 18 20 m i większe o
wielokrotności 05 m tj np K 25 30 35 40 m
Rys 914 Geometria kanałoacutew kołowych (K)
KANALIZACJA I
131
Przekroje kołowe są powszechnie stosowane w kanalizacji bytowo-gospodarczej i
przemysłowej deszczowej oraz ogoacutelnospławnej przy czym w kanalizacji ogoacutelnospławnej
najczęściej do wymiaru K le 05 m
2 Kanały jajowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h
=15b) oznaczone jako J (J 06 x 09 m 07 x 105 m 08 x 12 m 10 x 15 m 12 x 18 m)
Rys 915 Geometria kanałoacutew jajowych (J)
Przekroje jajowe były powszechnie stosowane w kanalizacji ogoacutelnospławnej (powyżej
K05 m) do wymiaru J12 x 18 m Powyżej tego wymiaru należało stosować przekroje
złożone - z kinetami na ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe (Z poroacutewnania
sprawności hydraulicznej kanału kołowego o średnicy D z jajowym o przekroju D x 15D
wynika że przy całkowitym wypełnieniu Q(J) = 161Q(K) oraz (J) = 110(K))
3 Kanały jajowe podwyższone o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x
wysokość przekroju (h =175b) oznaczone jako JP (JP 06 x 105 m 07 x 1225 m 08 x
140 m 10 x 175 m 12 x 210 m
Rys 916 Geometria kanałoacutew jajowych podwyższonych (JP)
4 Kanały gruszkowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =125b) oznaczone jako GR (GR 14 x 175 m 16 x 20 m 18 x 225 m 20 x
25 m i większe o wielokrotności 05 m)
KANALIZACJA I
132
Rys 917 Geometria kanałoacutew gruszkowych (GR)
5 Kanały dzwonowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =085b) oznaczone jako DZ (DZ 14 x 119 m 16 x 136 m 18 x 153 m 20
x 170 m i większe o wielokrotności 05 m)
Rys 918 Geometria kanałoacutew dzwonowych (DZ)
Kanały dzwonowe ze względu na małą wysokość przekroju h lt b znajdują zastosowanie
wszędzie tam gdzie nie ma wystarczającej wysokości bądź przykrycia terenem czy też przy
występujących kolizjach z istniejącym uzbrojeniem Geometria sklepienia kanałoacutew DZ - jak
kanałoacutew GR
Poza normowe - nietypowe przekroje kanałoacutew
Odstępstwa geometrii kanałoacutew od zdezaktualizowanej obecnie normy (branżowej)
budowlanej PN-71B-02710 wymagały zgody Polskiego Komitetu Normalizacji (PKN) na ich
produkcję i stosowanie Obecnie zgodnie z Ustawą z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ
U Nr 169 poz 1386) stosowanie Polskich Norm jest bdquodobrowolnerdquo (nie tworzy się też norm
branżowych - B)
Jednak pewna unifikacja geometrii kanałoacutew (nie tylko betonowych) jest nadal potrzebna
ze względoacutew praktycznych - eksploatacyjnych (napraw konserwacji czy przyszłościowej
wymiany) Przykładem może być tutaj norma PN-EN 19162005
(Odniesienie do problemoacutew prawnych jest omoacutewione w rozdziale 1 i 10 w [1])
Do budowy nowych czy modernizacji istniejących systemoacutew kanalizacyjnych
dopuszczalne jest obecnie stosowanie innych w tym nietypowych kształtoacutew i wymiaroacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew podanych dla przykładu na rysunkach 919divide924
KANALIZACJA I
133
Przekroacutej eliptyczny
Rys 919 Geometria kanałoacutew eliptycznych (h = 067b)
Przekroacutej kołowo-troacutejkątny
Rys 920 Geometria kanałoacutew kołowo-troacutejkątnych
Przekroacutej prostokątny
Rys 921 Geometria kanałoacutew prostokątnych
Przekroacutej pięciokątny (tzw bdquofuumlnfeckrdquo)
Rys 922 Geometria kanałoacutew pięciokątnych
KANALIZACJA I
134
Przekroacutej kołowy z kinetą ściekową (tzw bdquoLindleyrsquoardquo)
Rys 923 Geometria kanałoacutew kołowych z kinetą
Nietypowe w tym złożone przekroje kanałoacutew nie mają na ogoacuteł opracowanych
charakterystyk przepływu - h = f(Q) woacutewczas należy je wyznaczyć doświadczalnie lub
analitycznie opierając się na podanych już roacutewnaniach ruchu np
AQ oraz 21321 iR
nh przy UARh
Rys 924 Przykładowa charakterystyka przepływu h = f(Q) złożonego przekroju kanału
96 PRZEPEŁNIANIE SIĘ KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Przepełnianie się kanałoacutew grawitacyjnych i praca pod ciśnieniem jest problemem
eksploatacyjnym zwłaszcza w systemach kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej
podczas występowania deszczu o rzadszej powtarzalności niż częstość (C) przyjęta do
zwymiarowania kanałoacutew
Woacutewczas kanały zaczynają działać z większym niż projektowane wypełnienie (dla
strumienia Q(C)) następnie z całkowitym i w końcu pod ciśnieniem (przy Qmax)
KANALIZACJA I
135
Prowadzić to może w efekcie do wylewania się ściekoacutew z kanałoacutew w tzw punktach
krytycznych sieci tj w najniżej położonych wpustach ulicznych podwoacuterzowych czy
piwnicznych czy też studzienkach kanalizacyjnych
Spadek linii ciśnienia (J = Jmax) będzie woacutewczas większy od spadku dna kanału (ik)
Wynika to wprost z analizy postaci np wzoru Manninga (99) w połączeniu z roacutewnaniem
ciągłości ruchu
21
max
32
max 1
JRn
AQ h (962)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu m2
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu m
J - spadek linii ciśnienia (energii) -
Rys 925 Przebieg linii ciśnienia (ilcmax equiv Jmax) wzdłuż trasy kanału grawitacyjnego o spadku dna ik -
podczas działania pod ciśnieniem skreślenia oznaczają nieaktywność parametroacutew ruchu (Qn i hn)
Maksymalny spadek linii ciśnienia Jmax jest ograniczony przez punkt krytyczny -
przecięcie się linii ciśnienia z powierzchnią terenu wg rysunku 925 Wartości spadku Jmax
odpowiada maksymalny strumień przepływu Qmax zgodnie z wzorem (962) Większy
strumień deszczu niż Qmax nie zmieści się już w kanale pozostanie więc na powierzchni
terenu jako nieodebrany - rozlewając się po powierzchni i niewiele podnosząc spiętrzone w
kanale (studzience) zwierciadło ściekoacutew Stąd na podstawie (962) możemy napisać
maxmax JaQ (963)
przy czym constRn
Aa h 321 oraz idem
l
HHJ
min
max - wg rys 925
Strumień objętości ściekoacutew (Q) przy całkowitym wypełnieniu kanału o spadku dna ik
wynosi
kiaQ (964)
przy czym ik =l
H - wg rys 925 a stąd stosunek strumieni
KANALIZACJA I
136
1minminmaxmax
H
H
H
HH
ia
Ja
Q
Q
k
(965)
Oznaczając sH
Hmin otrzymamy 1max s
Q
Q a stąd 1max sQQ a więc
Qmax gt Q ponieważ 1s gt 1
Wynika stąd że strumień Qmax ograniczony jest zagłębieniem kanału Hmin - w punkcie
krytycznym (rys 925) Im większa będzie wartość Hmin tym większa jest wartość 1s i
tym większy będzie strumień Qmax
Z powyższej analizy wynika że każdy kanał (kolektor) ma w sobie pewną rezerwę
przepustowości ktoacutera jest wykorzystywana w przypadku pojawienia się większego
strumienia przepływu niż obliczeniowy - przyjęty do wymiarowania kanału Q(C) a
spowodowany deszczem o mniejszym prawdopodobieństwie wystąpienia Jednak po
przeanalizowaniu oddziaływania spiętrzonych ściekoacutew w kolektorze na warunki odbioru
ściekoacutew w kanałach bocznych (zbieraczach) powyższy wniosek nie musi odnosić się do całej
sieci
Praca kolektoroacutew kanalizacyjnych pod ciśnieniem powoduje wzrost ich przepustowości
ale jednocześnie wywołuje podtapianie kanałoacutew bocznych (zbierających roacutewnież ścieki
opadowe) mogąc przyczynić się z kolei do obniżenia ich przepustowości hydraulicznej
Na rysunku 926 przedstawiono trzy przypadki spadkoacutew linii ciśnienia w kanałach
bocznych wymuszone przez roacuteżne poziomy cieczy w kolektorze (analogia do naczyń
połączonych)
Rys 926 Trzy przypadki wpływu wysokości ciśnienia w kolektorze
na działanie kanałoacutew bocznych o spadku dna ik (b)
Analiza zjawisk 1 Przypadek - przepływ w kolektorze ze swobodnym zwierciadłem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym ilc equiv Jb = Jbmax gt ik(b) woacutewczas strumień
Qbmax gt Qb(C)
2 Przypadek - przepływ w kolektorze pod ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb = ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb = Qb(C)
3 Przypadek - przepływ w kolektorze pod znacznym ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb lt ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb lt Qb(C)
KANALIZACJA I
137
Z rysunku 926 wynika że kolektor podtopiony do poziomu w 3-cim rozważanym
przypadku wywoła spadek linii ciśnienia Jb w kanale bocznym (b) mniejszy od spadku dna
kanału bocznego ik(b) i woacutewczas strumień przepływu pod ciśnieniem Qb w tym kanale będzie
mniejszy niż jego strumień obliczeniowy Qb(C) Wystąpi więc dławienie przepływu i spadek
przepustowości kanału bocznego - brak odbioru ściekoacutew w studzience na jego początku Przy
roacuteżnicach rzędnych studzienek ścieki mogą nawet wylewać się z kolektora na powierzchnię
terenu poprzez kanał boczny
Chcąc ograniczyć niekorzystne skutki wynikające z takich przypadkoacutew sformułowano w
Polsce jako zasadę ndash już nieaktualną iż
kolektory powinny być wymiarowane na większy strumień przepływu tj na większą
wartość częstości obliczeniowej deszczu C np C = 2 lata - dla kanalizacji deszczowej
oraz C = 5 lat ndash w kanalizacji ogoacutelnospławnej (w płaskim terenie - tab 71) a
kanały boczne (zbieracze) na mniejszy strumień tj na mniejszą wartość częstości deszczu
np C = 1 rok - dla kanalizacji deszczowej oraz C = 2 lata - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
(w przypadku płaskiego terenu - tab 71)
Powyższą zasadę uzasadniano ekonomicznie otoacuteż koszt jednostkowy budowy kolektoroacutew
jest znacznie większy ale dotyczy mniejszej ich długości w sieci w poroacutewnaniu z kosztem
budowy kanałoacutew bocznych o zdecydowanie większej długości w sieci kanalizacyjnej
UWAGA Zasada ta straciła swą aktualność w świetle normy PN - EN 7522008 -
ujednolicenia częstości deszczy dla kolektora i kanałoacutew bocznych
Zasięg cofki piętrzącej (lc) w kanale o niecałkowitym wypełnieniu obliczyć można
rozwiązując roacutewnanie roacuteżniczkowe ustalonego nieroacutewnomiernego ruchu cieczy (tab 91) z
ktoacuterego wynika spadek dhdl czyli kształt zwierciadła ściekoacutew na długości (l) kanału
3
22
11
gA
bQ
Ji
Fr
Ji
dl
dh
(966)
gdzie
h - (zmienne) wypełnienie w kanale zależne od długości l (w zasięgu cofki piętrzącej
zmienia się od h = hn do h = hsp - wg rys 927) m
i - spadek dna kanału (roacutewny spadkowi zwierciadła ściekoacutew i spadkowi linii energii w
ruchu roacutewnomiernym przy wypełnieniu normalnym hn) - J(n) - (zmienny) spadek linii energii w ruchu nieroacutewnomiernym (wywołany stratami tarcia)
Fr - liczba Froudersquoa -
b - szerokość zwierciadła cieczy w kanale m
KANALIZACJA I
138
Rys 927 Schemat do obliczeń zasięgu cofki piętrzącej w kanale
Zasięg cofki piętrzącej obliczyć też można w przybliżony sposoacuteb stosując uproszczone
wzory na zasięg lc (stosowane w budownictwie wodnym - dla rzek) postaci
i
hhl nc
(967)
lub dla małych spiętrzeń (Δh) z dużym przybliżeniem
i
hlc
2 (968)
10 ZASADY PROJEKTOWANIA BUDOWY I
EKSPLOATACJI SIECI KANALIZACYJNYCH
101 UKŁADY SIECI KANALIZACYJNYCH
Topologia (układ) sieci kanalizacyjnych - kolektoroacutew i kanałoacutew bocznych zależy głoacutewnie
od
konfiguracji terenu (spadkoacutew podłużnych i poprzecznych) względem odbiornika
układu geometrycznego ciągoacutew komunikacyjnych (pieszo-jezdnych)
zabudowy terenu
Ogoacutelną i podstawową zasadą jest lokalizowanie - ze względoacutew hydraulicznych
kanałoacutew głoacutewnych (kolektoroacutew) na kierunkach najmniejszych spadkoacutew
powierzchni terenu
kanałoacutew bocznych (zbieraczy) na kierunkach największych spadkoacutew powierzchni
terenu tj w miarę prostopadle do warstwic terenu
przykanalikoacutew w miarę prostopadle do zbieraczy i kolektoroacutew
KANALIZACJA I
139
W konkretnych warunkach terenowych układ sieci kanalizacji grawitacyjnej zaroacutewno
ogoacutelnospławnej rozdzielczej czy poacutełrozdzielczej może być zrealizowany w oparciu o
poniższe schematy ideowe - ogoacutelnomiejskie (w skali całego miasta) bądź lokalne
1011 UKŁADY OGOacuteLNOMIEJSKIE
I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych
II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych
IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Ad I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 101 Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
Rys 102 Układ poprzeczny kanalizacji grawitacyjnej - z kolektorem zbiorczym
KANALIZACJA I
140
Ad III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 103 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Rys 104 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej - z kanałami odciążającymi
1012 UKŁADY LOKALNE
V Układ promienisty
VI Układ pierścieniowy
VII Układy strefowe
Ad V Układ promienisty
Rys 105 Układ promienisty kanalizacji grawitacyjnej ndash w kotlinie
KANALIZACJA I
141
Ad VI Układ pierścieniowy
Rys 106 Układ pierścieniowy kanalizacji grawitacyjnej ndash na wzgoacuterzu
Ad VII Układy strefowe
a) b)
Rys 107 Układy strefowe kanalizacji grawitacyjno-pompowej
a) z wododziałem b) w niecce terenowej
Na wyboacuter układu systemu kanalizacyjnego w danych warunkach terenowych
(ogoacutelnomiejskich bądź lokalnych) wpływ ma także wiele innych czynnikoacutew takich jak
ilość i rodzaj ściekoacutew (zwłaszcza przemysłowych)
istniejąca sieć hydrograficzna w tym wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich
zdolność do samooczyszczania się
możliwość odprowadzania ściekoacutew przez przelewy burzowe a także
gęstość zabudowy terenu i możliwości finansowe inwestora (ewentualne
etapowanie inwestycji)
KANALIZACJA I
142
102 PROJEKTOWANIE TRAS KANAŁOacuteW
1021 SYTUOWANIE KANAŁOacuteW W PLANIE
Położenie sytuacyjne osi przewodoacutew kanalizacyjnych (podobnie jak wodociągowych
ciepłowniczych gazowych itp) powinno być roacutewnoległe względem
osi ulic (krawężnikoacutew chodnikoacutew)
linii rozgraniczających zabudowy
istniejącego zbrojenia podziemnego
W szerokich ciągach komunikacyjnych (pieszo-jezdnych) ndash o szerokości przekraczającej
30 m i obustronnej zabudowie należy projektować dwa roacutewnoległe kanały bytowo-
gospodarcze Liczba i układ kanałoacutew deszczowych zależy od warunkoacutew miejscowych
Uzyskamy woacutewczas ciągi kanałoacutew o stosunkowo płytkim posadowieniu o mniejszych
średnicach i mniejszych kosztach budowy (mniej kolizji z istniejącym uzbrojeniem)
Wymagane odległości projektowanych kanałoacutew od istniejącego uzbrojenia podziemnego
i nadziemnego terenu regulowane są odpowiednimi przepisami miejscowymi (np
powiatowymi czy wojewoacutedzkimi) ustalanymi w Zespołach Uzgadniania Dokumentacji
Projektowych (ZUDP) Przykładowo we Wrocławiu minimalna odległość zewnętrznego
obrysu kanału od
krawężnika - wynosi 20 m (wg [] 12 m)
budynku mieszkalnego 50 m (wg [] 40 m)
toroacutew kolejowych 50 m (wg [] od skrajnej szyny torowiska)
autostrad 50 m
drzew krzewoacutew 10 m (wg [] 20 m)
drenażu podziemnego 20 m
przewodu ciepłowniczego 30 m (wg [] 12divide14 m w zależności od średnicy)
przewodu wodociągowego 20 m (wg [] 12divide17 m w zależności od średnicy)
kabli energetycznych i telekomunikacyjnych 20 m
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Zmiany kierunkoacutew tras kanałoacutew
Kanały nieprzełazowe - o wysokości przekroju H = D lt 10 m należy układać odcinkami
prostymi pomiędzy studzienkami rewizyjnymi (inspekcyjnymi) Każda zmiana kierunku
trasy musi odbywać się więc w studzience
Rys 108 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach H = D lt 10 m - w łukach droacuteg
KANALIZACJA I
143
Kanały przełazowe - o wysokości przekroju H = D 10 m można budować w łukach o
łagodnych krzywiznach o promieniu R przy czym Rmin ge 5b gdzie b = D - szerokość kanału
w tzw pachach oraz Rmin ge 50 m
Rys 109 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach przekroju H = D 10 m - w łukach droacuteg
Na początku i końcu łuku właściwe jest lokalizowanie studzienek rewizyjnych aby
umożliwić wejście i czyszczenie takiego odcinka (niewidoczny przelot kanału)
Łączenie kanałoacutew
Łączenie tras kanałoacutew powinno odbywać się w studzienkach tzw połączeniowych pod
kątem 90 do kierunku przepływu ściekoacutew (rys 1010)
Rys 1010 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
Gdy z układu tras łączonych kanałoacutew wychodzi kąt ostry 90 należy zastosować
dodatkową studzienkę rewizyjną - wg rys 1011
Rys 1011 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
KANALIZACJA I
144
Kanały nieprzełazowe (H lt 10 m) łączymy w studzienkach połączeniowych (o
przekroju kołowym) a kanały przełazowe (H 10 m) w komorach połączeniowych -
najczęściej o przekroju wieloboku
A) B)
Rys 1012 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew
A) nieprzełazowych - w studzienkach połączeniowych (StP) ndash studzienka kołowa
B) przełazowych - w komorach połączeniowych (KP) - wielobok foremny
1022 WYSOKOŚCIOWE SYTUOWANIE KANAŁOacuteW
Ogoacutelną zasadą jest prowadzenie - układanie kanałoacutew możliwie jak najpłycej względem
powierzchni terenu (najmniejsze koszty budowy wykopoacutew) Jednakże zagłębienie kanału
determinowane jest przez
minimalne zagłębienie kanału Zmin umożliwiające grawitacyjny dopływ ściekoacutew tzw
przykanalikami - z budynkoacutew wpustoacutew ulicznych podwoacuterzowych itp
strefę przemarzania gruntu Hz stąd wynika minimalne przykrycie kanału Hmin gt Hz
spadki i ukształtowanie terenu po trasie kanału
inne czynniki jak np kolizje z istniejącym uzbrojeniem podziemnym
Rys 1013 Przykładowy profil kanału grawitacyjnego
Rys 1014 Podział Polski na strefy głębokości przemarzania gruntu (HZ) wg PN-81B-03020
KANALIZACJA I
145
O niezbędnym przegłębieniu kanałoacutew ulicznych decydują najczęściej tzw punkty
krytyczne sieci tj najniżej zlokalizowane wpusty uliczne lub podwoacuterzowe czy też piwniczne
(z ktoacuterych najczęściej występują wylania z kanalizacji)
UWAGA Należy przy tym zwroacutecić uwagę na konieczność przestrzegania warunkoacutew
wytrzymałościowych odnośnie stosowanych rur kanalizacyjnych i warunkoacutew ich
zabudowy - wynikających z obciążeń statycznych naziomem gruntu oraz obciążeń
dynamicznych z ruchu pojazdoacutew
Minimalne zagłębienia przykanalikoacutew i kanałoacutew Zmin
Minimalne przykrycie przykanalikakanału deszczowego (Hmin gt HZ) przyjmuje się
najczęściej od 10 do 16 m w zależności od rejonu Polski - strefy przemarzania gruntu (wg
rys 1014) - z zapasem minimum 02 m
Zasadniczo przykanaliki i kanały ściekowe powinny być układane głębiej
Hmin ge Hz + (02divide04) m
Minimalne zagłębienie przykanalikakanału (Zmin) zależy od jego średnicy Dla
przykanalika ściekowego o np D = 020 m woacutewczas Zmin(02) ]02 41[ m - w zależności od
strefy przemarzania - z zapasem minimum 04 m
Gdy zagłębienie kanału na jego
trasie jest mniejsze niż Zmin woacutewczas
należy go docieplić materiałem o
małym wspoacutełczynniku przewodzenia
ciepła np keramzytem
lub nasypem ziemnym
Rys 1015 Schematy dociepleń kanałoacutew na odcinkach gdzie H lt Hmin
Nasyp ziemny może jednak stanowić przeszkodę komunikacyjną i może też utrudniać
spływ woacuted powierzchniowych czy roztopowych
KANALIZACJA I
146
Maksymalne zagłębienia kanałoacutew Zmax
Najczęściej przyjmuje się obecnie Zmax le 60 m ppt (wg WTP z 1965 r Zmax [6 8] m
ppt) Gdy Z gt Zmax stosuje się pompownie strefowe lub bdquogoacuterniczerdquo metody budowy
kanałoacutew tj tzw wiercenia bdquopoziomerdquo lub przeciski (rys 1016)
Rys 1016 Sposoby pokonywania wzniesień na trasie kanału
Obliczenia niezbędnego zagłębienia kanałoacutew ulicznych
W przeciętnych warunkach terenowych miast jako niezbędne (i zarazem minimalne)
zagłębienie kanałoacutew ulicznych przyjmuje się na ogoacuteł
Z [18 23] m ppt - w kanalizacji deszczowej
Z [23 28] m ppt - w kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej
Z [25 30] m ppt - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Takie zagłębienia kanałoacutew umożliwiają min
prawidłowe podłączenie przykanalikoacutew i kanałoacutew bocznych - zbieraczy
nie powodują na ogoacuteł kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym terenu np z
przewodami wodociągowymi Z [15 18] m ppt czy przewodami ciepłowniczymi
Z [12 15] m ppt
Szczegoacutełowo niezbędne zagłębienie kanałoacutew ustalić można na podstawie obliczeń
według poniższych schematoacutew (w zależności od rodzaju kanalizacji)
KANALIZACJA I
147
Kanalizacja ściekowa - schemat obliczeniowy
Rt Rt
Ru
Z2 Z3 Z1
l2
l3
l1
h
h = i l1 1
d p1
p1
pp = 000
i2i1
g1
Rys 1017 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ściekowego alternatywnie
wariant z 2 kanałami (o zagłębieniu Z1 i Z2) i wariant z jednym kanałem (o Z3)
Wzoacuter wyjściowy na niezbędne zagłębienie kanałoacutew
Z = g + p + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (101)
gdzie
g - zagłębienie posadzki piwnicy względem rzędnej terenu przy budynku Rt m
p - położenie przykanalika względem fundamentu (pmin = 05 m dla kamionki i 03 m dla
żeliwa) m
dp - średnica przykanalika (dp min = 015 m) m
i - spadek dna przykanalika (imin = 15permil dla dp = 015 m i imin = 10permil dla dp = 020 m)
h - wypełnienie w kanale ulicznym (najczęściej przyjmuje się h = 05d) m
Ru - rzędna osi ulicy (ewentualnie rzędna terenu nad kanałem) m npm
Rt - rzędna terenu przy budynku (ewentualnie poziom progu - pp = 000 m npm)
Kanalizacja deszczowa - schemat obliczeniowy
Z = H + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (102)
Rys 1018 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału deszczowego
KANALIZACJA I
148
Kanalizacja ogoacutelnospławna - schemat obliczeniowy Do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego stosujemy wzory (101)
lub (102)
Rys 1019 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego h - wypełnienie w
kanale (do tzw pach przekroju jajowego) Zp - zamknięcie przeciwcofkowe
1023 WYBOacuteR SPADKOacuteW DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych (ik) powinny być dostosowane do spadku terenu
(it) ale jednocześnie muszą spełniać warunek hydrauliczny ikmin le ik le ikmax - zależnie od
średnicy kanału (wg rozdziału 9 [1])
Każda zmiana spadku na trasie kanału grawitacyjnego musi rozpoczynać się i kończyć w
studzience kanalizacyjnej podobnie jak i zmiana przekroju kanału czy wysokości dna kanału
na odpływie czy też zmiana trasy kanału - dla średnic lt 10 m
I przypadek gdy minkt ii
tj gdy spadek terenu it jest mniejszy od minimalnego spadku dna kanału ik min woacutewczas na
trasie kanału występuje systematyczny wzrost wartości zagłębienia kanału od np Zmin do
Zmax
Rys 1020 Racjonalny spadek dna kanału w terenie płaskim ik = ik min
KANALIZACJA I
149
II przypadek gdy maxmin ktk iii
- kanał roacutewnoległy do terenu tj ik = it woacutewczas zagłębienie kanału na jego trasie jest
niezmienne i wynosi np Zmin
Rys 1021 Racjonalny spadek dna kanału w terenie pochyłym
zgodnym z kierunkiem przepływu ściekoacutew ik = it
III przypadek gdy maxkt ii
Rys 1022 Racjonalny spadek dna kanału w stromym terenie ik = ik max
1024 SPOSOBY POŁĄCZEŃ KANAŁOacuteW
Mamy do dyspozycji 4 sposoby połączeń kanałoacutew przy wzroście wymiaroacutew (średnic bądź
wysokości przekroju) kanałoacutew mianowicie poprzez
a) wyroacutewnanie den kanałoacutew - tanie w budowie jednak hydraulicznie nie poprawne
b) wyroacutewnanie sklepień - drogie w budowie (zagłębienie) poprawne hydraulicznie
c) wyroacutewnanie osi ndash trudne w budowie poprawne hydraulicznie
d) wyroacutewnanie zwierciadeł ściekoacutew - trudne w budowie hydraulicznie właściwe
KANALIZACJA I
150
Ad a) 0h
Rys 1023 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu den
Ad b) 12 ddh
Rys 1024 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu sklepień
Ad c) 2
12 ddh
Rys 1025 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu osi kanałoacutew
Ad d) 12 hhh 21 hhh
Rys 1026 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu zwierciadeł ściekoacutew
KANALIZACJA I
151
Przykłady sposoboacutew łączenia kanału bocznego (zbieracza) z kolektorem bądź
przykanalika z kanałem bocznym podano na schematach
Rys 1027 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju kołowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1028 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju jajowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1029 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
(widok z goacutery)
KANALIZACJA I
152
W sieciach kanalizacyjnych nie dopuszcza się do zmniejszenia przekroju kanału na jego
trasie - niezależnie od wypełnień w kanałach Przykład takiej potencjalnej możliwości -
sytuacji podano na rysunku 1030
Rys 1030 Sytuacja terenowa stwarzająca potencjalną możliwość zmniejszenia przekroju
kanału na dolnym odcinku (przyjmujemy jednak d1 = d2)
Dolny (drugi) odcinek kanału o bardzo dużym spadku dna przy danym strumieniu
objętości wymaga hydraulicznie mniejszej średnicy kanału (d2) w poroacutewnaniu do średnicy
(d1) - na goacuternym (pierwszym) odcinku kanału - o małym spadku dna przyjmujemy jednak d1
= d2 - ze względoacutew praktycznych np nie zatykania się kanałoacutew ściekowych Woacutewczas
wypełnienie kanału dolnego (h2) będzie mniejsze niż goacuternego (h1)
Przypadek odwrotny do sytuacji podanej na rys 1030 - niekorzystne hydraulicznie
połączenie kanałoacutew o roacuteżnych spadkach dna i terenu zobrazowano na rysunku 1031
Woacutewczas h2 gt h1 oraz d2 gt d1
Rys 1031 Niekorzystny przypadek połączenia kanałoacutew (d2 gt d1) - występuje
cofka piętrząca i praca goacuternego odcinka kanału pod ciśnieniem
KANALIZACJA I
153
1025 RODZAJE I DOBOacuteR STUDZIENEK KANALIZACYJNYCH
Rozstaw tzw włazowych studzienek kanalizacyjnych na kanałach nieprzełazowych - o
wysokości przekroju kanału H lt 10 m i przełazowych - do H lt 14 m nie powinien być
większy niż
50divide75 m wg zaleceń [1]
60divide80 m wg zaleceń []
Natomiast dla kanałoacutew przełazowych o H 14 m
75divide120 m wg [1]
80divide120 m wg []
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Polska norma (branżowa - budowlana) PN-B-10729 z 1999 r zalecała minimalne
średnice betonowych studzienek kanalizacyjnych jako
m01min - dla kanałoacutew o średnicach D le 03 m
m21min - dla kanałoacutew o średnicach D = 04divide06 m
m41min - dla kanałoacutew o średnicach do D = 08 m
m61min - dla kanałoacutew o średnicach powyżej D gt 08 m
Podobne zalecenia w tym zakresie wynikają też z aktualnej polskiej normy PN-EN
19172004 (zharmonizowanej z normą europejską)
Zgodnie z Ustawą z 2002 roku o normalizacji norma nie jest aktem prawnym Tak więc
unormowane wartości są jedynie wskazoacutewkami - zalecanymi jednak do stosowania
Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw nie włazowych studzienek kanalizacyjnych
(zaroacutewno rewizyjnych ndash przelotowych jak i połączeniowych) tj o małych średnicach studni
rzędu 03divide06 m wykonanych najczęściej z tworzyw sztucznych
Jednak stosowanie takich studzienek ograniczone jest zwykle do małych średnic kanałoacutew
(015divide03 m) płytko ułożonych Ze względoacutew eksploatacyjnych na terenach o luźnej
zabudowie wydaje się właściwe stosowanie woacutewczas np naprzemiennie studzienek
włazowych (jako połączeniowych) i nie włazowych (jako rewizyjnych)
Należy zwroacutecić uwagę na fakt iż betonowe studzienki kanalizacyjne jak wykazała
praktyka lepiej sprawdzają się w gruntach o zmiennym poziomie woacuted podziemnych w
warunkach występowania naprężeń dynamicznych a także w czasie zalania (podtopienia)
odwadnianego terenu Są niewrażliwe na wyparcie przez wodę ze względu na swoacutej ciężar
Przykładowe ndash klasyczne konstrukcje betonowych włazowych studzienek rewizyjnych
(tzw inspekcyjnych) i połączeniowych przedstawiono na rysunkach 1032 1033 i 1034
KANALIZACJA I
154
Rys 1032 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w jezdni (1- właz
żeliwny 2- płyta pokrywowa z pierścieniem podporowym 3 - krąg studzienny komina złazowego 4 -
krąg przejściowy 5 - krąg komory roboczej 6 - betonowa kineta ściekowa 7 - krąg fundamentowy
monolityczny 8 - fundament 9 - stopnie złazowe)
Rys 1033 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w trawniku
(1- właz żeliwny 2- płyta pokrywowa 3 i 4 - kręgi studzienne 5 - fundament 6- stopnie złazowe)
KANALIZACJA I
155
Rys 1034 Betonowa studzienka połączeniowa o głębokości gt 30 m (w przypadku lokalizacji w
jezdni niezbędne jest oparcie płyty pokrywowej z włazem na pierścieniu podporowym wg rys 1032)
Studzienki kaskadowe i komory kaskadowe służą do pokonywania roacuteżnic wysokości
przy zmianach zagłębień kanałoacutew Studzienki kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla małych
średnic kanałoacutew (mała energia kinetyczna strumienia ściekoacutew)
Przykładowo dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych należy stosować studzienki
kaskadowe z dodatkowym pionowym bądź ukośnym przewodem spadowym (o mniejszej
średnicy) na zewnątrz studzienki Roacuteżnica poziomoacutew den kanałoacutew (Hmax) przy takiej
konstrukcji studzienek kaskadowych nie powinna przekraczać 4 m (rys 1035 i 1036)
Rys 1035 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew ściekowych o d 04 m
KANALIZACJA I
156
Rys 1036 Przykład połączeniowej studzienki kaskadowej
W kanalizacji deszczowej dla małych spadoacutew (Hmax le 06 m) i średnic kanałoacutew (d le 06
m) stosowane są pionowe studzienki kaskadowe ewentualnie z obniżeniem dna - tworzącym
tzw poduszkę wodną do tłumienia energii spadającego swobodnie strumienia ściekoacutew (rys
1037)
Rys 1037 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew deszczowych
Komory kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla dużych średnicprzekroi kanałoacutew (d gt
06 m) w tym do pokonywania dużych roacuteżnic wysokości zagłębień kanałoacutew Kaskady mają
specjalnie formowaną pochylnię - kinetę spadową (rys 1038) Niszczenie (dławienie)
nadmiaru energii kinetycznej strumienia cieczy poruszającej się po pochylni odbywa się w
zagłębieniu dna komory - poniżej dna kanału odpływowego Towarzyszy temu odskok
hydrauliczny zwany odskokiem Bidonersquoa
Rys 1038 Schemat komory kaskadowej dla kanałoacutew o d gt 06 m
Niezbędne zagłębienie progu (p) w dnie komory kaskadowej po wyznaczeniu grubości
tzw poduszki wodnej oblicza się z wzoroacutew na głębokości sprzężone Następnie oblicza się
długość komory (L) z wzoru
KANALIZACJA I
157
)( ee HHHL 33032 (103)
gdzie
He - wysokość energii rozporządzalnej w goacuternym kanale He = hg + υ22g m
H - roacuteżnica rzędnych dna kanałoacutew goacuternego i dolnego (wysokość spadu) m
hg - wypełnienie normalne w goacuternym kanale m
υ - średnia prędkość przepływu w goacuternym kanale ms
Obliczenia wspoacutełrzędnych (x y) kształtu krzywizny pochylni (wg rys 1038) wykonuje
się zadając wartości y i wyliczając x z roacutewnania
HyLx 2 (104)
103 PROJEKTOWANIE SYFONOacuteW KANALIZACYJNYCH
Syfony kanalizacyjne służą do pokonywania przeszkoacuted terenowych takich jak koryta
rzeczne niecki czy kolidujące z trasą kanału podziemne obiekty pod tymi przeszkodami
Rys 1039 Przykład syfonu pod dnem rzeki (1- komora rozdzielcza na dopływie
2- przewoacuted płuczący 3 - komora połączeniowa na odpływie)
Przepływ w syfonie złożonym z jednego lub z kilku przewodoacutew odbywa się pod
ciśnieniem ze stratą energii sh - na pokonanie oporoacutew liniowych i miejscowych
Rys 1040 Schemat działania syfonu pod dnem rzeki
KANALIZACJA I
158
Ze względu na występujące wytrącanie się i odkładanie osadoacutew należy przewidzieć
możliwość płukania i czyszczenia (mechanicznego lub hydrodynamicznego) przewodoacutew
syfonowych zwłaszcza odcinkoacutew wznoszących się
Celowa jest więc budowa przed syfonami (na kierunku napływu ściekoacutew) studzienki jako
piaskownika oraz studzienki (na wylocie z syfonu) umożliwiającej płukanie i zbieranie
popłuczyn
UWAGA Ogoacutelnie stosowanie syfonoacutew kanalizacyjnych jest rozwiązaniem bardzo
kłopotliwym w eksploatacji Syfony powinny być więc projektowane tylko w wyjątkowych
przypadkach gdyż są w praktyce wysoce awaryjne - wymagają częstego czyszczenia
Prędkość przepływu ściekoacutew w przewodach syfonowych nawet przy minimalnych
przepływach powinna być większa od prędkości samooczyszczania Na ogoacuteł przyjmuje się
jako minimum [1]
09 ms w kanalizacji rozdzielczej (przy przepływach nocnych ściekoacutew pogody
bezdeszczowej - nie mniej niż 07 ms)
12 ms w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Z drugiej strony prędkość przepływu nie powinna być zbyt duża gdyż prowadzi do dużych
wartości strat hydraulicznych (Δhs) i w konsekwencji do dużych niezbędnych roacuteżnic den
kanałoacutew na wlocie i wylocie z syfonu
Minimalna średnica syfonu to 015 m Stosuje się tutaj rury żeliwne stalowe czy
żelbetowe obecnie coraz częściej roacutewnież wzmocnione tworzywa sztuczne
W kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej stosuje się najczęściej kilka przewodoacutew
syfonowych o roacuteżnych średnicach i o wlotach na roacuteżnych poziomach włączających się do
pracy kolejno w miarę zwiększania się strumienia dopływających ściekoacutew pogody
deszczowej
Rys 1041 Sytuowanie wysokościowe wlotoacutew do rur syfonowych w komorze dopływowej
(przekroje pionowe i widok z goacutery)
KANALIZACJA I
159
Obliczenia hydrauliczne syfonoacutew sprowadzają się do
doboru średnic przewodoacutew syfonowych (ds) ze względu na prędkość przepływu υs
określenia strat hydraulicznych w syfonie (Δhs) tj roacuteżnicy zwierciadeł ściekoacutew w
studzienkach 1 i 2 (lub roacuteżnicy rzędnych dna kanałoacutew dopływowego i odpływowego)
Rys 1042 Schemat do obliczeń hydraulicznych syfonu
gd
lh s
s
s
i
is2
)(2
(105)
gdzie
ξi - wspoacutełczynniki strat miejscowych na wlocie i zmianach kierunkoacutew - łuki 1 i 2
- wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych na długości odcinkoacutew l1 l2 i l3 - z wzoru Colebrooka
- Whitersquoa lub z formuły Chezy-Manninga (dla strefy oporoacutew kwadratowych)
= 8g n2 (ds4)
13 (106)
s - wspoacutełczynnik energii kinetycznej roacutewny wspoacutełczynnikowi strat wylotowych
s = 1 + 293 ndash 155 32
(107)
Rys 1043 Schemat układu roacutewnolegle działających rur syfonowych
Gdy występuje kilka rur syfonowych o roacuteżnych średnicach di - jak na rysunku 1043
woacutewczas
2QKh zs (108)
przy czym
2
1
1
i
z
K
K (109)
KANALIZACJA I
160
oraz
Ki = Kli + Kmi = Ci il + SKi ( i ) (1010)
Wielkości poszukiwane
i
s
iK
hQ
(1011)
stąd
)(42
iii dQ (1012)
gdzie
Kz - zastępczy wspoacutełczynnik oporności układu roacutewnolegle połączonych przewodoacutew
syfonowych s2m
5
Ki - wspoacutełczynnik oporności przewodu syfonowego o średnicy di
Kli - wspoacutełczynnik oporności liniowej przewodu di o długości Σ li
Kmi - wspoacutełczynnik oporności miejscowej Σ ξi przewodu di
Ci - wspoacutełczynnik oporności właściwej przewodu di (do strat liniowych) s2m
6
iii
i
i ddg
C
5
52082660
18 (1013)
SKi - wspoacutełczynnik oporności przewodu di (do strat miejscowych) s2m
5
SKi = 4
082660
id (1014)
Ogoacutelnie
2QlChl (1015)
2QSh iKm (1016)
Wartości wspoacutełczynnikoacutew C (dla wg 106) oraz SK dla przewodoacutew żeliwnych i
stalowych o średnicy d i wspoacutełczynniku szorstkości n = 0012 sm13
(k asymp 10 mm) podano w
tabeli 101
Tab 101 Wartości wspoacutełczynnikoacutew do wymiarowania przewodoacutew syfonowych dla n = 0012 sm13
Parametr Wartości wspoacutełczynnikoacutew dla średnic przewodoacutew
d [m] 010 015 020 025 030 040 050 060 080 100
[-] 00386 00337 00306 00285 00268 00243 00226 00213 00193 00179
C [s2m
-6] 3191 3671 7916 2408 09108 01964 005974 002260 0004872 0001595
SK [s2m
-5] 8266 1633 5166 2116 1020 3229 1323 06378 02018 008266
KANALIZACJA I
161
104 PROJEKTOWANIE PRZEPOMPOWNI SIECIOWYCH
1041 WYMIAROWANIE STUDNI ZBIORCZYCH POMPOWNI ŚCIEKOacuteW
W niekonwencjonalnych (ciśnieniowych) systemach kanalizacji ściekowej stosuje się
obecnie przepompownie wyposażone w pompy zatapialne instalowane w studniach
zbiorczych Klasyczne konstrukcje przepompowni (z tzw mokrą komorą czerpną i suchą
komorą pompową) stosuje się nadal w dużych grawitacyjno-pompowych systemach
kanalizacji rozdzielczej (ściekowej) czy ogoacutelnospławnej gdzie pełnią funkcję pośrednich
pompowni ściekoacutew [1]
O kosztach pompowania ściekoacutew decydują koszty inwestycyjne i eksploatacyjne Istotną
częścią kosztoacutew inwestycyjnych jest koszt wykonania studnikomory zbiorczej pompowni
ktoacutery zależy od jej niezbędnej objętości retencyjnej Natomiast w kosztach eksploatacyjnych
najistotniejszy jest koszt energii elektrycznej potrzebnej do przepompowania określonego
strumienia ściekoacutew (Q H) ktoacutery zależy przede wszystkim od sprawności dobranych pomp
Do określenia wymaganych wymiaroacutew studni zbiorczych - komoacuter czerpalnych w
przepompowniach ściekoacutew niezbędne jest obliczenie ich objętości czynnej (Vcz) ktoacutera zależy
od liczby pomp (i) strumienia dopływu ściekoacutew (Q) oraz przyjętej liczby cykli załączeń
pomp w godzinie (1Tmin)
Dopuszczalną liczbę załączeń silnika elektrycznego pompy w godzinie należy
przyjmować według zaleceń producenta pomp Jeżeli nie ma takich danych można kierować
się minimalnym czasem trwania jednego cyklu pracy pompy (Tmin) przykładowo podanych w
tabeli 102
Tab 102 Zalecane czasy minimalnych cykli pracy pomp
w zależności od mocy silnikoacutew napędowych Moc znamionowa
silnika [kW]
Czas Tmin
[min]
0 - 11 50
14 - 22 65
25 - 44 80
48 - 74 100
110 - 147 130
Dla jednej czynnej pompy maksymalna dopuszczalna liczba załączeń w godzinie
występuje wtedy gdy przez połowę cyklu pompa pracuje a przez drugą połowę jest
wyłączona [1] Wynika to z analizy wzoroacutew na cykl pracy (T) ktoacutery jest sumą czasu pracy
(ts) i czasu postoju (tp) danej pompy
inin
psQ
V
VttT
(1017)
gdzie
V ndash objętość retencyjna studni zbiorczej pompowni dm3
Qin ndash strumień objętości dopływu ściekoacutew dm3s
Q ndash strumień objętości (wydajność) pompy dm3s
KANALIZACJA I
162
Minimalną objętość czynną studni (Vcz) dla jednej pompy oszacować można z wzoru
4
min QTVcz
(1018)
Dla przepompowni z większą liczbą czynnych pomp (i gt 1) niezbędna objętość studni
zbiorczej zależy nie tylko od wydajności pracujących pomp (Q) i liczby dopuszczalnych cykli
włączeń silnika napędowego pomp (1Tmin) ale także od charakterystyki hydraulicznej sieci
kanalizacyjnej oraz od kolejności załączania i wyłączania pomp po osiągnięciu określonego
poziomu ściekoacutew w studni
Przykładowo dla czterech czynnych pomp włączenie do pracy drugiej pompy powoduje
zwiększenie wydajności pompowni o 455 trzeciej o 251 a czwartej już tylko o 148
- wg rys 1045 i tabeli 103
Rys 1045 Zmiany parametroacutew hydraulicznych przepompowni (H Q) i poszczegoacutelnych pomp
(Hi Qi) w zależności od liczby roacutewnocześnie czynnych pomp
Tab 103 Parametry przepompowni i pomp w zależności od liczby czynnych pomp
Liczba
czynnych
pomp (i)
Q Qi ΔQ Parametry pomp
m3h m
3h
Qi Hi
m3h m
1 1674 1674 - 1 1674 124
2 3076 1402 455 1 1538 157
3 4110 1034 251 1 1370 194
4 4828 718 148 1 1207 226
Objętość czynna studni zbiorczej zależy w tym przypadku od charakterystyki sieci (strat
hydraulicznych) liczby pracujących pomp i ich charakterystyki przepływu (rys 1046)
Istotny jest przy tym sam kształt charakterystyki hydraulicznej (tzw przepływność) sieci do
ktoacuterej tłoczone są ścieki [1]
Rys 1046 Parametry pracy pomp w zależności od liczby czynnych urządzeń
dla przykładowej charakterystyki hydraulicznej sieci kanalizacyjnej
KANALIZACJA I
163
1042 ZALECENIA DO DOBORU POMP
Przyjmując liczbę czynnych pomp w przepompowni należy brać pod uwagę wielkość
systemu kanalizacyjnego wartości strumieni Qmax i Qmin nachylenie charakterystyki
przepływu danej pompy H = f(Q) a także sam kształt charakterystyki strat hydraulicznych
danej sieci kanalizacyjnej
Zużycie energii elektrycznej przez pompę w ciągu roku obliczyć można z wzoru
tPE (1019)
gdzie
E ndash roczne zużycie energii elektrycznej kWh
P ndash moc pompy kW
t ndash roczny czas pracy pompy h
Moc na wale pompy wynosi
QHP
(1020)
gdzie
γ ndash ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
H ndash wysokość podnoszenia pompy m
Q ndash strumień objętości pompy m3s
η ndash sprawność całkowita pompy -
Roczne zużycie energii E jest proporcjonalne do iloczynu parametroacutew H Q i t Z uwagi
na zużycie energii kształt charakterystyki hydraulicznej sieci ma zasadnicze znaczenie
Przeanalizujmy dwie pompy mniejszą A i większą B - wspoacutełpracujące z trzema typami
charakterystyk sieci płaską (wg rys 1048a) stromą (wg rys 1048b) i bardzo stromą (wg rys
1048c) Założymy też że strumień objętości pompy (mniejszej) QA będzie roacutewny średniemu
dopływowi ściekoacutew do przepompowni Qin śr oraz roacutewny QB2
Rys 1048a-c Parametry wspoacutełpracy dwoacutech roacuteżnych pomp A i B z siecią o charakterystyce
a) płaskiej b) stromej (typowej) c) bardzo stromej
W pierwszym przypadku (wg rys 1048a) większa pompa (B) przepompuje identyczny
strumień objętości QB co pompa mniejsza (A) w czasie dwukrotnie kroacutetszym Zużycie energii
w obu przypadkach będzie jednakowe ponieważ QA = QB2 Z uwagi na koszt eksploatacji dla
sieci o płaskich charakterystykach tj z pomijalnie małymi stratami hydraulicznymi
KANALIZACJA I
164
(decyduje tylko wysokość geometryczna) nie ma znaczenia ktoacuterą pompę mniejszą czy
większą przyjmiemy w przepompowni Jeżeli chcemy uzyskać roacutewnomierny dopływ
strumienia ściekoacutew np do oczyszczalni to wskazane jest przyjęcie kilku pomp mniejszych
(licząc się z obniżoną sprawnością całkowitą układu)
W drugim przypadku (wg rys 1048b) sieci o typowej - stromej charakterystyce zużycie
energii dla pompy większej (o strumieniu QB) będzie około dwukrotnie większe niż dla
pompy mniejszej (QA) Jeżeli przyjmiemy jedną pompę B (o strumieniu QB = Qin śr) woacutewczas
należy się liczyć ze znacznym wzrostem zużycia energii (nawet do 100 ) w stosunku do
wariantu z dwoma pompami A (o QA = Qin śr)
W trzecim przypadku (wg rys 1048c) sieci o bardzo stromej charakterystyce (bardzo
wysoka wartość strat hydraulicznych) przyjmując jedną większą pompę B (o QB = Qin śr)
w stosunku do wariantu z dwoma mniejszymi pompami A (o QA = Qin śr) zużycie energii
będzie jeszcze większe (w analizowanym na rysunku 1048c przypadku wzrośnie o około 300
) W tym przypadku zaleca się dobieranie pomp o roacuteżnych wielkościach
1043 ROZMIESZCZENIE POMP ZATAPIALNYCH
Pompy w przepompowniach ściekoacutew powinny być tak rozmieszczone - w hali pomp (dla
tzw pomp suchych) lub zamocowane do dna w komorze pomp (dla pomp zatapialnych) aby
zapewnić niezawodne działanie bezpieczną obsługę i możliwe najkroacutetsze prowadzenie
rurociągoacutew w obiekcie
Dla walcowych studni zbiorczych jedno- lub dwupompowych przepompowni ściekoacutew
rozmieszczenie pomp i podstawowe wymiary komoacuter czerpalnych można przyjmować
przykładowo wg wytycznych firmy KSB podanych w [1] i przedstawionych na rys 1049
Rys 1049 Przykład zabudowy pomp KSB w studniach walcowych
KANALIZACJA I
165
Gabaryty komory pompowej powinny zapewniać ciągły ruch ściekoacutew w całej objętości
aby nie dochodziło do zagniwania zanieczyszczeń na jej dnie oraz właściwie zasilać czerpnie
poszczegoacutelnych pomp tj bez zasysania powietrza do kroacutećcoacutew ssących pomp Montaż pomp
wykonać należy wg zaleceń zawartych w DTR producenta urządzeń
W przypadku dużych pompowni ściekoacutew - o kształcie prostopadłościennym możliwe
są dwa sposoby doprowadzenia ściekoacutew do komory pompowej Mianowicie wlot ściekoacutew
może znajdować się w ścianie czołowej (rys 1050) lub bocznej (rys 1051) ndash wg katalogu
firmy FLYGT [1]
Rys 1050 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej
dla wlotu ściekoacutew usytuowanego w ścianie czołowej
a)
KANALIZACJA I
166
b)
Rys 1051 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej dla bocznego wlotu ściekoacutew
a) wlot usytuowany powyżej dna komory b) wlot usytuowany przy dnie komory
105 MATERIAŁY TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
1051 MATERIAŁY
Do budowy przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych właściwe są
tradycyjne materiały (już nowej generacji) jak np kamionka klinkier żeliwo
sferoidalne (z wewnętrzną wykładziną) beton wodoszczelny czy też bazalt o
przewidywanej żywotności technicznej rzędu 100 lat ale także
nowoczesne materiały tworzywowe jak np polimerobeton (PMB) polietylen
(PE) polichlorek winylu (PVC) utwardzony polichlorek winylu (PVC-U)
polipropylen (PP) polibutylen (PB) czy żywice poliestrowe wzmacniane włoacuteknem
szklanym (GRP) o przewidywanej żywotności co najmniej 50 lat
Materiały tworzywowe powinny być stosowane zwłaszcza w uzasadnionych sytuacjach
terenowych np na obszarach oddziaływań goacuterniczych zagrożonych osuwiskami dużego
natężenia ruchu pojazdoacutew itp Wybrane przykłady tradycyjnych wyroboacutew stosowanych do budowy nowych kanałoacutew
czy modernizacji istniejących sieci podano na rysunkach 1053divide1056 Nowoczesne wyroby
w tym z tworzyw sztucznych opisane są w łatwo dostępnych (np w internecie) katalogach
producentoacutew i dystrybutoroacutew tych wyroboacutew
KANALIZACJA I
167
Rys 1053 Tradycyjne połączenia rur kielichowych z kształtek kamionkowych
Rys 1054 Kształtki rury i elementy kamionkowe (spody i łuski do wykonania kinet ściekowych)
Rys 1055 Rury betonowe o przekroju kołowym a) bez stopki b) ze stopką c) o przekroju jajowym
(1- wpust 2- pioacutero)
KANALIZACJA I
168
Rys 1056 Przykładowe wpusty deszczowe (bez- i z osadnikiem) z rur i kształtek betonowych
żeliwnych i kamionkowych (poprawne rozwiązanie - z osadnikiem i opcjonalnie z zamknięciem
wodnym wg czwartego schematu)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji ogoacutelnospławnej muszą być wyposażone w osadnik
(o głębokości min 05 m) oraz w pełne zamknięcie wodne na odpływie ndash z
łukiemkolanem skierowanym do goacutery Przykrycie nad syfonem nie może być mniejsze
od 08 m (wg rys 1057 ndash po lewej)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji deszczowej muszą być wyposażone w osadnik oraz
opcjonalnie w częściowe zamknięcie wodne ndash z łukiemkolanem do goacutery (wg rys 1057 ndash
po prawej)
50080
51
2
Wpust uliczny
2 x łuk 45deg
DN 150
Wstawkadł min100mm
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
50080
51
2
2 x łuk 45deg
Wpust uliczny
Zamknięcie wodne częściowe
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
Zamknięcie wodne pełne
Rysunek 1
100
Po
zio
m H
2
Po
zio
m H
1
Rysunek 1a
H1H2
lt
DN 150
Rys 1057 Przykładowe rozwiązania wpustoacutew deszczowych zalecane we Wrocławiu
KANALIZACJA I
169
UWAGA W praktyce stosowanie syfonoacutew na odcinkach droacuteg z płytko posadowioną
kanalizacją deszczową jest trudne do spełnienia ze względu na brak możliwości wykonania
syfonu na przykanaliku - poniżej strefy przemarzania gruntu
1052 TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
Do złego stanu technicznego kanałoacutew przyczynia się najczęściej słaba jakość materiału
konstrukcyjnego nieprawidłowy transport jak i sam montaż Precyzja wykonania rur
uszczelnienia i rozwiązania konstrukcyjne połączeń mają zasadniczy wpływ na trwałość
eksploatacyjną przewodukanału
Przyczyny uszkodzeń kanałoacutew mogą być zaroacutewno fizyczne jak i chemiczne
Czynniki fizyczne to obciążenia zewnętrzne oraz naprężenia wewnętrzne
spowodowane wahaniami temperatury zmianami wilgotności i zmęczeniem
materiału
Czynniki chemiczne to głoacutewnie korozja i starzenie się materiału
Powodem tzw odnowy kanałoacutew jest więc najczęściej zły stan techniczny i występujące
awarie systemu
Czasem wystarczające jest wyczyszczenie kanału jednak zazwyczaj istnieje potrzeba
punktowej naprawy renowacji lub wymiany całego przewodu Przedsięwzięcia te mogą
być przeprowadzane w sposoacuteb klasyczny - w wykopie otwartym bądź też z zastosowaniem
technologii bezwykopowych
Ad 1 Naprawa kanału jest przeprowadzana gdy występują drobne pojedyncze
uszkodzenia konstrukcji Wśroacuted sposoboacutew punktowych napraw kanałoacutew rozroacuteżnić można
chemiczną stabilizację uszczelnianie połączeń wprowadzanie żywic impregnacja przewodu
czy przywracanie pierwotnego kształtu
Ad 2 Renowacja kanału jest preferowana gdy uszkodzenia są rozległe a średnica
przewodu może ulec nieznacznej redukcji Renowacje dotyczą zwykle dłuższych odcinkoacutew
przewodoacutew Ich celem jest ochrona ścian kanału uszczelnienie alboi wzmocnienie
konstrukcji Pokrywanie wnętrza warstwą izolacyjną służy oddzieleniu materiału
konstrukcyjnego od transportowanego agresywnego medium
Alternatywnie gdy stan techniczny kanału tego wymaga do wnętrza jest wprowadzany
specjalny liner (rękaw) o odpowiednio dobranych parametrach wytrzymałościowych -
grubości ścianek (związanej z redukcją średnicy istniejącego przewodu) Rękawy w Polsce
muszą posiadać aprobatę techniczną Centralnego Ośrodka Badawczo Rozwojowego Techniki
Instalacyjnej w Warszawie (COBRTI)
Przykładowo w technologii reliningu taśmowego - Spirally Wound Lining liner jest
formowany z taśmy na miejscu budowy W metodach ciasno pasowanych takich jak
Defromed Pipe Lining lub Swage amp Die Draw Lining czy w technologii rękawoacutew
utwardzanych na miejscu - Elestic Inserts linery nabierają właściwego kształtu dopiero po
KANALIZACJA I
170
umieszczeniu ich w starym przewodzie przy zastosowaniu ciepłej wody pary lub
promieniowania UV
Wkłady sztywne - Rigid Inserts nie ulegają zmianie kształtu Metody montażowe - Fitting
Methods polegają na wyściełaniu dna lub całych kanałoacutew przełazowych specjalnymi
prefabrykatami np płytami ceramicznymi odpornymi na ścieranie
Ad 3 Wymiana przewodu na nowy jest najbardziej kosztowną formą odnowy starego
przewodu - konieczna woacutewczas gdy jego konstrukcja nie jest w ogoacutele zdolna do
przenoszenia obciążeń bądźi gdy celowe jest zwiększenie wymiaru (średnicy) przewodu
Stosowane tutaj linery mają dużą wytrzymałość i są w stanie przejąć wszystkie
obciążenia dotychczas przenoszone przez stary kanał Przykładowo w metodzie Burstlining
stara rura jest rozkruszana przez specjalną głowicę prowadzącą ktoacutera roacutewnocześnie wpycha
odłamki ściany starego przewodu do otaczającego gruntu Następnie wprowadzana jest nowa
rura Ta technologia umożliwia nawet dwukrotne powiększenie średnicy
Pipe Splitting to odpowiednik Burstliningu tylko że stosowany do przewodoacutew z tworzyw
elastycznych takich jak plastik ktoacutere są cięte specjalnymi ostrzami Urządzenie używane do
Pipe Eatingu ma dodatkowo funkcję gromadzenia odłamkoacutew ścian ktoacutere są następnie
wydobywane na powierzchnię Ostatnia z wymienionych metod umożliwia wymianę wraz z
wyciągnięciem całości rury - Pipe Ejection amp Extraction
Dla każdego przypadku powinna zostać wybrana najbardziej odpowiednia metoda
odnowy kanału przykładowo wg bdquoKatalogu kryterioacutew do selekcji metod rehabilitacji rurrdquo
Niemieckiego Towarzystwa Technologii Bezwykopowych (GSTT 2000)
Częstym błędem przy wyborze metody odnowy przewodu jest kierowanie się tylko
kryterium ekonomicznym Koszt odnowy jest najczęściej proporcjonalny do jej efektu a ten
powinien być jak najlepszy Brane są tutaj pod uwagę koszty budowy (konstrukcji) i koszty
zakłoacuteceń społecznych spowodowanych pracami budowlanymi [1]
Koszty społeczne są ponoszone głoacutewnie przez mieszkańcoacutew i jeszcze jakiś czas temu nie
były w ogoacutele uwzględniane przy doborze metody odnowy Jednak coraz częstsze roboty
budowlane i ziemne a także rosnąca świadomość społeczeństwa o konsekwencjach z nimi
związanych stawiają za cel osiągnięcie jak najlepszego efektu odnowy jak najmniejszym
kosztem i w jak najkroacutetszym czasie (zgodnie z ideą zroacutewnoważonego rozwoju)
Negatywny wpływ na społeczeństwo mają zaburzenia komunikacyjne wywołują min
obniżenie aktywności ekonomicznej generowanie zanieczyszczenia i ogoacutelnie stwarzają
zagrożenie dla zdrowia ludzi i środowiska naturalnego
Koszty społeczne są największe na terenach miejskich W przypadku metod
tradycyjnych są one nieraz poroacutewnywalne do kosztoacutew konstrukcyjnych podczas gdy w
przypadku metod bezwykopowych są zazwyczaj znikome
Renowacja bądź wymiana przewodu może być więc przeprowadzana metodami
tradycyjnymi bądź bezwykopowymi Te pierwsze mają mniej zalet jednak w niektoacuterych
KANALIZACJA I
171
przypadkach np gdy kanał jest płytko zagłębiony i położony poza jezdnią są one nadal
preferowane W innych sytuacjach stosowane są coraz częściej nowoczesne i coraz tańsze
technologie bezwykopowe ktoacutere mają wiele zalet min
wykopy są całkowicie wyeliminowane lub znacznie ograniczone
zredukowana jest objętość powstających odpadoacutew
występują małe zakłoacutecenia w ruchu i aktywności ekonomicznej społeczeństwa
instalacja przebiega szybko i sprawnie
Technologie bezwykopowe zapewniają wysoką jakość wykonania przy relatywnie niskich
kosztach jednak mają też wady m in
trudności z podłączeniem istniejących przykanalikoacutew
dodatkowe koszty związane z kontrolą jakości i monitoringiem prac
brak możliwości dokładnego nadzorowania położenia linera
wysokie koszty związane z powtoacuterzeniem instalacji w wypadku komplikacji
Więcej informacji z zakresu bezwykopowych metod stosowanych przy modernizacji
systemoacutew kanalizacyjnych znaleźć można w pracach A Kuliczkowskiego w tym w
najnowszej monografii pt Technologie bezwykopowe w inżynierii środowiska
(Wydawnictwo Seidel-Przywecki Sp z oo Warszawa 2010)
106 EKSPLOATACJA SIECI KANALIZACYJNYCH
1061 WYMIAROWANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Sieci kanalizacyjne w terenach płaskich ilub o bardzo małych spadkach dna kanałoacutew
(nawet o ik lt ik min) a zwłaszcza o małych średnicach i wypełnieniach wymagają częstego
płukania w celu usunięcia zawiesin wytrącających się ze ściekoacutew i odkładających się osadoacutew
na dnie kanałoacutew
Kanały mogą być płukane
wodą wodociągową ndash ze specjalnych zbiornikoacutew (studzienek) zwanych płuczkami
ściekami ndash z innych kanałoacutew (sterowanie poprzez klapy i zastawki piętrzące)
wodą z wozoacutew asenizacyjnych (ciśnieniowo)
Płukanie kanałoacutew polega na wytworzeniu fali płuczącej poruszającej się cieczy z dużą
prędkością najczęściej υ gt 10 m tj większą niż prędkość samooczyszczania się kanałoacutew
Płuczki kanałowe mogą być umieszczone na końcoacutewkach sieci jako studzienki płuczące
(o pojemności rzędu kilku m3) lub centralnie jako zbiorniki podziemne (o objętości rzędu
kilkudziesięciu m3) Płuczki zasilane są najczęściej wodą wodociągową głoacutewnie ze
KANALIZACJA I
172
względoacutew praktycznych ndash sanitarnych Mogą być też zasilane wodą drenażową opadową
czy też ściekami
Studzienki płuczące czy zbiorniki do płukania kanałoacutew lokalizuje się najczęściej w
najwyżej położonych punktach sieci
Rys 1058 Schemat płuczki (sterowanej ręcznie)
Objętość wody V (w m3) niezbędną do przepłukania danego odcinka kanału oblicza się
ze wzoru Hansena
2
2
2
1
2 )(40
km iiLAV (1021)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego płukanego kanału m2
L - zasięg płukania (zasięg fali płuczącej) 100divide200 m
ik - spadek dna kanału permil
im - spadek miarodajny linii energii permil
2321
)( hmm Rn
i (1022)
υm - prędkość miarodajna ms
2
1
2
2
2
12 3050)ln1(
m (1023)
υ1 - prędkość początkowa (maksymalna) υ1 = 075 gh2 ms
h - wysokość ciśnienia roacutewna wysokości cieczy w płuczce m
υ2 - minimalna prędkość płukania υ2 = 08 ms
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
Płuczki zaopatrzone są często w urządzenia do automatycznego działania jak np płuczka
lewarowa czy płuczka z naczyniem wywrotnym
KANALIZACJA I
173
Rys 1059 Schemat ideowy płuczki automatycznej - lewarowej
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Podnoszący się poziom wody w zbiorniku płuczki lewarowej (przy jej napełnianiu)
wypiera powietrze w zamknięciu dzwonowym (wg rys 1059) z ktoacuterego uchodzi ono rurką
odpowietrzającą aż do momentu gdy woda zostanie zassana do syfonu przy maksymalnym
wypełnieniu zbiornika płuczki Woacutewczas woda płynie całym przekrojem syfonu gwałtownie
oproacuteżniając płuczkę Trwa to do momentu przerwania ciągłości strugi - zapowietrzenia
lewara przy minimalnym poziomie cieczy w zbiorniku W syfonie powinno pozostać
zamknięcie wodne Przelew nadmiarowy zapobiega przepełnieniu się płuczki w przypadku
awarii urządzenia
Rys 1060 Schemat ideowy płuczki automatycznej - z naczyniem wywrotnym
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Płuczka automatyczna z naczyniem wywrotnym (wg rys 1060) jest najczęściej zasilana
ciągłym dopływem wody do wywrotnego naczynia - zbiornika ktoacutery utrzymuje się w
roacutewnowadze do momentu aż środek ciężkości przemieści się poza oś naczynia Woacutewczas
następuje gwałtowny przechył i oproacuteżnienie się zbiornika z wodą po czym powraca on do
pozycji wyjściowej
KANALIZACJA I
174
Rys 1061 Przykłady płuczek automatycznych z naczyniem wywrotnym i lewarowa
1062 ROZMIESZCZANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Odcinki kanałoacutew wykonanie z przyczyn technicznych (np kolizji z istniejącym
uzbrojeniem terenu) o spadku dna ik mniejszym niż dopuszczalny hydraulicznie ikmin
wymagają częstego płukania (3divide6 razy na dobę) Efektywny zasięg fali płuczącej jest
ograniczony zwykle do 100divide200 m Dłuższe odcinki wymagają rozmieszczenia kilku płuczek
na trasie kanału gdy ik lt ikmin
Rys 1062 Schematyczne rozmieszczenie płuczek na trasie kanału
ułożonego z nieodpowiednim hydraulicznie spadkiem dna ik lt ik min
Przykłady sytuowania płuczek kanałowych w tzw punktach węzłowych sieci tj połączeń
kilku kanałoacutew sterowanych zasuwami bądź zastawkami do przemiennego płukania
określonych odcinkoacutew kanałoacutew podano na rysunkach 1063 i 1064
KANALIZACJA I
175
Rys 1063 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych pomiędzy zbieraczami (Zb)
widok i przekroacutej pionowy
Rys 1064 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych w węzłach sieci (P ndash płuczka)
1063 STOSOWANIE PŁUCZEK I KANAŁOacuteW PŁUCZĄCYCH
Kanały płuczące w komunalnych systemach kanalizacyjnych stosowane są sporadycznie
ze względu na wysokie koszty budowy i eksploatacji takich obiektoacutew
Rys 1065 Przykładowe zastosowanie kanałoacutew płuczących Kp ndash kanał płuczący
Zb ndash zbieracz P ndash płuczka (studzienka rozdzielcza z zastawkami)
KANALIZACJA I
176
Rys 1066 Schemat studzienki rozdzielczej z zastawkami na kanale płuczącym
(przekroacutej poprzeczny - do rys 1065)
Na rysunkach 1067divide1069 przedstawiono 3 przykłady rozwiązań koncepcyjnych płukania
sieci kanalizacyjnych w zależności od spadkoacutew terenu przy łącznym stosowaniu płuczek i
kanałoacutew płuczących
Rys 1067 Koncepcja płukania sieci kanalizacyjnej dwiema płuczkami z dwoma kanałami
płuczącymi - w zależności od relacji spadkoacutew terenu
Rys 1068 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej trzema płuczkami
- w zależności od relacji spadkoacutew terenu
KANALIZACJA I
177
Rys 1069 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej jedną płuczką z jednym kanałem płuczącym -
w zależności od relacji spadkoacutew terenu
107 ETAPY I ZAWARTOŚĆ TEMATYCZNA OPRACOWAŃ
PROJEKTOWYCH
Zgodnie z art 5 ust 3 Ustawy z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ U Nr 169 poz
1386) stosowanie Polskich Norm (PN) jest bdquodobrowolnerdquo podobnie też Norm Europejskich
(EN) w tym tzw zharmonizowanych PN-EN a także Norm Międzynarodowych (ISO)
Rangę prawną mają np ustawy czy rozporządzenia do ustaw
Norma nie jest już obecnie aktem prawnym Nie oznacza to jednak że nie należy je
stosować a zwłaszcza zaleceń wynikających z treści (bdquoduchardquo) norm jako źroacutedła przepisoacutew
pozaprawnych na roacutewni z np aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP)
czy publikowanymi wynikami z prac badawczych - odnośnie np metod wymiarowania
kanalizacji
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność i obowiązek starannego w tym bezpiecznego
projektowania i wykonywania obiektoacutew ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z
najnowszej dostępnej wiedzy technicznej (np BAT ndash best available techniques)
Idea ta znajduje zastosowanie min w odniesieniu do nowych metod wymiarowania
systemoacutew odwodnień terenoacutew [1] - wg zaleceń normy PN-EN 7522008 Uwzględniono przy
tym najnowsze branżowe propozycje niemieckiego Stowarzyszenia Techniki Ściekowej
(Abwassertechnische Vereinigung - ATV) oraz postulat Europejskiego Komitetu
Normalizacji (CEN) osiągnięcia w państwach członkowskich Unii Europejskiej daleko
idącego ujednolicenia poziomu wymagań co do ochrony przed wylaniem z systemoacutew
odwodnieniowych
KANALIZACJA I
178
Projektowanie nowych systemoacutew kanalizacyjnych czy modernizacja istniejących
odbywa się zwykle etapami w kolejności
Koncepcja Programowo Przestrzenna (KPP) - dawniej nazywana bdquoZałożenia
Techniczno - Ekonomicznerdquo (ZTE)
Projekt Budowlany (PB) - dawniej zwany bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash ogoacutelny
Projekt Budowlany Wykonawczy (PBW) - dawniej bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash
szczegoacutełowy
Przykładowy zakres dokumentacji technicznej dotyczącej projektu budowy czy
modernizacji bądź renowacji systemu kanalizacyjnego jednostki osadniczej (w etapach KPP
PB lub PBW) obejmuje
1 Opis uwarunkowań sytuacyjno-wysokościowych terenu i odbiornikoacutew ściekoacutew
2 Wyboacuter systemu kanalizacyjnego pod kątem wymagań ochrony środowiska
rozdzielczy - w przypadku budowy nowych sieci
poacutełrozdzielczy - w przypadku modernizacji istniejącej sieci rozdzielczej
ogoacutelnospławny - istniejący w przypadku braku możliwości przebudowy
3 Koncepcja rozplanowania sieci i obiektoacutew
kanałoacutew bocznych (zwykle na dużych spadkach terenu)
kolektoroacutew (na małych spadkach terenu)
lokalizacja obiektoacutew odciążających separatoroacutew przelewoacutew burzowych
zbiornikoacutew retencyjnych regulatoroacutew przepływu ściekoacutew pompowni itp)
lokalizacja wylotoacutew ściekoacutew deszczowych czy zmieszanych do odbiornikoacutew wraz
z urządzeniami do ich podczyszczania
lokalizacja oczyszczalni ściekoacutew wraz ze strefą ochronną
2 Bilans ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
5 Określanie powierzchni zlewni cząstkowych dopływu ściekoacutew do kanałoacutew
bytowo-gospodarczych i przemysłowych (czy ogoacutelnospławnych)
deszczowych
6 Obliczenia hydrauliczne sieci z doborem średnic spadkoacutew i zagłębień kanałoacutew
7 Wymiarowanie i projekty technologiczne obiektoacutew sieciowych (separatoroacutew
przelewoacutew burzowych zbiornikoacutew retencyjnych osadnikoacutew syfonoacutew płuczek
kanałowych pompowni oczyszczalni ściekoacutew itp) w tym projekty branżowe
8 Plan sieci kanalizacyjnej z obiektami
9 Profile kolektoroacutew i kanałoacutew z obiektami
10 Opis techniczny rozwiązań projektowych wraz z częścią kosztorysową i towarzyszącą
zgodnie z aktualnymi wymogami prawa [1]
3
Motto
bdquoMinionej nocyrdquo
Minionej nocy
przyśnił mi się napis w nieznanym języku
będąc człowiekiem
masz prawo do błędu ndash
ale masz prawo tylko do ludzkiego błędu
ale masz prawo tylko do takiego błędu
ktoacutery potrafisz naprawić ndash
Lecz nie masz prawa do błędu nie do naprawienia
Błędu ktoacutery zabija
Ryszard Krynicki
1 WPROWADZENIE
bdquoKANALIZACJArdquo oznacza historycznie dwa pojęcia
zespoacuteł budowli inżynierskich - do spełniania określonych celoacutew
nauka stosowana - o projektowaniu budowie i eksploatacji sieci i obiektoacutew systemu
do odprowadzania oraz unieszkodliwiania ściekoacutew tj woacuted zużytych i opadowych
Cele kanalizacji na terenach zurbanizowanych (osadniczych) to
1) Utrzymanie warunkoacutew higienicznych (czyli sanitarnych) przez zbieranie i
odprowadzanie ściekoacutew do oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie
2) Zapobieganie szkodom związanym z zalewaniem bądź podmakaniem terenoacutew i
obiektoacutew
3) Zapewnienie przejezdności powierzchni komunikacyjnych jezdni przejść pieszych w
tym podziemnych - woda co najwyżej do poziomu krawężnikoacutew
Utrzymanie warunkoacutew higienicznych jest głoacutewnym i pierwotnym celem kanalizacji
jednostek osadniczych Problemy higieniczne wynikają głoacutewnie z obecności zanieczyszczeń
mikrobiologicznych w składzie ściekoacutew bytowo-gospodarczych związanych z życiem i
działalnością ludzi W przypadku ściekoacutew przemysłowych chodzi głoacutewnie o niekorzystny
wpływ na środowisko w tym na trwałość kanałoacutew ich składu fizyczno-chemicznego
Cel drugi i trzeci dotyczą zwłaszcza woacuted opadowych tj deszczowych i roztopowych
Z punktu widzenia ochrony środowiska wody opadowe zbierane kanalizacją z
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych są ściekami
Roacutewnolegle do postulatu sanitarnego cele te zyskały na znaczeniu wraz ze wzrostem
gęstości i wartości zabudowy oraz intensyfikacji wykorzystywania powierzchni terenoacutew na
cele komunikacyjne
4
Co nas czeka w przyszłości Kilka faktoacutew i prognoz [1]
TEZA
Rejestrowany (już od przeszło 200 lat) wzrost średniej rocznej temperatury powietrza
wywołuje zwiększoną cyrkulację wody w cyklu hydrologicznym i nasilenie się występowania
ekstremalnych zjawisk pogodowych - susze powodzie huragany trąby powietrzne
DOWODY
bull na polskim wybrzeżu Bałtyku w latach 1836-1990 nastąpił wzrost temperatury
powietrza o 109oC - 155 lat śr 007
oC na dekadę
- wg Miętus M Zmienność temperatury i opadoacutew w rejonie polskiego wybrzeża Morza Bałtyckiego i jej
spodziewany przebieg do roku 2030 Wyd IMGW nr 26 Warszawa 1996
bull w Warszawie w latach 1779-2010 wzrost temperatury o 16oC - 232 lat 007
oC na dekadę
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
bull globalny wzrost temperatury w latach 1960-2005 o 074oC - 46 lat śr 016
oC na dekadę
- wg IPCC 2007 The Physical Science Basis Cambridge University Press 2007
bull na przestrzeni lat 1901-2010 poziom moacuterz i oceanoacutew podnioacutesł się średnio o 019 m
- wg IPCC 2014 Impacts Adaptation and Vulnerability Cambridge University Press 2014
PROGNOZY ndash na przyszłość
bull Według prognoz IPCC - opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17oC do nawet 44
oC a na każdy
stopień wzrostu temperatury szacuje się globalnie ok 7 wzrost intensywności opadoacutew
- wg Landerink G Meijgaard EV Increase in hourly precipitation extremes beyond expectations from
temperature changes Nature Geosci 2008
bull W bieżącym stuleciu poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m - co
zagraża już zalaniem znacznych powierzchni przybrzeżnych
- wg IPCC 2014 Impacts Adaptation and Vulnerability Cambridge University Press 2014
bull Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce - w
projekcji na lata 2071-2100 - biorąc za podstawę okres 1951-2009 (wg modelu
klimatycznego dla Europy HadRM3-PRECIS) - wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia Komitet Gospodarki
Wodnej Polskiej Akademii Nauk Warszawa 2010
bull Na podstawie badań podjętych na PWr na przestrzeni ostatnich 50 lat (1960-2009)
nastąpił we Wrocławiu wzrost intensywności opadoacutew - średnio o około 13 przy
malejącym trendzie rocznych i sezonowych sum wysokości opadoacutew - wg Kaźmierczak B Kotowski A Trendy zmian wysokości i intensywności opadoacutew maksymalnych do
modelowania kanalizacji we Wrocławiu Gaz Woda i Technika Sanitarna nr 5 2013
5
Wspoacutełczesne standardy odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości [1]
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
Polska norma - zharmonizowana z europejską normą PN-EN 7522008 ogranicza
częstość wylewoacutew z kanalizacji do rzadkich powtarzalności ich występowania
raz na 10 lat - w przypadku terenoacutew pozamiejskich (wiejskich) oraz
raz na 20 30 lub 50 lat dla terenoacutew miejskich - odpowiednio do rodzaju
zagospodarowania przestrzennego terenu ndash standardu odwodnienia terenu (tab 11)
Cytowana norma zaleca do projektowania systemoacutew kanalizacyjnych częstości deszczu
obliczeniowego 1 raz na rok - dla terenoacutew pozamiejskich oraz raz na 2 5 lub 10 lat dla
terenoacutew miejskich przy czym nie mogą występować woacutewczas żadne przeciążenia w
działaniu systemoacutew grawitacyjnych (praca pod ciśnieniem) co jest roacutewnoznaczne z
projektowaniem kanałoacutew na niecałkowite wypełnienia
Tab 12 Wymagane częstości obliczeniowe opadoacutew deszczu do projektowania
odwodnienia droacuteg w Polsce - wg Rozporządzenia MTiGM z 1999 r
Rodzaj ndash klasa drogi
Częstości projektowe
opadoacutew deszczu
[1 raz na C lat]
Lokalna (L) dojazdowa (D) 1 na 1
Głoacutewna (G) zbiorcza (Z) 1 na 2
Głoacutewna ruchu przyspieszonego (GP) 1 na 5
Autostrada (A) ekspresowa (S) 1 na 10
Ustalenie zależności pomiędzy częstością deszczu obliczeniowego i częstością wylania
(tab 11) nie jest jednak możliwe do uogoacutelnienia zwłaszcza na etapie projektowania
kanalizacji Pomocne okazują się tutaj zalecenia niemieckie wg DWA-A 1182006
wprowadzające pojęcie częstości nadpiętrzenia do poziomu terenu do obliczeń
sprawdzających przy pomocy modelowania hydrodynamicznego przez co staje się możliwe
wyznaczenie stanu przeciążenia ktoacutery jest najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej
kolejności wylaniu (tab 13)
6
Tab 13 Dopuszczalne częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających projektowanych
bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych wg DWA-A 1182006
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia
[1 raz na C lat]
Tereny wiejskie 1 na 2
Tereny mieszkaniowe 1 na 3
Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 1 na 5
Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 1 na 10
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej w Polsce napotyka na
podstawową trudność wynikającą z braku wiarygodnego modelu opadoacutew do określania
miarodajnego natężenia deszczu Dotychczas stosowany wzoacuter Błaszczyka - oparty na opadach
z przełomu XIX i XX wieku (przeszło100 lat temu) zaniża bowiem wyniki obliczeń
obecnych natężeń deszczy o rząd 40 Ponadto stosowana dotychczas w Polsce tzw metoda
granicznych natężeń (MGN) dodatkowo redukuje strumień spływu woacuted opadowych (Qm) w
stosunku do innych metod - stosowanych przykładowo w Niemczech (MWO i MZWS) - w
podobnych warunkach hydrologicznych (patrz rozdział 82 w I tomie podręcznika [1])
Roacuteżnice obliczanych strumieni Qm sięgają nawet 100 - na niekorzyść MGN Wymagała
więc pilnej modyfikacji co zostało zaproponowane w podręczniku [1] (tom I rozdz 83)
Systemy kanalizacyjne projektowane są zwykle na perspektywę minimum 50divide100 lat Z
powodu systematycznego ocieplania się klimatu w przyszłości wystąpi jeszcze więcej
ekstremalnych zjawisk opadowych prowadzących do tzw powodzi miejskich ktoacutere
powodować będą jeszcze większe niż obecnie straty gospodarcze i społeczne (fot 1divide4)
Uwzględnienie tych prognoz w perspektywie 2100 roku jest niezbędne już dzisiaj do
bezpiecznego projektowania i wymiarowania wspoacutełczesnych systemoacutew odwodnień terenoacutew
zurbanizowanych
Fot 1 Warszawa - Trasa Toruńska w dn 9062013 r (httpkontakt24tvn24pl)
7
Fot 2 Gdańsk - Wrzeszcz w dn 25062013 r (httpnaszafotografiapl)
Fot 3 Wrocław ul Legnicka w dn 27052014 r (httpwwwgazetawroclawskapl)
Fot 4 Łoacutedź ul Dąbrowskiego w dn 8092014 r (httpwwwmmlodzpl)
8
STAN PRAWNY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI w POLSCE
Zgodnie Ustawą z 12 września 2002 roku o normalizacji (Dz U Nr 169 poz 1386)
stosowanie Polskich Norm (PN) jest dobrowolne podobnie też norm europejskich (EN) w
tym zharmonizowanych (PN-EN) a także norm międzynarodowych (ISO) Rangę prawną
mają obecnie ustawy czy rozporządzenia do ustaw Ustawa z 2002 roku dostosowała więc
krajową normalizację do reguł europejskiego systemu prawnego
Dla projektantoacutew wykonawcoacutew czy eksploatatoroacutew obiektoacutew budowlanych branży
sanitarnej (i nie tylko) od lat przyzwyczajonych do obowiązkowego stosowania polskich
norm (w tym branżowych) jest to istotna zmiana Normy nie są obecnie aktami prawnymi
Oznacza to tyle że należy je traktować jako źroacutedło przepisoacutew pozaprawnych na roacutewni z
aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP) czy też publikowanymi
wynikami z najnowszych prac badawczych - np odnośnie nowych metod wymiarowania
kanalizacji - sformułowanymi w [1]
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność tym obowiązek bezpiecznego wymiarowania czy
starannego wykonywania inwestycji ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z najlepszej
dostępnej wiedzy technicznej (BAT ndash Best Available Techniques BMP ndash Best Menagment
Practices LID ndash Law Impact Development ZWT ndash Zasady Wiedzy Technicznej)
Idea ta znajduje zastosowanie w podręczniku akademickim [1] z 2015 r w odniesieniu do
nowych zasad projektowania i metod wymiarowania systemoacutew odwodnień terenoacutew ndash w
duchu zaleceń najnowszej normy PN-EN 752 z 2008 roku dostosowanej do postulatu
Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) - ujednolicenia poziomu wymagań co do
ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed wylewami z systemoacutew kanalizacyjnych w
państwach członkowskich UE
Uwzględniono przy tym min branżowe wytyczne Niemieckiego Stowarzyszenia
Gospodarki Wodnej Ściekowej i Odpadowej wg DWA-A 117 z 2006 roku oraz DWA-A 118
z 2006 roku czy też zalecenia Krajowego Urzędu ds Środowiska Bawarii wg Merkblatt Nr
433 z 2009 roku oraz Merkblatt Nr 439 z 2012 roku
Na podstawie doniesień literaturowych i badań własnych dotyczących prognozowanego
wzrostu intensywności opadoacutew w perspektywie do 2100 roku zaproponowano podjęcie już
dzisiaj odpowiednich działań zaradczych w tym zaprezentowano scenariusze opadoacutew do
modelowania przeciążeń kanałoacutew w przyszłości - zalecane już do uwzględniania w wielu
krajach europejskich - dla zachowania obecnych standardoacutew odwodnień terenoacutew (tab
11divide13) także w przyszłości
W II wydaniu podręcznika bdquoPodstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień
terenoacutewrdquo (z 2015 r) sformułowano podstawy bezpiecznego projektowania grawitacyjnych
systemoacutew (tj sieci i obiektoacutew) kanalizacyjnych w Polsce [1]
tom I dotyczy metod wymiarowania Sieci kanalizacyjnych natomiast
9
tom II ndash dotyczy Obiektoacutew specjalnych takich jak przelewy burzowe separatory
strumieni objętości zbiorniki retencyjne regulatory hydrodynamiczne czy separatory
sedymentacyjno-flotacyjne
UWAGA 1 W celu ułatwienia percepcji treści II wydania książki ndash w prezentowanych
notatkach zachowano oryginalną numerację rysunkoacutew tabel i wzoroacutew jak w [1] (Wydaw
Seidel-Przywecki Warszawa 2015) - dostępne są na
wwwandrzejkotowskipl
UWAGA 2 II wydanie książki zawiera uaktualnienie i znaczne rozszerzenie treści -
względem I wydania z 2011 r - min o
charakterystykę niekonwencjonalnych systemoacutew kanalizacyjnych
zagrożenia dla infrastruktury miast wywoływane zmianami klimatu w przyszłości
zasady kalibracji i walidacji modeli hydrodynamicznych zjawiska opad-odpływ
przykłady modelowania przeciążeń hydraulicznych w kanalizacji deszczowej
zasady projektowania i metody wymiarowania przepompowni sieciowych ściekoacutew
najnowsze wytyczne techniczne wymiarowania (WTW) systemoacutew kanalizacyjnych
bezpieczną metodę obliczania objętości użytkowej zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew
Podręcznik [1] adresowany jest do studentoacutew i pracownikoacutew naukowych wyższych
uczelni technicznych i rolniczych a także do projektantoacutew wykonawcoacutew i eksploatatoroacutew
systemoacutew usuwania ściekoacutew i zagospodarowania spływoacutew woacuted deszczowych miast i gmin
Uzupełnieniem treści prezentowanego podręcznika w zakresie budowy i eksploatacji
kanalizacji jest książka pt Kanalizacja Podstawy projektowania wykonawstwa i
eksploatacji (autorstwa Kroacutelikowska J Kroacutelikowski A Żaba T) Wyd Politechniki
Krakowskiej 2015
2 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SYSTEMOacuteW
KANALIZACYJNYCH
21 RYS HISTORYCZNY ROZWOJU KANALIZACJI
Bliski Wschoacuted Na najstarsze ślady starożytnych przewodoacutew wodnych natrafiono w Syrii
(dawniej Asyria) gdzie już ok 3500 lat pne w miejscowości Habuba Kabira nad brzegiem
Eufratu istniała rozwinięta cywilizacja Znaleziono tam ślady przewodoacutew o przekroju
10
kołowym (z rur ceramicznych łączonych na bdquobosy koniec-kielichrdquo) lub prostokątnym
(układanych z kamieni i cegieł) doprowadzających wodę pitną bądź odprowadzających wody
opadoweścieki (rys 21)
Rys 21 Historyczne sposoby budowy przewodoacutew i kanałoacutew wodnych
Historia budowy i rozwoju systemoacutew odwodnień terenoacutew (kanalizacji) sięga 3000 lat
przed narodzeniem Chrystusa Przykładowo w Babilonie stosowano już woacutewczas drenaże i
studnie chłonne do odprowadzania woacuted deszczowych z dachoacutew czy utwardzonych placoacutew i
ulic do gruntu
W Egipcie w grobowcu z ok 2700 r pne w miejscowości Saqquara przy ujściu Nilu
odkryto pierwszą bdquotoaletęrdquo ndash bdquoprzeznaczonąrdquo dla zmarłych Około roku 2500 r pne w
miastach Mezopotamii budowane były już pierwsze sieci kanałoacutew do odprowadzania ściekoacutew
z toalet domowych spłukiwanych wodą - do dołoacutew kloacznych Kanały były budowane z rur
miedzianych
Europa Początki rozwoju systemoacutew kanalizacyjnych w starożytnym Rzymie sięgają
VIII do VII wieku pne Około 610 roku pne zaczęto budować głoacutewny kanał ściekowy
zwany bdquoCloaca Maximardquo ktoacutery funkcjonuje do dzisiaj (wymiar odcinka końcowego 31541
m) Początkowo służył do odprowadzania woacuted deszczowych a poacuteźniej i ściekoacutew bytowych
Retencjonowano też wody deszczowe w zbiornikach zwanych cysternami
Powstanie nowoczesnych systemoacutew kanalizacyjnych w Europie - z oczyszczaniem
ściekoacutew włącznie wiązało się z tzw rewolucją przemysłową i burzliwym rozwojem miast w
w XIX wieku Wybuch epidemii cholery w 1831 r zdecydowanie przyspieszył ten proces
Polska Początki rozwoju kanalizacji na ziemiach polskich sięgają XIV wieku ndash Gdańsk
Krakoacutew Kamieniec Bolesławiec Reszel i inne Przykładowo na Dolnym Śląsku w
Bolesławcu od 1531 roku ścieki komunalne odprowadzane były nie do rzeki Boacutebr lecz na
łąki w celu ich rolniczego wykorzystania (naturalny nawoacutez) a jednocześnie
unieszkodliwiania (oczyszczania) System eksploatowany był do początku XX wieku
W Reszlu natomiast pozostają nadal w eksploatacji kanały bdquokrzyżackierdquo stanowiące
istotny element systemu kanalizacyjnego miasta
Pierwsze bdquokompleksowerdquo systemy kanalizacyjne na ziemiach polskich powstały w
Gdańsku (1871) we Wrocławiu (1881-90) i w Warszawie (1900 - inż Lindley) Zaczęto też
wprowadzać coraz powszechniej w większych miastach tzw klozety wodne - bdquoWCrdquo
Jak uczy historia cywilizacji powinniśmy dążyć wspoacutełcześnie do projektowania i budowy
systemoacutew kanalizacyjnych w taki sposoacuteb - stosując odpowiednie metody obliczeniowe oraz
materiały i technologie - aby mogły one sprawdzać się w działaniu za 100 i więcej lat
11
22 RODZAJE I POCHODZENIE ŚCIEKOacuteW
Ścieki definiowane jako wody zużyte odprowadzane przez kanalizację zbierane są z [1]
gospodarstw domowych (budownictwo jedno- i wielorodzinne)
obiektoacutew użyteczności publicznej i zakładoacutew usługowych (biur urzędoacutew instytucji
szkoacuteł szpitali sklepoacutew myjni pralni basenoacutew kąpielowych itp)
zakładoacutew przemysłowych i rzemieślniczych
Ścieki powstają w wyniku wykorzystania wody (wodociągowej lub z własnych ujęć) na
cele
spłukiwania fekalioacutew - w ubikacjach (WC)
higieniczne - związane z myciem się kąpielami itp
gospodarcze - związane z praniem bielizny przygotowywaniem posiłkoacutew
utrzymaniem czystości pomieszczeń itp
technologiczno-produkcyjne - związane z przetwarzaniem surowcoacutew wytwarzaniem
żywności produkcją wyroboacutew itp
Ze względu na skład fizyko-chemiczny ścieki można podzielić na
ścieki bytowo-gospodarcze nazywane też bytowymi (a w żargonie inżynierskim
bdquosanitarnymirdquo) pochodzące z gospodarstw domowych zakładoacutew usługowych i
obiektoacutew użyteczności publicznej
ścieki przemysłowe zwane też poprodukcyjnymi pochodzące z zakładoacutew
przemysłowych i rzemieślniczych
Odrębne grupy stanowią
ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z opadoacutew deszczu bądźi
topnienia śniegu czy lodu - spłukujące zanieczyszczenia z uszczelnionych powierzchni
zlewni po okresach tzw suchej pogody (pogody bezopadowej bezdeszczowej)
ścieki ogoacutelnospławne (komunalne) będące najczęściej mieszaniną ściekoacutew bytowo-
gospodarczych przemysłowych woacuted podziemnych (infiltrujących do kanałoacutew przez
nieszczelności) oraz ściekoacutew opadowych
23 KLASYFIKACJA SYSTEMOacuteW USUWANIA ŚCIEKOacuteW
Kanalizacja to zespoacuteł urządzeń - czyli system (sieci i obiekty) do zbierania i
odprowadzania ściekoacutew i woacuted opadowych z terenoacutew zurbanizowanych i przemysłowych do
oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie Elementy składowe systemu
kanalizacyjnego jako całości to
kanalizacja wewnętrzna (instalacje wewnętrzne) - w budynkach z przyborami
sanitarnymi (WC wanny umywalki natryski wpusty podłogowe itp)
kanalizacja zewnętrzna
12
o sieć osiedlowa lub zakładowa (komunalna prywatna wspoacutelnotowa)
o sieć zbiorcza miejska (komunalna)
o obiekty sieciowe (pompowanie zbiorniki retencyjne przelewy burzowe
separatory syfony studzienki)
o oczyszczalnie ściekoacutew
Kanalizację zewnętrzną można podzielić według następujących kryterioacutew
A Strumienia odprowadzanych ściekoacutew
o pełna - wszystkie rodzaje ściekoacutew
o częściowa - np tylko ścieki bytowo-gospodarcze
o mieszana - fragmentami pełnaczęściowa
B Zasięgu terytorialnego
lokalna - osiedlowa zakładowa wspoacutelnotowa
miejska - całe miasto
grupowa - kilka miast wsi
C Konstrukcji kanałoacutew
kryta - podziemna
otwarta - powierzchniowa (rowy koryta)
mieszana
D Sposobu przepływu ściekoacutew
grawitacyjna
ciśnieniowa (pneumatyczna lub hydrauliczna)
podciśnieniowa (proacuteżniowa)
mieszana
E Rodzaju odprowadzanych ściekoacutew
bytowo-gospodarcza (ściekowa w żargonie bdquosanitarnardquo)
przemysłowa
deszczowa
ogoacutelnospławna (wszystkie rodzaje ściekoacutew)
F Funkcjonowania systemu
ogoacutelnospławna (jednoprzewodowa)
rozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
poacutełrozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
bezodpływowa (szamba i wozy asenizacyjne)
odciążona (szamba i sieć zbiorcza)
mieszana (fragmentami roacuteżna sieć)
13
Budowane obecnie systemy usuwania ściekoacutew można ogoacutelnie podzielić na (wg rys 22 i 23)
konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ściekoacutew
niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem
mieszane - fragmentami konwencjonalne i niekonwencjonalne
Rys 22 Generalny podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na przepływ ściekoacutew
Rys 23 Szczegoacutełowy podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na warunki działania
24 KANALIZACJA KONWENCJONALNA
Kanalizacja grawitacyjna tj działająca pod wpływem siły ciążenia stosowana jest
powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej Grawitacyjne systemy usuwania
ściekoacutew stają się w chwili obecnej rozwiązaniem coraz bardziej kosztownym zwłaszcza w
płaskim terenie o rozległej i luźnej zabudowie rozwijających się wciąż aglomeracji miast
Kanalizacja Konwencjonalna
(tradycyjna)
Niekonwencjonalna
(specjalna)
Mieszana
oparta na grawitacyjnym
przepływie ściekoacutew - ze swobodną
powierzchnią przy ciśnieniu
barometrycznym
oparta na wymuszonym przepływie
ściekoacutew - podciśnieniem bądź
nadciśnieniem
fragmentami kanalizacja
konwencjonalna i fragmentami
niekonwencjonalna
Kanalizacja konwencjonalna
Grawitacyjna Grawitacyjno-
pompowa
Kanalizacja niekonwencjonalna
Nadciśnieniowa
(tłoczna)
Podciśnieniowa
(proacuteżniowa)
Pneuma-
tyczna
Hydrauliczna
(pompowa)
Dwu
przewo-
dowa
Jedno
przewo-
dowa
14
Wynika to min ze znacznych kosztoacutew budowy kanałoacutew - na głębokościach
dochodzących nawet do 6divide8 m
Przykładowo dla minimalnego spadku dna kanału imin = 1permil wymagane przegłębienie
kanału wynosi 1 m na 1 km długości
Rys 24 Schemat (a) i profil (b) kanalizacji grawitacyjnej z pompownią pośrednią
(kanalizacja grawitacyjno-pompowa)
W dążeniu do zmniejszenia kosztoacutew budowy kanalizacji zaczęto już na przełomie XIX i
XX wieku stosować pośrednie pompownie ściekoacutew wyposażone początkowo w pompy
tłokowe z napędem parowym następnie gazowym (ok 1900 r) i elektrycznym (1920) ktoacutere
umożliwiły podniesienie dna kanału za pompownią do rzędnej wynikającej z możliwego -
minimalnego zagłębienia kanału (rys 24)
Pośrednie pompownie ściekoacutew nie zmniejszają jednak w zasadniczy sposoacuteb kosztoacutew
budowy systemoacutew grawitacyjno-pompowych a to głoacutewnie ze względu na fakt że same są
drogie w budowie i eksploatacji Z tych też względoacutew kanalizacja konwencjonalna należy do
najdroższych elementoacutew infrastruktury podziemnego uzbrojenia terenoacutew zurbanizowanych
(miejsko-przemysłowych)
Na terenach wiejskich o luźnej zabudowie przy kryterium gęstości zaludnienia
mniejszej od 120 mieszkańcoacutew na km sieci przyjętym w Polsce (a w Europie lt 150
mieszkańcoacutew na km) stosowane są nadal bezodpływowe zbiorniki ściekoacutew (szamba)
oproacuteżniane wozami asenizacyjnymi bądź też budowane są oczyszczalnie bdquonaturalnerdquo - z
drenażem rozsączającym ścieki do gruntu
Obecnie ciecz nadosadową z szamb proponuje się odprowadzać tzw odciążoną -
małośrednicową (do 100 mm) kanalizacją grawitacyjną do lokalnych oczyszczalni ściekoacutew
bądź też stosować kanalizację niekonwencjonalną nadciśnieniową lub podciśnieniową [1]
Układy takie wymagają jednak częstego płukania kanałoacutew w tym wodą z hydrantoacutew
pożarowych Ogoacutelnie są drogie w eksploatacji
15
25 KANALIZACJA NIEKONWENCJONALNA
Już na początku XX wieku w oparciu o nowe możliwości techniczne zaczęły pojawiać
się roacuteżnego rodzaju koncepcje konstruowania sieci kanalizacyjnych o przepływie
wymuszonym - w przewodach zamkniętych z wykorzystaniem nad- lub podciśnienia jako
czynnikoacutew do transportu ściekoacutew
Praktycznie możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej (tzw tłocznej) bądź
podciśnieniowej (tzw proacuteżniowej) zaistniała dopiero z końcem lat sześćdziesiątych dzięki
opracowaniu na zachodzie Europy i w USA konstrukcji małych i niezawodnych urządzeń do
usuwania ściekoacutew łącznie z zawartymi w nich ciałami stałymi
Urządzenia te instalowane na poszczegoacutelnych 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 układoacutew konwencjonalnych (grawitacyjnych)
Zastosowanie kanalizacji niekonwencjonalnej uzasadnione jest zwłaszcza gdy
o spadek terenu jest bliski zeru
o występuje wysoki poziom woacuted podziemnych
o są trudne warunki fundamentowe (np podłoże skaliste)
o zabudowa ma charakter pasmowy o małej gęstości zaludnienia
o odpływ ściekoacutew jest sezonowy (kempingi)
Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety
lepiej spełnia warunki sanitarne i zasady ochrony środowiska bowiem ze względu na
wymaganą szczelność przewodoacutew kanalizacyjnych wykluczona jest zaroacutewno
eksfiltracja ściekoacutew do gruntu jak i infiltracja woacuted podziemnych do kanałoacutew co
prowadzi do zmniejszenia wymiaroacutew i kosztoacutew oczyszczalni ściekoacutew
możliwe jest płytkie układanie przewodoacutew ściekowych - bdquoroacutewnoleglerdquo do powierzchni
terenu (na głębokościach poroacutewnywalnych z przewodami wodociągowymi) co
przyczynia się do znacznego skroacutecenia czasu i kosztoacutew realizacji inwestycji (poprzez
zmniejszanie objętości roboacutet ziemnych eliminację odwodnienia wykopoacutew itp)
uzyskuje się dość istotne zmniejszenie średnic kanałoacutew (przewodoacutew ściekowych)
wskutek większych prędkości przepływu (pełnym przekrojem) co przyczynia się do
zmniejszenia kosztoacutew budowy sieci
łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu
(analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej)
16
strumień ściekoacutew w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej (grawitacyjnej)
zmniejsza się nawet o 50 wskutek min braku infiltracji woacuted podziemnych oraz
woacuted deszczowych z tzw dzikich (lub błędnych) podłączeń czy też dopływających
przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek
Kanalizacja niekonwencjonalna ma roacutewnież wady w stosunku do tradycyjnego -
grawitacyjnego sposobu odprowadzania ściekoacutew mianowicie
większą zawodność działania ze względu na możliwość awarii elementoacutew
mechanicznych i elektrycznych w tym automatyki mogących prowadzić do skażenia
środowiska
konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia
energii elektrycznej
konieczność dokonywania regularnych przeglądoacutew i konserwacji urządzeń przez
wykwalifikowanych pracownikoacutew - generalnie znacznie droższa w eksploatacji
Ponadto kanalizacja niekonwencjonalna ma jak dotychczas ograniczony zasięg
działania limitowany min
wysokością ciśnienia w sieci ndash w praktyce do 04 MPa w przypadku systemu
tłocznego co ogranicza jego zastosowanie do dzielnic mieszkaniowych czy zakładoacutew
wysokością podciśnienia w sieci ndash w praktyce do 006 MPa w przypadku systemu
proacuteżniowego co ogranicza jego zasięg działania do ok 2 km wokoacuteł centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) i liczbę mieszkańcoacutew objętych systemem do ok 1500 Mk
251 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ
Częściej stosowana jest obecnie kanalizacja nadciśnieniowa zwana potocznie
ciśnieniową składa się z
wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach)
urządzeń zbiornikowo-tłocznych typu pneumatycznego bądź hydraulicznego
(pompowego)
ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodoacutew sieci zewnętrznych
pneumatycznych stacji do płukania bądź przewietrzania przewodoacutew (PSP)
oczyszczalni ściekoacutew
17
Rys 25 Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej typu pompowego (po lewej) oraz typu
pneumatycznego (po prawej) a) sytuacja terenowa b) profil podłużny
Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w konwencjonalnej
kanalizacji grawitacyjnej Elementem dodatkowym jest często osobny przewoacuted wentylacyjny
wyprowadzony ponad połać dachową służący do na- i odpowietrzania urządzenia
zbiornikowo-tłocznego
Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję miniaturowych pompowni ściekoacutew co
zgodnie z ideą kanalizacji ciśnieniowej umożliwia ich stosowanie nawet w najmniejszych
obiektach - budynkach jednorodzinnych Urządzenia te mogą być instalowane zaroacutewno w
piwnicach budynkoacutew jak i na zewnątrz bezpośrednio w gruncie z zachowaniem
odpowiedniego przykrycia gruntem (rys 25)
Produkowane obecnie zblokowane urządzenia zbiornikowo-tłoczne mają rozmaite
rozwiązania konstrukcyjne spośroacuted ktoacuterych można wyroacuteżnić dwa zasadnicze typy
pneumatyczne - oparte na zasadzie wytłaczania ściekoacutew sprężonym powietrzem z
ciśnieniowego zbiornika zamkniętego
hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową sprzęgniętą wspoacutelnym
wałem z rozdrabniarką umieszczone w zbiorniku (bezciśnieniowym)
18
Niezależnie od konstrukcji urządzenia zbiornikowo - tłoczne umieszcza się poniżej
wylotu wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych dla umożliwienia ich grawitacyjnego
napełniania się Urządzenia te pracują okresowo a czynnikiem sterującym ich działanie jest
poziom ściekoacutew w zbiorniku wyroacutewnawczym
W kanalizacji ciśnieniowej stosuje się też pompownie ściekoacutew budowane według
klasycznych schematoacutew - wyposażone w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji
odpornej na zapychanie się (wirniki odpowiedniego kształtu kraty bądź kosze na
zanieczyszczenia na dopływie) bądź też wyposażone w rozdrabniarki
Ostatnio zaleca się do stosowania tzw tłocznie ściekoacutew tj pompownie ściekoacutew
zblokowane z urządzeniami do separacji ciał stałych (dawniej znane jako pompownie sitowe)
Transport zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych typu włoacuteknistego (np tekstylia
produkty stosowane do wyroboacutew środkoacutew higieny osobistej) stwarza problemy
eksploatacyjne ndash zapychanie się wirnikoacutew pomp prowadzące do awarii W tłoczniach
ściekoacutew bytowo-gospodarczych na dopływach do zbiornikoacutew retencyjnych pomp instaluje
się osadniki wyposażone w kraty i zawory zwrotne w celu niedopuszczania do pomp
zanieczyszczeń grubych
Do zbiornikoacutew retencyjnych pomp dopływają tylko bdquopodczyszczone ściekirdquo ktoacutere są
następnie wytłaczane przez pompy a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik i płuczą go z
zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych (zwykle brak zagniwania ściekoacutew w zbiorniku
retencyjnym pompowni) Przykład tłoczni ściekoacutew podano na rys 251
Rys 251 Przykładowa tłocznia ściekoacutew (1 - pompa 2 ndash złącze 3 ndash prowadnice montażowe pompy
4 - krata 5 ndash dopływ ściekoacutew 6 - zawoacuter zwrotny kulowy 7 ndash osadnik 8 ndash kolano rewizyjne 9 ndash
przewoacuted tłoczny 10 ndash klapa zwrotna)
19
Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ściekoacutew powinny mieć odpowiednią
pojemność buforową na wypadek zaniku zasilania elektrycznego lub awarii pomp Wg ATV
A-116 pojemność ta wynosić powinna co najmniej 30 dm3 na mieszkańca i dobę
Sieć ciśnieniowych przewodoacutew ulicznych wraz z przykanalikami Sieci kanalizacyjne
systemu ciśnieniowego działają jako rozgałęźne
Stosowane są roacutewnież układy z pozoru bdquoobwodowe - pierścieniowerdquo umożliwiające
jedynie okresową zmianę kierunku przepływu ściekoacutew Układy bdquopierścieniowerdquo zwiększają
niezawodność systemu Zmiany kierunku (i prędkości) przepływu ściekoacutew odbywają się
okresowo w punktach podziałowych pierścieni poprzez zamykanie i otwieranie
odpowiednich zasuw działowych Tak więc z pozoru sieć bdquopierścieniowardquo jest tutaj nadal
siecią rozgałęźną - sterowaną
Pneumatyczne stacje płuczące (PSP) Doświadczenia wskazują na celowość instalowania
na końcoacutewkach sieci bądź w tzw węzłach newralgicznych urządzeń płuczących ndash zwykle
przedmuchujących sieć sprężonym powietrzem (kilka razy w ciągu doby głoacutewnie w
godzinach nocnych)
Przedmuchiwanie ktoacutere trwa zwykle od 5 do 10 minut poza tym że usuwa osady oraz
skraca czas przebywania ściekoacutew w sieci natlenia je i usuwa H2S i siarczki
PSP wyposażone są w sprężarki (kompresory) ze zbiornikami powietrza lub bez
Lokalizuje się je pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących
252 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ
Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody a także minimalizacji kosztoacutew
oczyszczania ściekoacutew (np na statkach dalekomorskich stacjach kosmicznych) doprowadziły
do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej
Oddzielnym przewodem odprowadzane są ścieki fekalne z WC oraz oddzielnym
przewodem pozostałe ścieki - z wanien natryskoacutew zlewozmywakoacutew wpustoacutew
posadzkowych itp
Podstawową zasadą układu dwuprzewodowego jest więc podział ściekoacutew na
silnie zanieczyszczone ścieki fekalne (z ciałami stałymi)
mało stężone pozostałe ścieki
i oddzielne ich oczyszczanie odpowiednio do ich składu wydajnymi - oszczędnymi
technologiami
Podstawową zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody na spłukiwanie
bdquoproacuteżniowychrdquo misek ustępowych Klasyczna miska ustępowa bdquozużywardquo od 5 do 10 litroacutew
wody na jedno zadziałanie zbiornika spłuczki Miska ustępowa wyposażona w zawoacuter
oproacuteżniający - sterowany podciśnieniem zużywa tylko ok 15 litra wody i do 100 litroacutew
powietrza na zassanie zawartości miski Pozwala to na zaoszczędzenie znacznych ilości wody
(3 do 6 razy)
20
Taki układ kanalizacji jest zwłaszcza celowy do zastosowania tam gdzie stosowany jest
podwoacutejny (dwuprzewodowy) system wodociągowy rozprowadzający wodę o zroacuteżnicowanej
jakości Np woda powstała po uproszczonym oczyszczeniu ściekoacutew - poza fekalnymi
używana jest ponownie np do spłukiwania misek ustępowych
W kanalizacji komunalnej miast i wsi bardziej praktycznym sposobem odprowadzania
ściekoacutew jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys 26)
Rys 26 Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego (układ jednoprzewodowy)
Kanalizację podciśnieniową zwaną potocznie proacuteżniową tworzą następujące elementy
1 Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne (w budynkach obiektach)
2 Studzienki zbiorcze z zaworami oproacuteżniającymi
3 Podciśnieniowe przyłącza domowe i przewody sieci zewnętrznych
4 Centralna stacja proacuteżniowa (CSP)
5 Oczyszczalnia ściekoacutew
W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane ze studzienek zbiorczych z zaworami
oproacuteżniającymi do zbiornikoacutew wodno-powietrznych znajdujących się w centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) skąd są następnie odprowadzane (najczęściej hydraulicznie ndash pompowo)
do oczyszczalni ściekoacutew (rys 261)
Rys 261 Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej)
21
O wyborze systemu odprowadzania ściekoacutew powinna decydować każdorazowo
analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji tj łącznie kosztoacutew budowy i
eksploatacji systemu [1]
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania budowy i eksploatacji systemoacutew kanalizacji
niekonwencjonalnej podane zostaną na II stopniu studioacutew - dla specjalności ZWUŚ i ZO
3 SYSTEMY KANALIZACJI GRAWITACYJNEJ
31 KANALIZACJA OGOacuteLNOSPŁAWNA
311 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Historycznie pierwsze systemy kanalizacyjne były budowane jako ogoacutelnospławne -
obecnie istnieją w najstarszych fragmentach zabudowy miast
Wspoacutełcześnie w wyniku rozbudowy miast nowe fragmenty zabudowy kanalizowane są
najczęściej w systemie rozdzielczym głoacutewnie ze względu na możliwość osiągnięcia wyższej
efektywności oddzielnego oczyszczania ściekoacutew bytowych-gospodarczych przemysłowych i
deszczowych
Istota kanalizacji ogoacutelnospławnej to
jednoprzewodowy transport wszystkich rodzajoacutew ściekoacutew do oczyszczalni
konieczność odciążania oczyszczalni ściekoacutew przez przelewy burzowe czy zbiorniki
retencyjne w okresie trwania opadoacutew (strumień ściekoacutew jest woacutewczas nawet kilkadziesiąt
razy większy niż w okresie tzw suchej pogody)
Poniżej podano schematy funkcjonalne grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej w skali
bdquomikrordquo - pojedynczych budynkoacutew oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości (rys 31 i 32)
Rys 31 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomikrordquo(A)
Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna st - studzienka kanalizacyjna
22
Rys 32 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomakrordquo
Pb - przelew burzowy zbr - zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew
312 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej - podczas
trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są obiekty specjalne takie jak przelewy
burzowe i zbiorniki retencyjne Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew przedstawiono
na rysunku 33
Przelew burzowy
Zbiorniki retencyjne
na boczniku
na kolektorze
odpływ awaryjny
Rys 33 Schematy ideowe sposoboacutew odciążeń kanalizacji ogoacutelnospławnej (oraz deszczowej)
23
Przelewy burzowe na kanalizacji ogoacutelnospławnej budowane są głoacutewnie w celu
zabezpieczenia oczyszczalni ściekoacutew przed przeciążeniem hydraulicznym i spadkiem
sprawności jej działania zwłaszcza części biologicznej i chemicznej podczas pogody
deszczowej
zmniejszenia wymiaroacutew kolektora - za przelewem
Zadaniem hydraulicznym przelewu burzowego jest podział strumienia dopływu Qd
ściekoacutew do obiektu na dwa strumienie
Qo - odpływu na oczyszczalnię ściekoacutew (Qo = Qd ndash Qb)
Qb - odpływu kanałem burzowym do odbiornika (Qb = Qd ndash Qo)
w ściśle określonych proporcjach
W Polsce wg RMŚ z 2006 r [1] limitowana jest wartość średniej rocznej liczby
zadziałań przelewoacutew burzowych w roku czyli zrzutoacutew ściekoacutew z przelewu do odbiornika ndash
dla miast o roacutewnoważnej liczbie mieszkańcoacutew RLM gt 100 000
Mianowicie w komunalnej kanalizacji ogoacutelnospławnej ścieki z przelewoacutew burzowych
mogą być odprowadzane do śroacutedlądowych woacuted powierzchniowych płynących lub
przybrzeżnych o ile średnia roczna liczba zrzutoacutew burzowych z przelewoacutew nie przekracza
10
W aglomeracjach miejskich o RLM lt 100 000 dopuszcza się zrzuty burzowe gdy w
chwili rozpoczęcia działania przelewu strumień objętości zmieszanych ściekoacutew jest co
najmniej czterokrotnie większy od średniego dobowego strumienia ściekoacutew w okresie
pogody bezopadowej (Qśc(pb))
Przelewy burzowe należy więc projektować na strumień graniczny - odpływu do
oczyszczalni
)( ) 1( bpścrpgro QnQQ (31)
gdzie
nrp - początkowe rozcieńczenie ściekoacutew (na podstawie RMŚ z 2006 r) nrp ge 3
Najczęściej stosowane są dwa rodzaje przelewoacutew burzowych
z jednostronną boczną krawędzią przelewową
z dwustronnymi bocznymi krawędziami przelewowymi
Każdy rodzaj przelewu może działać z dławionym (za pomocą rury dławiącej zastawki czy
regulatora wirowego) bądź niedławionym odpływem ściekoacutew (Qo) w kierunku
oczyszczalni
Schematy urządzeń do odciążania hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej za pomocą
przelewoacutew burzowych podano na rysunkach 34 35 i 36
24
Przelew boczny jednostronny
Rys 34 Schemat i przekroacutej poprzeczny jednostronnego bocznego przelewu burzowego
(z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd ndash strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Przelew boczny dwustronny
Rys 35 Schemat i przekroacutej poprzeczny dwustronnego bocznego przelewu burzowego
z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd - strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Rys 36 Przekroacutej podłużny bocznego przelewu burzowego z rurą dławiącą
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania przelewoacutew burzowych na
kanalizacji ogoacutelnospławnej z przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 2 w II
tomie podręcznika [1] (- w zakresie II stopnia studioacutew - magisterskich)
Zbiorniki retencyjne pełnią podobną funkcję hydrauliczną jak przelewy burzowe
Głoacutewnym parametrem eksploatacyjnym każdego zbiornika retencyjnego jest wspoacutełczynnik
redukcji strumieni ściekoacutew β
= QoQd (32)
gdzie
Qo - strumień objętości (natężenie przepływu) ściekoacutew odpływających ze zbiornika
Qd - strumień objętości ściekoacutew dopływających do zbiornika
25
Zbiorniki retencyjne buduje się je najczęściej na kanalizacji ogoacutelnospławnej i deszczowej
do przetrzymywania - retencjonowania ściekoacutew jako (rys 37)
otwarte - terenowe (w zagłębieniach naturalnych lub sztucznych) bądź jako
kryte - podziemne (tradycyjnie żelbetowe lub obecnie też z tworzyw sztucznych w
tym tzw bdquorurowerdquo zbudowane z odcinkoacutew rurociągoacutewkanałoacutew o dużych średnicach
oraz bdquoskrzynkowerdquo otoczone geowłoacutekniną)
A) B)
Rys 37 Rodzaje kanalizacyjnych zbiornikoacutew retencyjnych
A) zbiornik terenowy (otwarty) B) zbiornik podziemny (kryty)
Schematy przykładowych konstrukcji zbiornikoacutew retencyjnych do odciążania
hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej podano na rysunkach 38 i 39
Rys 38 Schemat zbiornika krytego na boczniku
(widok z goacutery i przekroacutej podłużny)
Na kanalizacji ogoacutelnospławnej nie dopuszcza się zasadniczo do podtopienia kanału
dopływowego przed przelewem min ze względu na możliwość odkładania się osadoacutew Stąd
konieczność stosowania wewnątrz krytych zbiornikoacutew przelewoacutew do awaryjnego zrzutu
ściekoacutew (rys 38)
26
Rys 39 Schemat zbiornika otwartego na kolektorze
(przekroacutej podłużny i widok z goacutery)
Podczas pogody bezdeszczowej ścieki bytowo-gospodarcze nie wpływają do otwartej
komory retencyjnej zbiornika przedstawionego na rysunku 39 a przepływają kanałami pod
dnem zbiornika
Ze względoacutew sanitarnych powierzchnie skarp i dna zbiornika powinny być uszczelnione
Zbiornik powinien być też ogrodzony i oznaczony tablicami ostrzegawczymi
Ograniczenie ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do odbiornikoacutew
W celu ochrony zwłaszcza małych odbiornikoacutew ściekoacutew (rzek potokoacutew) stosuje się
lokalne retencjonowanie i podczyszczanie ściekoacutew pochodzących ze zrzutoacutew burzowych o
wielkości strumienia Q gt 10 SNQ - średniego niskiego przepływu wody w odbiorniku (rys
310)
Rys 310 Schematy ideowe sposoboacutew ograniczenia ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do
odbiornikoacutew z przelewoacutew na kanalizacji ogoacutelnosławnej (pb ndash przelew burzowy)
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych z
przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 4 w II tomie podręcznika [1] (- w zakresie II
stopnia studioacutew - magisterskich)
27
313 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
OGOacuteLNOSPŁAWNEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowane były niewłaściwe - w świetle wspoacutełczesnej wiedzy
(rozdziały 5divide8 podręcznika [1]) opracowane jeszcze w latach pięćdziesiątych XX wieku
zasady projektowania i metody wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej
Podczas tzw suchej pogody kanałami ogoacutelnospławnymi płyną ścieki bytowo-gospodarcze
i przemysłowe oraz wody przypadkowe w tym infiltracyjne Podczas pogody deszczowej -
dodatkowo ścieki deszczowe
Wymiary (średnice) kanałoacutew dobierane były błędnie - do całkowitego wypełnienia
przekroju na strumień objętości (Q)
Q = Qh max śc + Qm (33)
gdzie
Qh max śc - maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysło-
wych
Qm - miarodajny strumień ściekoacutew deszczowych - obliczany z błędnego obecnie wzoru
Błaszczyka wg tzw metody granicznych natężeń (MGN) bądź metody stałych
natężeń (MSN)
Stosowany w obu metodach (MGN i MSN) wzoacuter Błaszczyka oparty na opadach z
przełomu XIX i XX wieku zaniża wyniki obliczeń obecnych natężeń jednostkowych deszczy
o rząd 40 [1] Ponadto założenia wyjściowe MGN - najczęściej dotychczas stosowanej w
Polsce prowadzą do dalszej redukcji strumienia spływu woacuted opadowych (Qm) w stosunku do
innych metod czasu przepływu stosowanych przykładowo w Niemczech w podobnych
warunkach hydrologicznych W rezultacie zaniżenie wartości bilansowanych strumieni woacuted
opadowych sięgać może nawet 100 (rozdz 85 podręcznika [1]) Tak zwymiarowane
systemy kanalizacyjne podatne są obecnie na częste wylania ktoacutere jeszcze w większym
stopniu wystąpią w przyszłości wskutek zmian klimatu (rozdz 4)
Podstawą nowoczesnego - bezpiecznego wymiarowania nowych bądź modernizowanych
systemoacutew kanalizacji ogoacutelnospławnej w Polsce powinien być właściwy bilans strumieni
ściekoacutew (patrz rozdział 5) i woacuted opadowych (rozdziały 6 7 i 8) ndash zapewniający osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych wg zaleceń
PN-EN 7522008 (rozdział 1 w II tomie podręcznika [1])
32 KANALIZACJA ROZDZIELCZA
321 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI ROZDZIELCZEJ
System kanalizacji rozdzielczej ze swej istoty jest dwu- lub więcej przewodowy W
miastach na ogoacuteł dwuprzewodowy złożony z
28
kanałoacutew ściekowych - odprowadzających ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe
do miejskiej oczyszczalni
kanałoacutew deszczowych - ze zrzutem ściekoacutew do odbiornika (po podczyszczeniu)
W zakładach przemysłowych system ten jest na ogoacuteł troacutejprzewodowy występują
kanały ściekowe (na ścieki bytowe pracownikoacutew)
kanały deszczowe
kanały ściekoacutew przemysłowych - zrzut ściekoacutew technologicznych po podczyszczeniu
na terenie zakładu do miejskiej kanalizacji ściekowej
Schematy funkcjonalne kanalizacji rozdzielczej przedstawiono w skali bdquomikrordquo ndash na
rys 311 oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości na rys 312
Rys 311 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomikrordquo
(Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna)
Rys 312 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomakrordquo
(zbr- zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew)
W przypadku gdy odbiornik charakteryzuje się małym - średnim niskim przepływem
(SNQ) bądź jest szczegoacutelnie chroniony nie należy w trakcie trwania opadu zrzucać dużych
objętości ściekoacutew deszczowych Należy woacutewczas budować zbiorniki retencyjne z
29
dławionym odpływem - sterowanym np regulatorami hydrodynamicznymi (omoacutewione
szczegoacutełowo w rozdziałach 4 i 5 - w II tomie podręcznika [1])
Na wylotach kanałoacutew deszczowych do odbiornikoacutew a najlepiej w miejscu powstawania
zanieczyszczeń wymagane jest obecnie stosowanie podczyszczalni mechanicznych ściekoacutew
opadowych - separatoroacutew sedymentacyjno-flotacyjnych (omoacutewionymi szczegoacutełowo w
rozdziale 6 - w II tomie podręcznika [1]) Zasady wymiarowania i doboru regulatoroacutew
hydrodynamicznych oraz osadnikoacutew-piaskownikoacutew i flotatoroacutew substancji ropopochodnych
zostaną podane na II stopniu studioacutew
322 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci deszczowej w systemie kanalizacji rozdzielczej -
podczas trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są najczęściej zbiorniki
retencyjne z dławionym odpływem
Zbiorniki retencyjne stanowią ważny element zaroacutewno modernizowanych jak i
nowoprojektowanych sieci kanalizacyjnych pełniąc rolę regulacyjno-redukcyjną strumieni
ściekoacutew Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew specjalnych (na boczniku bądź na
kolektorze) przedstawiono na rys 33
Na rys 312a podano przykład rozbudowy kanalizacji deszczowej z zastosowaniem
zbiornikoacutew retencyjnych
Nowa zlewnia F
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Regulator
QR = 1000 ls
Q3 = 1350 ls
Q2 = 600 lsZbiornik retencyjny V1
Q1 = 750 ls
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Q4 = 1000 ls
Q1 = 750 ls
Nowa zlewnia F
Zbiornik retencyjny V2
Regulator QR = 250 ls
Q2 = 600 ls
Q3 = 250 ls
Rys 312a Przyłączanie nowej zlewni (F) do istniejącego kolektora o ograniczonej
przepustowości (Qmax = 1000 dm3s) poprzez zbiornik retencyjny
a) na istniejącym kolektorze (V1) b) na nowym kanale (V2)
Głoacutewnie ze względu na zasadę działania grawitacyjne zbiorniki retencyjne ściekoacutew
deszczowych podzielić można na dwie grupy a mianowicie
przepływowe ndash klasyczne (najczęściej jednokomorowe)
przelewowe - nowej generacji (dwu- lub więcej komorowe)
30
Zaroacutewno konstrukcje przepływowe jak i przelewowe mają swoje zalety i wady Klasyczne
już przepływowe zbiorniki retencyjne budowane są z reguły jako ziemne - odkryte natomiast
przelewowe (wielokomorowe) zbiorniki retencyjne nowej generacji są z reguły żelbetowe -
podziemne Ma to niewątpliwie wpływ na koszty ich budowy O wyborze danej konstrukcji
zbiornika decydować powinna analiza techniczno-ekonomiczna wariantoacutew rozwiązań
technicznych przy uwzględnieniu miejscowych uwarunkowań terenowych
Zbiornik przepływowy
Rys 312b Schemat zbiornika przepływowego otwartego na kolektorze
deszczowym (przekroacutej podłużny i poprzeczny)
Zbiornik tradycyjny - przepływowy ma następujące wady
znaczna objętość użytkowa (Vu) komory retencyjnej (KR)
zmienny w czasie odpływ ze zbiornika (Qo) zależny od stopnia jego wypełnienia
odkładanie się zanieczyszczeń wleczonych na dnie zbiornika
znaczne koszty budowy i eksploatacji obiektu (płukanie po każdym opadzie)
max
dopływ
odpływ
dławiony
Qd
Qo
komora
retencyjna
Vu
min
Rys 312c Schemat działania jednokomorowego przepływowego zbiornika retencyjnego
Zbiornik przelewowy
Nowoczesne wielokomorowe przelewowe zbiorniki retencyjne (rys 33d) wyposażone są
w komorę przepływową (KP) z dławionym odpływem oddzieloną od komory retencyjnej
(KR) pionową przegrodą - z bocznym przelewem w części goacuternej i zaworem klapowym
(spustowym) przy dnie zbiornika
31
przegroda stała
rura wentylacyjna
kanał doprowadzający
komora akumulacyjna rura dławiąca
komora
przepływowa
zawoacuter klapowy
Rys 312d Schemat ideowy dwukomorowego zbiornika przelewowego
Zbiornik przelewowy cechuje się przede wszystkim mniejszą objętością użytkową (V1)
komory retencyjnej (KR) w poroacutewnaniu do zbiornika przepływowego ndash o rząd 30
max Qd
Qo
komora
retencyjna
dopływ
odpływ
dławiony
komora
przepływowa
otwoacuter
klapowy
krawędź
przelewowa
V1
V3
Rys 312e Schemat działania dwukomorowego przelewowego zbiornika retencyjnego (Vu = V1 + V3)
V1 - objętość komory retencyjnej (KR) V3 - objętość komory przepływowej (KP)
Graficzne poroacutewnanie objętości na akumulację ściekoacutew w zbiornikach przepływowym
(tradycyjnym) i przelewowym - dwukomorowym podano na rysunku 312f
Rys 312f Przebieg akumulacji ściekoacutew deszczowych w zbiornikach retencyjnych
1 - modelowy hydrogram przepływu w kanale dopływowym - przed zbiornikiem
2 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przelewowym (V1+V3)
3 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przepływowym (V1+V2+V3)
32
Z analizy przebiegu retencji wynika iż objętość użytkowa (Vu) zbiornika przepływowego
składa się z trzech objętości cząstkowych Vu = V1 + V2 + V3 a zbiornika przelewowego tylko
z dwoacutech Vu = V1 + V3
323 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
ROZDZIELCZEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowano (od lat pięćdziesiątych XX wieku) niewłaściwe obecnie - w
świetle wspoacutełczesnej wiedzy (rozdziały 4divide8 podręcznika [1]) zasady projektowania i metody
wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji rozdzielczej w odniesieniu zaroacutewno do kanałoacutew
ściekowych a zwłaszcza do kanałoacutew deszczowych z obiektami specjalnymi
Sieć deszczowa działa okresowo - w czasie tzw mokrej pogody Podczas suchej pogody
płyną tylko wody przypadkowe w tym infiltracyjne
Kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarne) wymiarowane były na strumień
Q = 2Qh max śc (34)
Średnice kanałoacutew ściekowych dobierane były w uproszczeniu - na
podwojony maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-
gospodarczych i przemysłowych tj przy uwzględnieniu woacuted
przypadkowych i infiltracyjnych w wysokości Qh max śc jako
mieszczących się w 100 rezerwie przepustowości dobranej
średnicy kanału
Kanały deszczowe
Q = Qm (35)
Wymiary kanałoacutew deszczowych dobierane były niewłaściwie - do
całkowitego wypełnienia przekroju Nie uwzględniano więc żadnej
rezerwy - na przyszłościowy rozwoacutej związanej ze zwiększaniem się
stopnia uszczelnienia powierzchni zlewni czy też wynikającej ze
zmian klimatycznych Miarodajny do wymiarowania kanałoacutew
deszczowych strumień ściekoacutew (Qm) obliczany był dwoma
metodami MGN lub MSN ndash obie z niewłaściwym obecnie wzorem
Błaszczyka na natężenie deszczy (zaniżającym wyniki o ok 40)
dla zakładanych częstości występowania opadoacutew - o wydłużonym
czasie trwania (o koncentrację terenową i retencję kanałową)
Ponadto przy wymiarowaniu kanałoacutew deszczowych w Polsce dopuszczano możliwość
częstszych ich przepełnień a więc i wylewoacutew z sieci w stosunku do kanałoacutew
ogoacutelnospławnych (zakładano roacuteżne skutki środowiskowe wylewoacutew) Przykładowo kolektory
deszczowe w terenach płaskich wymiarowane były na częstość występowania opadoacutew C = 2
lata a kanały boczne tylko na C = 1 rok (W kanalizacji ogoacutelnospławnej przyjmowano
odmiennie odpowiednio C = 5 i C = 2 lata)
Podobnie też jak w przypadku kanalizacji ogoacutelnospławnej wspoacutełczynnik spływu
powierzchniowego woacuted deszczowych uzależniano wyłącznie od stopnia uszczelnienia terenu
tj z pominięciem spadkoacutew i natężeń opadoacutew projektowych
33
W celu zapewnienia odpowiedniego standardu odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych w Polsce (- zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008) oraz
podniesienia niezawodności działania kanalizacji rozdzielczej (ściekowej i deszczowej) w
rozdziale 5 podręcznika [1] przedstawiono nowe zasady bilansowania strumieni ściekoacutew i
woacuted przypadkowych a w rozdz 8 zaproponowano modyfikację metody granicznych natężeń
(MGN) do postaci tzw metody maksymalnych natężeń (MMN) w tym zastąpienie wzoru
Błaszczyka wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych
W tomie II w rozdziale 1 [1] przedstawiono nowe zalecenia w formie wytycznych
technicznych wymiarowania (WTW) sieci odwodnieniowych i obiektoacutew specjalnych w
Polsce Omoacutewiono także wymagania odnośnie zachowania wspoacutełczesnych standardoacutew
odwodnień terenoacutew także w przyszłości jako przeciwdziałanie skutkom prognozowanych
zmian klimatu w perspektywie 2100 roku
33 KANALIZACJA POacuteŁROZDZIELCZA
331 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI POacuteŁROZDZIELCZEJ
System tzw kanalizacji poacutełrozdzielczej stosowany zwłaszcza przy modernizacjach
istniejących systemoacutew rozdzielczych czy przebudowywanych ogoacutelnospławnych jest
najczęściej dwuprzewodowy
Rys 313 Schemat funkcjonalny kanalizacji poacutełrozdzielczej w skali bdquomakrordquo
(s ndash separator zbr ndash zbiornik retencyjny OŚ ndash oczyszczalnia ściekoacutew)
System zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i
przemysłowe) połączone separatorami tj obiektami specjalnymi na kanałach deszczowych
do kierowania tzw pierwszej fali odpływu - zawierającej zanieczyszczenia spłukiwane ze
zlewni oraz osady wypłukiwane z kanałoacutew deszczowych (po okresie suchej pogody) do
kanałoacutew ściekowych i do oczyszczalni ściekoacutew (rys 313)
Następna (II) fala deszczu przy wzroście strumienia Q - jako mniej zanieczyszczona
odpływa już kanałami deszczowymi do odbiornika
34
Z doświadczeń eksploatacyjnych wynika że celowe jest stosowanie separatoroacutew
burzowych o działaniu ciągłym tzn w całym okresie trwania odpływu deszczowego takich
jak np przelewy boczne z dławionym odpływem czy też upusty denne z progiem piętrzącym
a technologicznie niewłaściwe jest stosowanie separatoroacutew o działaniu okresowym - jedynie
dla pierwszej fali odpływu jak np separatory kaskadowe czy rynnowe
Rys 314 Schemat separatora kaskadowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 315 Schemat separatora rynnowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 316 Schemat separatora w postaci przelewu bocznego z rurą dławiącą - o działaniu ciągłym
Kanalizacja poacutełrozdzielcza zapewnia dobrą ochronę odbiornika ściekoacutew ndash środowiska
bowiem najbardziej zanieczyszczone ścieki opadowe (zwłaszcza tzw I fali) kierowane są
poprzez separatory na oczyszczalnię miejską pracującą pod stałym nadzorem
35
332 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
POacuteŁROZDZIELCZEJ W POLSCE
Dotychczasowe zasady wymiarowania kanalizacji poacutełrozdzielczej są obecnie
niewłaściwe zaroacutewno w odniesieniu do kanałoacutew ściekowych jak i kanałoacutew deszczowych za
separatorami
Kanały ściekowe - za separatorami były wymiarowane na maksymalny godzinowy
strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych (Qh max śc) plus strumień ściekoacutew
deszczowych - tzw I-szej fali (QmI) - zależnej od natężenia granicznego deszczu płuczącego
qs przyjmowanego jak dotychczas w zakresie qs [6 15] dm3s ha stąd
Q = Qh max śc + Qm I (36)
Obecnie wg RMŚ z 2006 r qs ge 15 dm3s ha ndash dla zanieczyszczonej zlewni [1]
Kanały deszczowe analogicznie jak w kanalizacji rozdzielczej wymiarowane były na
zaniżony strumień Qm - wywołany deszczem miarodajnym o natężeniu q(C) - obliczanym z
niewłaściwego obecnie wzoru Błaszczyka
Q = Qm (37)
Nowe zasady ndash bezpiecznego projektowania i wymiarowania hydraulicznego kanalizacji
poacutełrozdzielczej z separatorami strumieni objętości ściekoacutew deszczowych podano w II tomie
książki [1] (- w rozdziałach 1 i 3)
34 ZALETY I WADY SYSTEMOacuteW KANALIZACYJNYCH
341 CZYNNIKI WPŁYWAJĄCE NA WYBOacuteR SYSTEMU
System kanalizacji ogoacutelnospławnej
Zalety Wady
1 Kroacutetsza łączna sieć kanałoacutew 1 Małe prędkości przepływu ściekoacutew przy
suchej pogodzie (odkładanie się osadoacutew)
2 Prostszy układ sieci ndash mniejsza możliwość
kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym
2 Nieroacutewnomierna praca miejskiej
oczyszczalni ściekoacutew
3 Sieć zajmuje mniej miejsca (np pod
jezdnią)
3 Duże średnice i zagłębienia kanałoacutew
(kolizje z innym uzbrojeniem)
4 Mniejsze koszty przyłączy posesji (jeden
przykanalik)
4 Konieczność budowy przelewoacutew
burzowych zbiornikoacutew retencyjnych
5 Mniejsze koszty budowy i eksploatacji 5 Niebezpieczne dla środowiska skutki
przepełnień kanałoacutew ndash wylewoacutew
6 Brak błędnych przyłączy (jedna sieć) 6 Gnilne zapachy ze studzienek i
wpustoacutew
36
System kanalizacji rozdzielczej
Zalety Wady
1 Efektywniejszy proces oddzielnego
oczyszczania ściekoacutew
1 Praktycznie podwoacutejna sieć
2 Bardziej roacutewnomierna praca oczyszczalni
ściekoacutew
2 Skomplikowany układ sieci (kolizje
kanałoacutew ściekowych z deszczowymi)
3 Mniejsze średnice kanałoacutew ściekowych
(większe prędkości przepływu)
3 Podwoacutejny pas zabudowy terenu
4 Mniejsze zagrożenie środowiskowe
wylewoacutew z kanałoacutew deszczowych
4 Większe koszty przyłączy
5 Możliwość etapowania budowy kanalizacji
(np najpierw ściekowa poacuteźniej deszczowa)
5 Występowanie błędnych podłączeń
(np kanałoacutew ściekowych do kanałoacutew
deszczowych lub odwrotnie)
6 Możliwość przebudowy na kanalizację
poacutełrozdzielną ndash dobudowa separatoroacutew
6 Najczęściej większe koszty budowy
i eksploatacji
Na wyboacuter systemu kanalizacyjnego wpływ mają następujące czynniki [1]
Istniejąca sieć hydrograficzna (rzeki potoki kanały otwarte) rozwinięta - sprzyja
wyborowi kanalizacji rozdzielczej
Wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich zdolność do samooczyszczania się duże rzeki
sprzyjają kanalizacji ogoacutelnospławnej
Ilość i rodzaj ściekoacutew ndash zwłaszcza przemysłowych (podczyszczonych na terenie
zakładu) ndash czy mogą być odprowadzane przez przelewy najczęściej nie ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Gęstość zabudowy terenu zwarta zabudowa sprzyja kanalizacji ogoacutelnospływowej
Możliwości finansowe w przypadku konieczności etapowania inwestycji ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Czynniki przemawiające za wyborem kanalizacji ogoacutelnospławnej
Brak rozwiniętej sieci hydrograficznej do odprowadzania woacuted deszczowych
Odbiornik gwarantuje samooczyszczanie się ndash możliwe zrzuty ściekoacutew z przelewoacutew
Gęsta zabudowa - znaczne uszczelnienie terenu
Analiza ekonomiczna innego wariantu (kosztoacutew budowy i eksploatacji) systemu
wskazuje na większe koszty
Czynniki przemawiające za wyborem systemu rozdzielczego bądź poacutełrozdzielczego
Rozwinięta sieć hydrograficzna ndash kroacutetkie kanały deszczowe
Brak możliwości zrzutu z przelewoacutew ściekoacutew mieszanych ndash małe odbiorniki
37
Luźna zabudowa - mniejsze uszczelnienie terenu mniejszy odpływ woacuted deszczowych
Większa pewność poprawnego działania z punktu widzenia ochrony środowiska (w
poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
Możliwość etapowania inwestycji - z braku środkoacutew finansowych (najczęściej
większe koszty budowy i eksploatacji w poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
342 ETAPOWANIE BUDOWY KANALIZACJI
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji ściekowej Sprzyjają
temu następujące czynniki
Dostarczanie wody z sieci wodociągowej co przyczynia się do większego jej zużycia
przez odbiorcoacutew i konieczność odprowadzania większego strumienia ściekoacutew bytowo-
gospodarczych w poroacutewnaniu do braku wodociągu
Niski poziom woacuted podziemnych grunt przepuszczalny i duże spadki powierzchni terenu
w kierunku odbiornikoacutew
Luźna zabudowa małe uszczelnienie powierzchni terenu i duża infiltracja opadoacutew do woacuted
podziemnych
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji deszczowej Sprzyjają
temu
Mniejsze wskaźniki odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych (np brak wodociągu) i
możliwość ich gromadzenia w zbiornikach bezodpływowych (bądź z drenażem
rozsączającym) oraz wywożenia wozami asenizacyjnymi do oczyszczalni
Wysoki poziom woacuted podziemnych grunt słabo przepuszczalny i małe spadki powierzchni
terenoacutew
Brak naturalnych odbiornikoacutew woacuted deszczowych
Etapowanie budowy kanalizacji stosuje się obecnie rzadko głoacutewnie na terenach
pozamiejskich (wiejskich) Etap II realizowany jest najczęściej po okresie 10divide20 lat
W Europie odchodzi się obecnie od idei pełnego odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
tj odprowadzania do kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej wszystkich woacuted
opadowych
Prawidłowa gospodarka wodna w zlewniach rzek powinna polegać na pozostawianiu
na miejscu (w zlewni) jak największej ilości bdquoczystychrdquo woacuted deszczowych aby zapobiec
trwałemu obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych
Przyczynia się to też do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze
maksymalne stany i przepływy wody w rzekach [1]
38
4 KWANTYFIKACJA ZMIAN KLIMATU DO
WYMIAROWANIA ODWODNIEŃ TERENOacuteW
41 ZAGROŻENIA WYNIKAJĄCE ZE ZMIAN KLIMATU
W Polsce podobnie jak w innych krajach Europy i świata obserwowane są zmiany
klimatu przejawiające się głoacutewnie wzrostami
średniej rocznej temperatury powietrza
intensywności opadoacutew atmosferycznych i
częstości występowania zdarzeń ekstremalnych (min susze powodzie huragany
trąby powietrzne)
Wzrost średniej rocznej temperatury powietrza odnotowywany jest we wszystkich
regionach kraju Według raportu Międzyrządowego Zespołu ds Zmian Klimatu
(IPCC2007) tylko w okresie 1960-2005 (46 lat) nastąpił wzrost średniej rocznej temperatury
globu o 074 degC Przyrost temperatury wynioacutesł więc już około 016 degC na dekadę Natomiast
poziom moacuterz i oceanoacutew na przestrzeni lat 1901-2010 podnioacutesł się o 019 m (IPCC2014)
Przyczyna ocieplania się klimatu ndash paradoksalnie największy przyrost temperatury
obserwuje się w zimie nie jest w pełni rozpoznana i budzi wciąż kontrowersje (tzw efekt
cieplarniany wywołany głoacutewnie emisją pary wodnej i CO2 do atmosfery) Bezsprzecznie
wzrost temperatury powietrza wywołuje istotne zmiany w cyrkulacji wody w cyklu
hydrologicznym (parowanie ndash kondensacja ndash opad) i nasilenie się występowania zwłaszcza w
ostatnich dziesięcioleciach ekstremalnych zjawisk pogodowych takich jak susze czy
powodzie
Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17 oC do nawet 44
oC a na każdy stopień
wzrostu temperatury przewiduje się globalnie wzrost intensywności opadoacutew o około 7
Natomiast poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m co zagraża już zalaniem
znacznych powierzchni przybrzeżnych (IPCC2014) Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce w tym roczna
wysokość i częstość występowania ekstremalnych opadoacutew regionalnych Zmiany w
strukturze opadoacutew objawiają się min tym że kroacutetkie (pojedyncze) intensywne opady
deszczu będą ulegać przegrupowaniu w dłuższe nawet kilkudniowe okresy o sumie
wysokości znacznie wyższej niż dawniej
Przykładowo we Wrocławiu na przestrzeni ostatnich 5 pełnych dekad (1960-2009)
odnotowano
spadkowy trend rocznej wysokości opadoacutew
wzrostowy trend odnośnie liczby dni deszczowych w roku
wzrostowy trend intensywności opadoacutew o czasach trwania od 5 min do 3 dni - średnio
na poziomie 13 [1]
Wywoływane zmianami klimatu zagrożenia ludności i infrastruktury miast związane są
przede wszystkim z niedoborem bądź nadmiarem wody
39
Ryzyko zaistnienia niekorzystnych w skutkach zjawisk takich jak susza czy powoacutedź
określa się zwykle jako kombinację prawdopodobieństwa wystąpienia oraz miary ich
negatywnych skutkoacutew - najczęściej jako iloczyn miary zagrożenia i miary zawodności
(straty gospodarcze i społeczne)
Przewidywanie zagrożeń związanych z niskimi oraz wysokimi stanami i przepływami
woacuted w warunkach zmieniającego się klimatu jest niezbędne dla racjonalnej gospodarki
wodnej miast Dotyczy to zwłaszcza podstaw projektowania budowy i eksploatacji ujęć
wody (powierzchniowej i podziemnej) czy też odwodnień - kanalizacji deszczowej czy
ogoacutelnospławnej na terenach zurbanizowanych Obserwowanym efektem zmian klimatycznych i poza klimatycznych jest zjawisko
wzrostu temperatury powietrza w miastach w stosunku do terenoacutew otaczających ndash tzw
Miejska Wyspa Ciepła MWC jest wynikiem min uwalniania się ciepła w środowisku
miejskim z procesoacutew przemysłowych i komunalnych ktoacutere modyfikują lokalnie warunki
meteorologiczne Związany z niedoborem wody w miastach spadek wilgotności gleby
przejawia się przede wszystkim przesuszeniem zieleni miejskiej co ogranicza możliwości
terenoacutew biologicznie czynnych w łagodzeniu wpływu wysokiej temperatury (rys 41)
Rys 41 Prądy konwekcyjne i opady w rejonie miejskiej wyspy ciepła [wwwwikipediapl]
Zagrożenia wynikające z warunkoacutew termicznych w miastach (MWC) wzrastają na ogoacuteł
liniowo wraz ze wzrostem wielkości miast Przeciętnie intensywność oddziaływania MWC
charakteryzują lokalne przyrosty temperatury od wartości niewiele przekraczających 10 ordmC -
w małych miastach do około 25 ordmC - w dużych miastach Jednakże w dużych aglomeracjach
w przypadku wystąpienia upałoacutew ponad 35 oC roacuteżnica temperatury powietrza pomiędzy
miastem a terenami otwartymi może sięgać nawet 10 oC Skutkuje to już istotnym wzrostem
wskaźnika śmiertelności mieszkańcoacutew
Zagrożeniami w funkcjonowaniu sieci i obiektoacutew infrastruktury miast takich jak systemy
wodociągowe z ujęciami systemy kanalizacyjne z oczyszczalniami ściekoacutew czy składowiska
odpadoacutew związanymi z nadmiarem wody są głoacutewnie powodzie i podtopienia Według
prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (SRES A1B) przykładowo
woda stuletnia w państwach środkowej Europy będzie zdarzać się średnio częściej niż raz na
50 lat [1]
40
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych
(powodzie rzeczne) i w strefie wybrzeża (powodzie sztormowe) Natomiast lokalne
podtopienia terenoacutew (powodzie miejskie) mogą wystąpić wszędzie najczęściej w efekcie
gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew Sprzyja
temu duże zagęszczenie zabudowy miejskiej oraz uszczelnienie powierzchni terenu
prowadzące do zmniejszenia bądź znacznego ograniczenia infiltracji woacuted opadowych do
gruntu
Zagrożenia i straty generowane powodziami miejskimi objawiają się lokalnymi wylewami
z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie ulic piwnic) wskutek min
niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci kanalizacyjnych -
zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Konieczna staje się więc modernizacja infrastruktury wodno-kanalizacyjnej na terenie całego
kraju (zwiększenie przepustowości sieci budowa zbiornikoacutew retencyjno-infiltracyjnych
obwałowań terenoacutew itp)
42 ROGNOZOWANE ZMIANY STRUKTURY OPADOacuteW W
PRZYSZŁOŚCI
421 TRENDY ZMIAN ROCZNYCH WYSOKOŚCI OPADOacuteW
Przykłady badań - prognoz
bull W Niemczech w XX wieku odnotowano ogoacutelny wzrost wysokości opadoacutew na poziomie
około 10 Jednak w środkowej i wschodniej części Niemiec wykazano zaroacutewno istotne
statystycznie trendy rosnące (np Jena) jak i malejące (np Goumlrlitz)
- wg Haumlnsel S Petzold S Matschullat J Precipitation Trend Analysis for Central Eastern Germany 1851ndash
2006 Bioclimatology and Natural Hazards 2009 vol 14
bull W Polsce analizowano trendy zmian rocznych wysokości opadoacutew (na 28 stacjach
IMGW) dla danych z lat 1951ndash2009 wykazano istotny statystycznie trend rosnący np
dla Rzeszowa ale też istotny trend malejący opadoacutew np na Śnieżce Ogoacutelnie przewaga
trendoacutew malejących
- wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia KGW PAN 2010
bull Szczegoacutełowe badania szeregoacutew czasowych opadoacutew z okresu 60 lat (1954-2013) dla 4
stacji IMGW Kłodzko Legnica Opole i Wrocław - położonych w dorzeczu Goacuternej
Odry wykazały zmniejszanie się rocznej i sezonowej wysokości opadoacutew Dla Legnicy i
Opola trendy malejące były na wyższym poziomie istotności niż dla Kłodzka i Wrocławia
(zaroacutewno w przypadku regresji liniowej jak i testu Manna-Kendalla)
- wg Kaźmierczak B Kotowski A Wdowikowski M Analiza tendencji rocznych i sezonowych zmian wysokości
opadoacutew atmosferycznych w zlewni Goacuternej Odry Ochrona Środowiska 2014 vol 36 nr 3
41
Rys 11 Lokalizacja stacji meteorologicznych IMGW-PIB w zlewni Goacuternej Odry
Zagrożenia wynikające z niedoboru wody
Zasoby wodne Polski należą do najuboższych w Europie Ich wielkość w przeliczeniu na rok
i mieszkańca jest trzykrotnie mniejsza od średniej europejskiej 4560 m3 w Europie w Polsce
ndash tylko 1580 m3 Wg danych GUS znakomita większość ujmowanej wody - około 85
pochodzi z zasoboacutew woacuted powierzchniowych a 15 z zasoboacutew woacuted podziemnych
W przyszłości zwiększać się będzie ryzyko zagrożenia tzw suszami hydrologicznymi
pogłębiającymi w wieloleciu niedobory wody w miastach (niskie stany i przepływy)
422 TRENDY ZMIAN CZĘSTOŚCI WYSTĘPOWANIA
INTENSYWNYCH OPADOacuteW
Przykład badań - prognoz
We Wrocławiu na przestrzeni lat 1960-2009 stwierdzono wzrost intensywności opadoacutew
- o czasach trwania od 5 min do 3 dni - dla częstości występowania
C ge 1 rok o 8 - na poziomie istotności 69
C ge 2 lata o 13 - na poziomie istotności 75
C ge 5 lat o 43 - na poziomie istotności 98
C ge 10 lat o 68 - na poziomie istotności 99
C ge 1 rok C ge 2 lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
42
C ge 5 lat C ge 10 lat
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
Rys 12 Trendy zmian przedziałowych wysokości opadoacutew maksymalnych dla częstości
występowania C ge 1 C ge 2 C ge 5 oraz C ge 10 lat we Wrocławiu w okresie 1960-2009
- wg Kaźmierczak B Kotowski A The influence of precipitation intensity growth on the urban drainage
systems designing Theoretical and Applied Climatology 2014 vol 118 nr 1
Zagrożenia wynikające z nadmiaru wody
Według prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (IPCC2007 -
SRES A1B) przykładowo bdquowoda 100-letniardquo w państwach środkowej Europy będzie zdarzać
się średnio częściej niż raz na 50 lat
- wg Kundzewicz Z W Zmiany ryzyka powodziowego w Europie Sympozjum Paryż - Orlean 28-3003 2012
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych -
powodzie rzeczne i w strefie wybrzeża - powodzie sztormowe (cofkowe)
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
Lokalne podtopienia terenoacutew - powodzie miejskie mogą wystąpić wszędzie najczęściej w
efekcie gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew
Zagrożenia i straty (gospodarcze i społeczne) generowane powodziami miejskimi
objawiają się lokalnymi wylewami z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie
ulic posesji piwnic) wskutek niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci
kanalizacyjnych - zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości
43
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 [1] Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[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
Biorąc pod uwagę obecną wiedzę na temat trendoacutew zmian klimatu do 2100 roku
dostosowanie typowych opadoacutew projektowych do wymiarowania i modelowania odwodnień
terenoacutew (tab 11 divide 13) można dokonać poprzez korektę ich intensywności - krzywych IDF o
obecnych częstościach występowania lub zmieniając częstości występowania wspoacutełczesnych
opadoacutew projektowych Oznacza to że dzisiejsze intensywności opadoacutew należy zwiększyć o
około 20 dla C = 1 rok do około 50 dla C = 10 lat lub też częstości występowania
obecnych opadoacutew należy zredukować około 2 razy
Na tej podstawie opracowano wytyczne do identyfikacji przyszłych przeciążeń
hydraulicznych w systemach kanalizacyjnych Flandrii w Belgii [1]
W Niemczech zaproponowano korektę częstości opadoacutew projektowych przyjmowanych
obecnie do weryfikacji nadpiętrzeń i wylewoacutew - wg standardu DWA-A1182006
Przykładowo dla terenoacutew mieszkaniowych zaproponowano scenariusz opadoacutew C = 5 lat
zamiast C = 3 lata (wg tab 13) - do weryfikacji występowania przyszłych nadpiętrzeń oraz
scenariusz opadoacutew ekstremalnych o C = 100 lat - dla zapewnienia wymaganej obecnie
dopuszczalnej częstości wylewoacutew raz na 20 lat (wg tab 11)
Na tej podstawie Krajowy Urząd ds Środowiska w Bawarii wydał w 2009 roku zalecenie
odnośnie częstości opadoacutew do identyfikacji przyszłych przeciążeń kanalizacji deszczowej i
ogoacutelnospławnej w Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii co przedstawiono w tabeli 44
Tab 44 Zmiany do zaleceń DWA-A1182006 (wg tab 13) odnośnie scenariuszy opadoacutew do
identyfikacji przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości dla Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii
wg Merkblatt Nr 4332009 [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu
Częstości opadoacutew do symulacji
- nadpiętrzeń - wylewoacutew
[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
44
43 DZIAŁANIA PREWENCYJNE I ZARADCZE
431 Identyfikacja potencjalnych przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości
Z powodu globalnych regionalnych i lokalnych zmian klimatycznych w przyszłości
wystąpi jeszcze więcej ekstremalnych zjawisk opadowych ktoacutere będą powodować lokalne
szkody na terenach zurbanizowanych Odpowiednie działania prewencyjne i zaradcze w celu
zminimalizowania negatywnych skutkoacutew takich zdarzeń w przyszłości są już dziś pilnie
potrzebne bowiem budowane obecnie systemy odwodnień terenoacutew powinny sprawdzać się w
działaniu w horyzoncie czasowym 2100 roku
Tak więc wymiarując dzisiejsze systemy kanalizacyjne powinniśmy uwzględniać
prognozowane scenariusze zmian klimatycznych w przyszłości
Pierwszym etapem do identyfikacji przeciążeń kanałoacutew i obiektoacutew w przyszłości
powinna być symulacja działania istniejącego bądź nowoprojektowanego systemu
odwodnienia odnośnie nadpiętrzeń
Parametrami kryterialnymi do wykazania konieczności dostosowania danego systemu
odwodnienia do zmian klimatycznych mogą być objętość właściwa wylewoacutew (OWW)
stopień zatopienia studzienek (SZS) i stopień wykorzystania kanałoacutew (SWK) Wskaźnik OWW
(w m3ha) wynika z obliczonej objętości wylewoacutew z kanałoacutew (V w m
3) względem
uszczelnionej ndash zredukowanej powierzchni Fzr danej zlewni (w ha)
zrF
VOWW (46)
Wskaźnik SZS ujmuje stosunek liczby zalanych do powierzchni terenu studzienek (Nz) do
ogoacutelnej liczby studzienek (N) danego systemu lub tylko powiązanych wzajemnie jego części
N
NSZS
z (47)
Wskaźnik SWK pozwala na ocenę średniego ważonego stopnia wykorzystania
przepustowości hydraulicznej całej sieci danego systemu odwadniającego lub jego części
i
n
iproj
i
i
l
Q
Ql
SWK1
max
(48)
gdzie
Qmaxi - maksymalna obliczona wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału m3s
Qproji - maksymalna projektowa wartość strumienia odpływu i-tego odcinka m3s
li - długość i-tego odcinka sieci kanalizacyjnej złożonej z n odcinkoacutew m
Wartości graniczne wskaźnikoacutew OWW SZS i SWK powinny być ustalane indywidualnie
dla danego systemu Przykład z [1] podano w tab 49
45
Tab 49 Parametry do oceny konieczności adaptacji kanalizacji do zmian klimatu Skala wartości wskaźnikoacutew
SWK [-]
00 02 04 06 08 10 12 14 16 18 2 gt2
SZS [-]
0 005 01 015 02 025 03 035 04 045 05 gt05
OWW [m3ha]
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 gt20
Potrzeba
dostosowania
brak średnia duża
W przypadku gdy zidentyfikowane zostaną lokalne przeciążenia systemu (wg scenariuszy
z tab 44) konieczne są dalsze analizy ryzyka podatności Można tego dokonać na podstawie
ocen GIS ilub in-situ a w przypadku stwierdzenia rozległych przeciążeń niezbędna staje się
dodatkowa symulacja działania systemu w połączeniu z cyfrowym modelem terenu
Zalecane jest to zwłaszcza w przypadku gdy co najmniej dwa kryterialne parametry oceny
(OWW i SZS lub SWK) wskazują na wysoką potrzebę adaptacji (tab 49) Szczegoacutełowa
analiza wynikoacutew symulacji pozwala na wytyczenie granic terenoacutew zalewowych a także na
specyfikację głębokości wody szybkości strumienia i objętości spływu wody
Dalsze kroki planowania powinny polegać na wskazaniu potencjalnych rezerwuaroacutew (np
zagłębień terenowych) do retencjonowania lub ewentualnie kierowania fali spływu
powierzchniowego na tereny słabiej zagospodarowane (nieużytki ogrody działkowe boiska
sportowe) z ewentualnym zaleceniem podwyższenia krawężnikoacutew lub też budowy wałoacutew
przeciw powodziowych (trwałych bądź zastawkowych)
432 Zasady miejscowego zagospodarowania woacuted opadowych
Zagrożenia dla systemoacutew kanalizacyjnych wynikające ze zmian klimatu wywoływane są
zaroacutewno omoacutewionymi już czynnikami klimatycznymi (wzrost temperatury powietrza i
zmiany w strukturze opadoacutew) jak i poza klimatycznymi związanymi min ze zmianami
sposobu zagospodarowania czy użytkowania terenu
Na zmiany klimatu nakłada się więc wpływ szeregu procesoacutew urbanizacyjnych w tym
intensywna działalność gospodarcza i zajmowanie nowych obszaroacutew szczegoacutelnie wrażliwych
na skutki zmian klimatu (np obszary zalewowe) Wzrasta też na ogoacuteł udział powierzchni
nieprzepuszczalnych na terenach już zabudowanych
Naturalny obieg wody w przyrodzie charakteryzuje się roacutewnowagą pomiędzy zjawiskami
opadoacutew atmosferycznych a procesami spływu powierzchniowego infiltracji do gruntu (i do
woacuted podziemnych) oraz parowania do atmosfery Dynamiczna urbanizacja terenoacutew miejskich
przyczynia się do zwiększenia powierzchni uszczelnionych na obszarach do niedawna słabo
zagospodarowanych lub pokrytych roślinnością Skutkuje to zmianami intensywności spływu
powierzchniowego woacuted opadowych
Wielkość infiltracji woacuted opadowych do gruntu w warunkach naturalnych szacowana jest
zwykle na poziomie 80divide100 przy spływie powierzchniowym wynoszącym 20divide0
Rozwoacutej miast i związany z tym proces uszczelniania powierzchni burzy te proporcje W
zależności od stopnia urbanizacji spływ powierzchniowy może sięgać nawet powyżej 80
46
a naturalna infiltracja woacuted opadowych może zostać ograniczona do poziomu poniżej 20
(rys 47)
Rys 47 Spływ powierzchniowy i podziemny woacuted opadowych w zależności
od stopnia urbanizacji terenu [httplincolnnegov]
Zgodnie z zasadą zroacutewnoważonego rozwoju prawidłowa gospodarka wodna na
terenach zurbanizowanych powinna polegać na zagospodarowaniu jak największej objętości
bdquoczystychrdquo woacuted opadowych tak aby
zmniejszyć i opoacuteźnić spływ powierzchniowy woacuted do odbiornikoacutew oraz
zapobiec obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych w miastach
Wykorzystuje się w tym celu procesy retencji infiltracji i ewapotranspiracji w takich
obiektach jak zbiorniki retencyjno-infiltracyjne naturalne niecki terenowe czy lansowane
ostatnio tzw zielone dachy [1] Unikać przy tym należy generalnie nadmiernego
uszczelniania powierzchni terenu (stosować np utwardzanie ażurowe) Przyczyni się to w
bezpośredni bądź pośredni sposoacuteb do ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed powodziami
miejskimi ndash wylewami z kanałoacutew
Wodyścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z zanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych przed wprowadzeniem ich do gruntu
powinny być podczyszczane Wynika to z Rozporządzeń Ministra Środowiska (RMŚ) z
2006 i 2014 roku Nie dotyczy to woacuted opadowych pochodzących z niezanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni ndash jako umownie bdquoczystychrdquo (np z dachoacutew na terenach
mieszkaniowych)
Infiltracja z retencją powierzchniową stosowana jest na terenach zielonych Najczęściej
wykorzystuje się do tego celu naturalne zagłębienia terenu jako tzw niecki rozsączające w
ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza zwykle 03 m Zbiorniki rozsączające to zazwyczaj
wyprofilowane zagłębienia terenu w ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza 10 m
Poprawę zdolności chłonnych zbiornikoacutew oraz efektoacutew samooczyszczania woacuted
opadowych można uzyskać poprzez obsianie dna i skarp odpowiednio dobranymi
mieszankami traw i innej roślinności
47
Infiltracja z retencją podziemną - rozsączanie podziemne woacuted opadowych może się
odbywać poprzez skrzynki czy komory rozsączające oraz studnie czy drenaże chłonne (rys
48)
a) b) c)
Rys 48 Schematy przykładowych urządzeń do rozsączania podziemnego woacuted deszczowych
a) skrzynki rozsączające b) komora rozsączająca c) studnia chłonna
Skrzynki rozsączające umieszcza się zwykle w odpowiednio głębokich wykopach w
ktoacuterych wykonuje się warstwę drenażową - o dużej wartości wspoacutełczynnika filtracji
Komory rozsączające charakteryzują się na ogoacuteł bardziej wytrzymałą konstrukcją nośną
w stosunku do skrzynek rozsączających Są najczęściej stosowane do odwadniania dużych
powierzchni
Studnie i drenaże chłonne znajdują zastosowanie przy braku naturalnych odbiornikoacutew i
przy ograniczonych możliwościach zastosowania urządzeń o większej powierzchni infiltracji
5 METODY BILANSOWANIA STRUMIENI ŚCIEKOacuteW
51 ŚCIEKI BYTOWO-GOSPODARCZE I PRZEMYSŁOWE
Grawitacyjne kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarnerdquo) są wymiarowane na
maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew bytowo-gospodarczych i
przemysłowych przy uwzględnieniu dodatkowo strumienia woacuted przypadkowych w tym
infiltracyjnych oraz rezerwy na przyszłościowy rozwoacutej
Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej ilub przemysłowej jest
właściwy bilans strumieni ściekoacutew Obecnie odstępuje się często od sporządzania
szczegoacutełowych bilansoacutew wodnych na rzecz bilansoacutew opartych na wskaźnikach scalonych ndash
na perspektywę ge 50 lat
Bilans odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych oraz przemysłowych opracować można
wg podobnej metodyki - jak bilans zapotrzebowania na wodę
48
Ogoacutelnie średnie dobowe w roku (Qdśr) zużycie wodyodpływ ściekoacutew (w m3d) wynosi
idisrd QQ
365
1365
1
(51)
Rys 51 Nieroacutewnomierność poboru wody bądź odpływu ściekoacutew w roku (0274=100365 d)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (Nd) i odpływ maksymalny dobowy odpływ
ściekoacutew (Qdmax) wynosi
ddsrd
dsr
dd NQQ
Q
QN max
max (52)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności godzinowej (Nh) i odpływ maksymalny godzinowy
odpływ ściekoacutew (Qhmax) w dobie o Qdmax wynosi
hhsrh
d
h
hsr
hh NQQ
Q
Q
Q
QN max
max
maxmax 24 (53)
Rys 52 Nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew w dobie (4167=10024 h)
Stąd ogoacutelnie maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew (w dm3s) wyniesie
86400max srdhdh QNNQ (54)
Wielkość zużycia wody w danej jednostce osadniczej określić można najdokładniej na
podstawie zarejestrowanego poboru wody (z wodomierzy) Odpływ ściekoacutew bytowo-
gospodarczych czy przemysłowych jest mniejszy od 100 - zarejestrowanego poboru wody i
ma mniejszą nieroacutewnomierność godzinową (retencja sieci) w stosunku do poboru wody w
tym przesuniętą w czasie (rys 53)
49
Rys 53 Nieroacutewnomierność poboru wody i odpływu ściekoacutew w dobie
Dotychczasowe wytyczne techniczne projektowania (WTP) kanalizacji z roku 1965 a
zwłaszcza zalecenia Instytutu Kształtowania Środowiska (IKŚ) z 1978 r ndash straciły swą
aktualność co do wartości wskaźnikoacutew zużycia wody i odpływu ściekoacutew z gospodarstw
domowych
Były mocno przeszacowane podawały bardzo duże wartości wskaźnikoacutew qj zużycia
wody w przeliczeniu na mieszkańca i dobę (- nawet 300 dm3d na Mk)
Obecnie bdquoobowiązująrdquo zalecenia wg Rozporządzenia Ministra Infrastruktury z 2002
roku znacznie niższe - przeciętne bdquonormy zużycia wodyrdquo w gospodarstwach domowych
(bdquomieszkalnictwordquo ndash wg tab 51)
Tab 51 Wskaźniki zapotrzebowania na wodę w miastach
Elementy zagospodarowania
przestrzennego
terenu zurbanizowanego
Jedno-
stka
Wskaźnik
zużycia wody qj
dm3d
Wspoacutełczynnik
nieroacutewnomierności
dobowej Nd
1 Mieszkalnictwo
- wielorodzinne kl I
i jednorodzinne wg kl II
klasy wyposażenia kl III
instalacyjnego kl IV
mieszkań kl V
Mk
Mk
Mk
Mk
Mk
140divide160
80divide100
70divide90
50divide60
30
15divide13
15divide13
2divide15
2divide15
2divide15
2 Usługi ogoacutelnomiejskie
3 Komunikacja zbiorowa
4 Mycie ulic i placoacutew
5 Podlewanie zieleni miejskiej
Mk
Mk
Mk
Mk
60
4
10
10
13
12
24
60
6 Tereny przemysłowo-składowe
- wskaźnik na mieszkańca
- przemysł niewodochłonny
- przemysł wodochłonny
Mk
m3d∙ha
m3d∙ha
70
30 divide 100
100 divide 500
115
115
115
I klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z dostawą ciepłej wody użytkowej z zewnątrz
II klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
III klasa - niepełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
IV klasa - wodociąg ubikacja bez łazienki
V klasa - wodociąg bez ubikacji i łazienki brak kanalizacji
niższe wartości dotyczą przypadku braku sieci kanalizacyjnej - zbiorniki bezodpływowe
zaniżone wartości (w II klasie) - niezgodne z badaniami zużycia wody w miastach
50
UWAGA Zaznaczyć jednak należy że zalecenia wg RMŚ z 2002 r dotyczą głoacutewnie
rozliczeń ryczałtowych w sytuacji braku pomiaru zużycia wody przez odbiorcoacutew do czego
ograniczała się delegacja ustawowa dla ministra na podstawie Ustawy z dnia 7 czerwca 2001
r o zbiorowym zaopatrzeniu w wodę i zbiorowym odprowadzaniu ściekoacutew (Dz U Nr 72)
Metodyka bilansoacutew ściekoacutew Najpierw bilansuje się średnie dobowe (w m3d)
zapotrzebowanie na wodę w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego
(tab 51) posługując się liczbą mieszkańcoacutew (Mk) miastaosiedla i wskaźnikiem średniego
dobowego zapotrzebowania na wodę (qj)
Qd śr = 0001
6
1i
q j middot Mk (55)
gdzie
qj - wskaźnik dobowego zużycia wody przez mieszkańca w dm3d (tab 51)
a następnie oblicza się maksymalny dobowy strumień odpływu ściekoacutew (w m3d) z wzoru
Qd max śc = Σ (Qd śr middot Nd middot η) (56)
lub
Qd max śc =0001 Σ (qj middot Mk middot Nd middot η) (57)
gdzie
Nd ndash wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (tab 51)
η ndash wspoacutełczynnik zmniejszający - określający strumień odpływu ściekoacutew
Przyjmuje się więc że odpływ ściekoacutew jest mniejszy od poboru wody wodociągowej o
wartość mnożnika
η = 095 dla mieszkalnictwa i usług ogoacutelno miejskich (urzędoacutew szkoacuteł szpitali itd)
η = 10 dla komunikacji zbiorowej
η = 025divide050 dla mycia ulic i placoacutew - w kanalizacji ogoacutelnospławnej oraz η = 0 - w
kanalizacji rozdzielczej (kanały ściekowe) ndash niezgodne z rzeczywistością
η = 0 dla podlewania zieleni miejskiej (woda nie trafia do kanalizacji)
η = 085 dla terenoacutew przemysłowo-składowych
Przyjmując za podstawę obliczony maksymalny dobowy odpływ ściekoacutew Qd max śc =
100 w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego (poz 1divide4 i 6 - tab
51) sporządza się histogramy odpływoacutew godzinowych ściekoacutew - wykorzystując
dotychczasowe (z braku aktualnych) modele symulacyjne zapotrzebowania na wodę tj
rozbioroacutew w poszczegoacutelnych godzinach doby - wg tab 52
51
Tab 52 Modele symulacyjne rozkładoacutew godzinowych zapotrzebowania na wodę w dobie
maksymalnej i wartości wspoacutełczynnikoacutew (η) określających dobowy odpływ ściekoacutew [1]
Godziny
od - do
Elementy zagospodarowania przestrzennego terenu zurbanizowanego Mieszkalnictwo Usługi
ogoacutelno-
miejskie
Komunika-
cja zbiorowa
Mycie ulic i
placoacutew
Podlewanie
zieleni
Tereny
przemy-
słowe wieloro-
dzinne
jedno-
rodzinne
0 ndash 1 125 135 100 - 625 - 050
1 ndash 2 085 065 100 1650 625 - 050
2 ndash 3 085 065 100 1650 625 - 050
3 ndash 4 085 065 100 1650 625 - 050
4 ndash 5 210 085 100 1650 625 1250 050
5 ndash 6 250 (300) 300 100 - 625 1250 050
6 ndash 7 545 (625) 515 100 - - 1250 875
7 ndash 8 625 (545) 475 200 - - 1250 875
8 ndash 9 495 (445) 445 300 - - - 875
9 ndash 10 440 420 700 850 - - 875
10 ndash 11 420 340 1000 850 625 - 875
11 ndash 12 405 340 1200 850 625 - 875
12 ndash 13 390 340 1200 850 625 - 875
13 ndash 14 430 400 1200 - 625 - 875
14 ndash 15 440 420 1000 - - - 325
15 ndash 16 475 380 700 - - - 325
16 ndash 17 565 435 300 - - - 325
17 ndash 18 530 500 300 - - 1250 325
18 ndash 19 565 685 300 - 625 1250 325
19 ndash 20 630 915 300 - 625 1250 325
20 ndash 21 660 900 200 - 625 1250 325
21 ndash 22 680 745 200 - 625 - 325
22 ndash 23 545 550 100 - 625 - 050
23 ndash 24 320 480 100 - 625 - 050
Suma 100 100 100 100 100 100 100
η 95 95 95 100 0 divide 50 0 85
- przy założonej przeciętnej zmianowości I zmiana - 70 II zmiana - 26 III zmiana - 4
( ) - wartości dla miast o przewadze funkcji przemysłowych
Zsumowanie odpływoacutew godzinowych ściekoacutew z wszystkich elementoacutew
zagospodarowania (w danej godzinie w dobie maksymalnej) prowadzi do określenia
największej wartości Qh max śc (najczęściej występującej w godzinach rannych 600
divide 800
lub
wieczornych - 1900
divide 2200
) ktoacutera jest podstawą doboru średnic kanałoacutew ściekowych
Bilanse odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych opracowuje się
najczęściej na perspektywę ge 50 lat Należy uwzględnić planowane zagospodarowanie
przestrzenne terenoacutew w tym liczbę mieszkańcoacutew rodzaj przemysłu oraz usług w danych
jednostkowych osadniczych Decydujący o wielkości odpływu ściekoacutew jest zwykle udział
mieszkalnictwa (wielo- i jednorodzinnego) ndash zwykle 60divide80 Qd max śc
52
Wg danych ATV-DVWK-A11819992006 średnie dobowe zużycie wody przez
mieszkańca łącznie z usługami kształtuje się w Niemczech na poziomie od 80 do 200 dm3d
Odpowiednio w Polsce wg danych z tabeli 51 wynosi od 90 dm3d do 220 dm
3d
Przeciętnie w polskich miastach szacowane jest obecnie na poziomie 130 dm3dmiddotMk i
maleje wraz ze wzrostem liczby wodomierzy co jest skutkiem oszczędnego gospodarowania
wodą - min likwidacji przeciekoacutew z zaworoacutew spłuczek większej liczby zmywarek do
naczyń pralek montażu kabin natryskowych zamiast wanien kąpielowych itd
UWAGA W przypadku terenoacutew wiejskich nie przekracza na ogoacuteł 100 dm3dmiddotMk
Z braku danych w polskiej literaturze można posługiwać się wytycznymi niemieckimi
(ATV A-118) ktoacutere na perspektywę 2050 roku przewidują wskaźnik scalony [1]
qbg = 0004 divide 0005 dm3s na mieszkańca
- jako maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych - miarodajny do
wymiarowania miejskich kanałoacutew ściekowych
Na tej podstawie strumień Qbg (w dm3s) wynosi
Qbg = qbg middot Z middot Fbg (58)
gdzie
Z - gęstość zaludnienia Mkha
Fbg - powierzchnia zlewni ściekoacutew bytowo-gospodarczych ha
Zaludnienie terenoacutew (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mkha - tereny wiejskie o luźnej
zabudowie do 300 Mkha - centra miast
Odnośnie terenoacutew przeznaczonych na przemysł można tutaj roacutewnież posługiwać się
wskaźnikami scalonymi wg ATV A-118 skąd Qp (w dm3s)
ppp FqQ (59)
gdzie
qp(n) = 02divide05 dm3s ha - dla przemysłu niewodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(n) = 03divide12 dm3s ha)
qp(w) = 05divide10 dm3s ha - dla przemysłu wodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(w) = 12divide58 dm3s ha)
Fp ndash powierzchnia terenoacutew przemysłowych ha
Ogoacutelnie wartość Qp zależny od branży technologii produkcji czasu pracy -
zmianowości i liczby pracownikoacutew itp Przemysł może mieć też istotny wpływ na
nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew (rys 54)
Polskie dotychczasowe wytyczne znacznie przeszacowują racjonalnie uzasadnione
potrzeby wodne zwłaszcza przemysłu wodochłonnego w poroacutewnaniu do państw unijnych
53
UWAGA Odpływ ściekoacutew z terenoacutew przemysłowych może być większy niż
zarejestrowany poboacuter wody wodociągowej Zakłady posiadają często własne ujęcia
wody Woacutewczas ilość i nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew przemysłowych ustalać
należy na podstawie ankiet ilub pomiaroacutew
Rys 54 Wpływ zmianowości pracy w przemyśle na nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew
52 WODY PRZYPADKOWE
Szczegoacutełowe ustalenie strumieni ściekoacutew miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
powinno uwzględniać dodatkowo dopływ woacuted przypadkowych tj głoacutewnie infiltracyjnych i
opadowych
Wskutek niestarannego wykonania kanałoacutew oraz starzenia się materiałoacutew dochodzi do
braku szczelności kanałoacutew co powoduje
- infiltrację woacuted podziemnych do wnętrza kanałoacutew bądź też
- eksfiltrację ściekoacutew do gruntu i skażenie woacuted podziemnych
Tabela 53 Możliwe składowe woacuted przypadkowych w zależności od rodzaju kanałoacutew
wg ATV A-11819992006 [1]
Kanał ogoacutelnospławny Kanał deszczowy Kanał ściekowy (bdquosanitarnyrdquo) - infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające wody drenażowe
źroacutedlane oraz powierzchniowe (ze
strumieni potokoacutew itp)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające ścieki (bdquosanitarnerdquo)
poprzez błędne podłączenia
- dopływające wody deszczowe
poprzez włazy studzienek i błędne
podłączenia
54
Wg dotychczasowych polskich wytycznych technicznych z 1965 roku w przypadku gdy
dno kanału zagłębione jest pod zwierciadłem wody podziemnej dla H le 4 m (wg rys 55)
wartość infiltracji należało przyjmować
dla sieci osiedlowej qinf = 10 m3d km lub 05 divide 20 m
3d ha
dla sieci miejskiej
qinf = 10 m3d km lub 05divide20 m
3d ha - kanały murowane i tworzywowe
qinf = 30 m3d km lub 15divide60 m
3d ha - kamionkowe
qinf = 40 m3d km lub 20divide80 m
3d ha - betonowe
Rys 55 Zagłębienie kanału względem zwierciadła wody podziemnej
Przy zagłębieniu kanałoacutew H gt 4 m należało zwiększyć qinf o 20 co 1 m powyżej 4 m
(Dla przykładu dla H = 6 m i kanału miejskiego z kamionki qinf = 14 middot 30 = 42 m3d km)
UWAGA Obecnie wykonuje się proacuteby szczelności nowych kanałoacutew - przy odbiorze
technicznym - mniejsza infiltracja w przyszłości
Wody przypadkowe to obok infiltracyjnych głoacutewnie wody deszczowe dopływające do
kanałoacutew ściekowych (podczas pogody deszczowej) przez
otwory wentylacyjne we włazach studzienek kanalizacyjnych
błędne podłączenia np rynien dachowych wpustoacutew podwoacuterzowych itp
Wielkość dopływu woacuted przypadkowych zależy od charakterystyki miastaosiedla (rodzaju
materiału kanałoacutew jakości wykonania i wieku kanałoacutew oraz zagłębienia pod zwierciadłem
wody podziemnej spadkoacutew powierzchni terenu rodzaju nawierzchni droacuteg itp)
Można ją oszacować przez pomiar strumienia przepływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych
i przemysłowych w godzinach nocnych - przy odciętym dopływie wody wodociągowej
podczas pogody deszczowej i bezdeszczowej
Na podstawie wytycznych niemieckich ATV A-11819992006 zaleca się przyjmowanie
następujących wartości wskaźnikoacutew
55
qinf [005 015] dm3s∙ha - dla infiltracji (wg polskich wytycznych dla H le 40 m
wskaźnik ten wynosił qinf = 0006divide010 dm3s ha )
qwd [02 07] dm3s∙ha - dla dopływu woacuted deszczowych (nie uwzględniany w
dotychczasowych polskich wytycznych )
czyli łącznie
qprzyp [025 085] dm3s∙ha - do wymiarowania kanałoacutew ściekowych
53 ZALECANE WYPEŁNIENIA KANAŁOacuteW ŚCIEKOWYCH
Dotychczas w Polsce (wg WTP z 1965 r) błędnie przyjmowano ryczałtowo strumień
woacuted przypadkowych w tym infiltracyjnych z rezerwą na przyszłościowy rozwoacutej w
wysokości 100 Qh max śc tj ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych a wymiar
kanału dobierano na 2Qh max śc - do całkowitego wypełnienia kanału
Zmienione zasady projektowe z 1983 roku [IKŚ] zalecały przyjmowanie wypełnień
względnych kanałoacutew ściekowych hD le 06 (tj do 60 średnicy) dla kanałoacutew o średnicach D
lt 10 m ale dla miarodajnego (maksymalnego godzinowego) strumienia samych ściekoacutew Q
= Qbg + Qp czyli do 67 obliczeniowej przepustowości całkowitej (Qo = 100) kanału
kołowego
Tym samym ograniczono rezerwę przepustowości takich kanałoacutew ndash łącznie na wody
przypadkowe i infiltracyjne oraz na przyszłościowy rozwoacutej - z ok 50 do ok 33 (rys
56) przepustowości całkowitej (Qo) Prowadzi to do niedowymiarowania średnic kanałoacutew
Rys 56 Przykładowe krzywe sprawności hydraulicznej kanału kołowego (QQo od hD)
Wypracowane w Niemczech zasady wymiarowania kanałoacutew ściekowych są
poprawniejsze bowiem rezerwa bezpieczeństwa przepustowości kanałoacutew ściekowych (na
przyszłościowy rozwoacutej) jest uwzględniana dopiero po wyznaczeniu miarodajnego odpływu
ściekoacutew Qśc tj łącznie ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz woacuted
przypadkowych (- infiltracyjnych i nieuniknionego dopływu woacuted deszczowych)
56
Tak więc miarodajny strumień objętości ściekoacutew wyznacza się dla 4 składowych
dopływu
Qśc = Qbg + Qp + Qinf + Qwd (511)
- a kanały ściekowe dobiera się na wypełnienie hD od 50 do 70 co odpowiada
przepustowości całkowitej (Qo = 100) przekroju kołowego od 50 do 83 (rys 56) czyli
pozostaje bdquoczystardquo rezerwa na przyszłościowy rozwoacutej od 50 do 17 Qo ndash w zależności od
ważności kanału ściekowego w systemie
Powstająca w ten sposoacuteb bdquonadwyżkardquo przepustowości kanału nie może być w żadnym
wypadku traktowana w kategorii bdquorozrzutnościrdquo lecz jako zabezpieczenie pewności działania
systemu (ochrony przed wylaniem) a także jako rezerwa rozwojowa do ewentualnego
wykorzystania w przyszłości
W ten sposoacuteb wymiarowanie staje się bardziej bezpieczne a jego rezultat daje się
potwierdzać w trakcie eksploatacji już istniejących systemoacutew
Przykład metodyczny 1
Podział zlewni miejskiej ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych na
powierzchnie cząstkowe przynależne do danego odcinka kanału ściekowego (A-B-C) i
obliczenia strumieni ściekoacutew miarodajnych do doboru średnic (rys 57)
Rys 57 Schemat podziału zlewni ściekoacutew na powierzchnie cząstkowe
Wymiar kanału na odcinku AB dobieramy na strumień miarodajny - maksymalny
godzinowy QB (w dm3s) - bezpośrednio przed węzłem B
QB = qbg middot Z middot sumFbg AB + [(qinf + qwd) middot sumFbg AB]
a wymiar kanału na odcinku BC na łączny strumień QC (na odcinkach AB i BC) -
bezpośrednio przed węzłem C
QC = QB + qbg middot Z middot Fbg BC + [(qinf + qwd) middot Fbg BC] + qpmiddot Fp BC + [(qinf + qwd) middot Fp BC]
57
Przykład metodyczny 2
Przyporządkowanie pośrednich średnic kanałoacutew na odcinkach kolektora A-B-C-D wg
rysunku 58
Kolektor ściekowy AD podzielono na 3 odcinki i obliczono miarodajne strumienie
ściekoacutew QB QC i QD
ndash dla odcinka AB ndash dla QB i spadku dna kanału ik1 dobrano D1 = 06 m
ndash dla odcinka BC ndash dla QC i spadku dna kanału ik2 dobrano D2 = 08 m
ndash dla odcinka CD ndash dla QD i spadku dna kanału ik3 dobrano D3 = 12 m
Do wyznaczenia położenia pośrednich średnic kolektora pomocny jest wykres Q = f(LAD)
na podstawie ktoacuterego zakładając proporcjonalny przyrost strumienia na długości kanału
można określić położenie innych średnic np D = 03 m D = 04 m D = 05 m i D = 10 m
Rys 58 Wykres metodyczny do określania pośrednich średnic kanałoacutew
UWAGA Spadek dna kanału o średnicy Di musi być odpowiedni dla tej średnicy (ik min ge 1Di)
6 PODSTAWY BILANSOWANIA WOacuteD OPADOWYCH
61 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SPŁYWOacuteW OPADOWYCH
611 OPADY ATMOSFERYCZNE
Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głoacutewnie w postaci
deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej) Ze względu na odmienny charakter spływu tych
woacuted
natychmiastowy w przypadku deszczu
przesunięty w czasie w przypadku topnieniu śniegu czy lodu
do wymiarowania kanalizacji rozważane są wyłącznie opady deszczowe jako dające
największe chwilowe odpływy
Spływy woacuted pochodzące z topnienia śniegu czy lodu stwarzają problemy natury
jakościowej - są silnie zanieczyszczone min pyłami atmosferycznymi po długim okresie
zalegania na powierzchni terenu
58
Ogoacutelnie zjawisko opadoacutew deszczowych charakteryzują 3 parametry
intensywność deszczu I = ΔhΔt (zmiany wysokości opadu Δh w czasie Δt)
czas trwania deszczu t
zasięg terytorialny F
Intensywność deszczu nie jest stała w czasie jego trwania jak też w przestrzeni objętej
opadem
Deszcze wyjątkowo intensywne (tzw ulewne czy nawalne) zdarzają się rzadko (raz na kilka
czy raz na kilkanaście lat) trwają kroacutetko i mają mały zasięg terytorialny Przykład lokalne
bdquooberwanie chmuryrdquo
Deszcze mało czy średnio intensywne występują częściej trwają dłużej i obejmują większe
obszary Przykład opad regionalny typu bdquokapuśniaczekrdquo
Do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych największe znaczenie mają intensywne a
więc maksymalne opady o czasie trwania do kilku godzin Wywołują one bowiem
największe przepływy w kanałach deszczowych czy ogoacutelnospławnych
UWAGA W kanalizacji posługujemy się częściej pojęciem jednostkowego natężenia
deszczu q w dm3s ha zamiast intensywności deszczu I = ΔhΔt w mmmin Między tymi
wielkościami zachodzi związek wynikający z przeliczenia jednostek miar
q = 16667∙I (63)
i odwrotnie I = q 16667
Zasięg deszczu (w km2) opisuje w przybliżeniu formuła Rosłońskiego dla I lt 5 mmmin
F = 5(5 ndash I)3
(64)
Przykładowo
- dla I = 1 mmmin (q = 167 dm3s ha) - F = 320 km
2 (- obszar dużego miasta np Wrocław)
- dla I = 2 mmmin (q = 333 dm3s ha) - F = 135 km
2 (- mniejsze miasto)
- dla I = 3 mmmin (q = 500 dm3s ha) - F = 40 km
2 (- dzielnica miasta)
- dla I = 4 mmmin (q = 667 dm3s ha) - F = 5 km
2 (- osiedle mieszkaniowe)
612 POROacuteWNANIE ILOŚCIOWE SPŁYWOacuteW DESZCZOWYCH ZE ŚCIEKAMI
Nie cały opad na obszarze zurbanizowanym - zlewni deszczowej o powierzchni F spływa
do kanalizacji Część opadu deszczowego zwilża powierzchnie i wyparowuje część wypełnia
nieroacutewności terenu i wsiąka w grunt bądź też odpływa poza zlewnię zgodnie ze spadkiem
terenu Wielkość opadu ktoacutery nie stał się częścią spływu określa się jako straty
59
Tzw opad efektywny - dający spływ powierzchniowy związany jest ze zlewnią
zredukowaną Fzr (szczelną)
FFzr (65)
gdzie
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = (H ndash (E + straty))H ψ[0 1]
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mrok
E - wysokość parowania terenowego mrok bdquostratyrdquo - głoacutewnie wsiąkanie mrok
Poroacutewnanie spływoacutew ściekoacutew i woacuted opadowych w czasie
Jednostkową wielkość spływu powierzchniowego z opadoacutew w okresie obliczeniowym np 1
roku z powierzchni zlewni F = 10 ha oszacować można (w m3rok) z wzoru
FHQ (66)
Przyjmując dla Polski opad normalny H = 06 m spływ woacuted opadowych z 1 ha powierzchni
przykładowej zlewni miejskiej przy średnim wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 wyniesie
Odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych z 10 ha zabudowy miejskiej przy przyjęciu
gęstości zaludnienia Z = 200 Mkha i wskaźnika odpływu ściekoacutew qj = 02 m3Mk∙d ndash wraz z
usługami wyniesie w roku
rokmha
haMk
dMkmdFZqQ j
rocz
ść
33
1460001200)(
20365365
Wynika stąd że roczny odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych jest ok 8 razy większy od
odpływu woacuted opadowych
18180014600 rocz
op
rocz
ść QQ
Poroacutewnując jednak odpływy woacuted deszczowych i ściekoacutew w kroacutetkich okresach czasu - w
czasie trwania intensywnych opadoacutew (miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
ogoacutelnospławnych i deszczowych) powyższe relacje odwroacutecą się
Przykładowo przyjmując średnie natężenie deszczu np q = 100 dm3s ha przy średnim
wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 otrzymamy z powierzchni 1 ha
sdmhahasdmFqQ sek
op
33
300130)(100
a maksymalny godzinowy odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych przy Nd = 13 Nh = 20
qj = 200 dm3Mkmiddotd i Z = 200 Mkha wyniesie z powierzchni 1 ha
rokmmrokmFHQ rocz
op
32 1800100003060
60
sdmha
haMk
dMkdmFZqNNQ jhd
sek
ść
33
2186400
01200)(
20023186400
Wynika stąd stosunek 252130 sek
ść
sek
op QQ 1
(czasem nawet 1001 - przy bardzo rzadkich częstościach występowania intensywnych
opadoacutew)
62 POMIARY OPADOacuteW DESZCZOWYCH
621 DESZCZOMIERZE KLASYCZNE
Do rejestracji wysokości opadoacutew atmosferycznych powszechnie stosowany jest
deszczomierz Hellmanna (rys 62) Składa się z cylindrycznej osłony i 2 naczyń
montowanych na wysokości 10 m npt Naczynie goacuterne zakończone lejkiem kieruje opady
do naczynia dolnego - zbiornika Średnica wlotu wynosi 1596 cm stąd F = 200 cm2 Zwarta
budowa urządzenia zmniejsza parowanie Deszczomierze umieszczane są w okolicy
pozbawionej wysokich obiektoacutew drzew
Rys 62 Deszczomierz Hellmanna
Odczyty odbywają się raz na dobę (najczęściej o godz 7 rano) Woda przelewana jest
woacutewczas ze zbiornika do szklanej menzurki gdzie odczytuje się jej objętość skąd wysokość
opadu h = VF (10 mm wysokości opadu oznacza 10 dm3m
2)
Deszczomierz Hellmanna nie pozwala na śledzenie zmian intensywności opadoacutew w
czasie czy też rejestrację czasu trwania poszczegoacutelnych faz opadoacutew Do tych celoacutew służą (od
połowy XX wieku) pluwiografy pływakowe z graficznym zapisem zdarzeń na
pluwiogramach papierowych (rys 63) Dokładność pomiaru i zapisu takich urządzeń jest
rzędu 01 mm wysokości opadu tj 01 dm3m
2
61
Rys 63 Schemat pluwiografu pływakowego
622 DESZCZOMIERZE NOWEJ GENERACJI - BEZOBSŁUGOWE
Pluwiometry wagowe Istotną wadą klasycznych deszczomierzy jest ich uciążliwa
obsługa - codzienna w przypadku deszczomierza Hellmanna i co kilka dni w przypadku
pluwiografu pływakowego (w tym także obecnie konieczność digitalizacji zapisoacutew na
pluwiogramach papierowych do formatu cyfrowego do ich interpretacji czy archiwizacji)
Rozwoacutej automatyki elektroniki i radiotelefonii nowej generacji skutkował opracowaniem
nowych konstrukcji urządzeń do rejestracji opadoacutew deszczowych (ciekłych) i śnieżnych
(stałych) zwanych też pluwiointensometrami
Rys 64 Schemat pluwiointensometru wagowego
Pluwiointensometry wagowe pozwalają na rejestrację opadoacutew atmosferycznych (śniegu i
deszczu - opad łączny) z dokładnością do 001 mm wysokości opadu (h) Termostat z grzałką
umożliwia eksploatację urządzenia w okresach wczesnowiosennych i poacuteźnojesiennych ndash
przymrozki (rys 64) Pluwiogram w zapisie cyfrowym jest analogiczny do wyżej
omoacutewionego (papierowego) przesyłany może być drogą radiową do centrali
Pluwiometry korytkowe Deszczomierze z naczyniami wywrotnymi (korytkami)
stosowane są w automatycznych stacjach meteorologicznych min od 2007 r w sieci
62
IMGW-PIB - deszczomierze typu RG 50 firmy SEBA Wyposażone są w dwa na przemian
napełniane i oproacuteżniane zbiorniczki o małej pojemności (2 cm3)
Rys 65 Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r z deszczomierza SEBA na
stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu 1820
divide2255
ndash h = 387 mm)
Impulsy zadziałania rejestrowane są z dokładnością sekundową i wysyłane drogą radiową
do centrali w zapisie cyfrowym - w formie zestawień tabelarycznych wykresoacutew słupkowych
(hietogramoacutew) czy pluwiogramoacutew - przykład na rysunku 65 Jeden impuls odpowiada
opadowi o wysokości h = 01 mm (tj 01 dm3m
2)
623 DOKŁADNOŚĆ POMIAROacuteW OPADOacuteW I REPREZENTATYWNOŚĆ STACJI
Rejestratory elektroniczne mają istotne wady W odniesieniu do tradycyjnych
pluwiografoacutew pływakowych ktoacutere funkcjonują w zasadniczo niezmienionej postaci od
kilkudziesięciu lat urządzenia automatyczne są wrażliwe na zanieczyszczenia i ulegają często
rozregulowaniu a co za tym idzie ich wskazania stają się woacutewczas niemiarodajne
Rys 66 Deszczomierze na stacji meteorologicznej IMGW w Legnicy od lewej
pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna
Przestawiając system pomiarowy wyłącznie na rejestrację elektroniczną nie można więc
zapominać o okresowych kontrolach i kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych
metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy)
63
63 CHARAKTERYSTYKA ILOŚCIOWA OPADOacuteW
631 KRZYWE WZORCOWE OPADOacuteW
O zjawisku (tzw reżimie) opadowym określonego obszaru decyduje
położenie geograficzne
odległość od moacuterz i oceanoacutew
ukształtowanie powierzchni i wyniesienie nad poziomem morza
pokrycie i sposoacuteb użytkowania terenu
Ekstremalnie intensywne opady występujące w warunkach polskich nie roacuteżnią się
znacząco pod względem zwłaszcza dobowych sum wysokości od notowanych w krajach
ościennych (położonych na granicy klimatu morskiego i kontynentalnego jak Niemcy czy
Czechy) podobnie jak i opady we Wrocławiu (na Strachowicach) w poroacutewnaniu do
Warszawy (na Bielanach) ndash tabela 62
Tab 62 Maksymalne wysokości opadoacutew (w mm) o czasie trwania od 5 minut do 72 godzin w
wybranych krajach Europy na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany)
Kraj
Miejscowość
Czas trwania opadu
minuty godziny doby
5 10 15 30 1 2 3 6 12 1 2 3
Polska 253 80 798 126 1761 1179 220 2218 - 300 428 557
Niemcy - 126 - 40 200 239 246 112 - 312 3799 458
Czechy 298 398 502 799 928 117 1266 1585 2036 3451 380 5367
Wrocław 131 187 247 329 353 577 619 631 642 801 1039 1169
Warszawa 206 219 28 366 408 495 504 57 68 801 1097 1133
Podstawową formą ilościowego opisu opadoacutew deszczowych są modele na zależność
intensywności I (mmmin) lub natężenia jednostkowego q (dm3s ha) bądź wysokości h (mm)
opadu od czasu jego trwania t i prawdopodobieństwa wystąpienia p lub zamiennie częstości
(powtarzalności) C opadu (lata) typu
( ) ( ) ( )I I t p q q t p h h t p (67)
Związek intensywności (czy natężenia jednostkowego) bądź wysokości opadu z czasem
jego trwania prezentowany jest najczęściej w postaci krzywych typu IDF (Intensity-Duration
Frequency) bądź krzywych typu DDF (Depth-Duration Frequency) dla roacuteżnych
prawdopodobieństw p (zamiennie częstości C) wystąpienia opadu Krzywe te stanowią
rodzinę hiperbol o ogoacutelnym roacutewnaniu
cbt
aI
n
)( (68)
w ktoacuterym a b c n - wspoacutełczynniki empiryczne zależne od prawdopodobieństwa pojawienia
się danego deszczu oraz od czynnikoacutew klimatycznych i fizjograficznych zlewni
64
Krzywe deszczy typu IDF czy DDF są tworami syntetycznymi ustalanymi na podstawie
materiału empirycznego Na ich podstawie tworzony jest opad blokowy - o stałej wartości
natężenia ktoacutery jest podstawą wymiarowania kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej tzw
metodami czasu przepływu
632 ZWIĄZEK NATĘŻENIA OPADU Z CZĘSTOŚCIĄ WYSTĘPOWANIA
Zależność pomiędzy natężeniem jednostkowym a czasem trwania deszczu o określonym
prawdopodobieństwie pojawiania się - czyli częstości występowania (tj powtarzalności w
latach) przedstawiono poglądowo na rysunku 68
Rys 68 Zależność (typu IDF) natężenia q od czasu trwania t deszczu o określonym
prawdopodobieństwie p pojawiania się - częstości występowania C
Prawdopodobieństwo (p) pojawienia się danego deszczu z częstością (C) jego
występowania ujmuje związek
C
p100
(69)
gdzie p ndash prawdopodobieństwo występowania deszczu wyrażane w (bądź w ułamku
woacutewczas p = 1C) określa ile razy w przeciągu 100-lecia zostanie osiągnięte lub
przekroczone dane natężenia deszczu q (w dm3s ha)
C ndash częstość pojawiania się deszczu wyrażana w latach oznacza że w danym C letnim
cyklu zdarzy się przynajmniej raz deszcz o natężeniu roacutewnym lub większym od q
stąd
p
C100
(610)
- co interpretujemy jako 1 raz na C lat
65
W krajach zachodniej Europy funkcjonuje pojęcie częstotliwości n występowania opadu
[6 201]
bdquoCzęstotliwośćrdquo df
C
n1
[1rok] (611)
- stąd fizykalnie n = p100 gdy p wyrazimy w oraz n = p gdy p wyrazimy w ułamku
Tab 63 Prawdopodobieństwo (p) częstotliwość (n) a częstość (C) występowania opadoacutew
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby w czasie dowolnie intensywnego deszczu zagwarantować
pełną ochronę terenu przed wylaniem
Nieopłacalne jest więc projektowanie kanalizacji na bardzo niskie prawdopodobieństwo
pojawienia się ekstremalnie intensywnych deszczy np o p = 001 = 1 tj zdarzających się
(teoretycznie) 1 raz na 100 lat gdyż średnice kanałoacutew byłyby woacutewczas bardzo duże i
niewykorzystywane przez dziesięciolecia
Nie można też za pomocą obliczeń w wiarygodny sposoacuteb określić fizycznie największego
(np o C = 100 lat) odpływu ze względu na stochastyczny tj losowy charakter opadoacutew
Do projektowania odwodnień terenoacutew brane są pod uwagę intensywne opady o
częstości występowania C [1 10] lat oraz o C [10 50] lat - do weryfikacji częstości
wylewoacutew
Wymagany standard odwodnienia terenu wg PN-EN 7522008 definiowany jest jako
przystosowanie systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych)
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną akceptowanej społecznie częstości wystąpienia
wylania z kanalizacji na powierzchnię terenu
64 MODELE OPADOacuteW DO PROJEKTOWANIA KANALIZACJI
641 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU OGOacuteLNOPOLSKIM
Model Reinholda
W 1940 roku Reinhold opublikował zasady projektowania kanalizacji obiektoacutew
komunikacyjnych typu autostrady mosty i wiadukty przejścia i przejazdy pod ulicami czy
lotniska w ktoacuterych sformułował model fizykalny opadoacutew postaci [1]
Prawdopodobieństwo
występowania
deszczu p
Częstotliwość
występowania
deszczu n
Częstość
- powtarzalność
deszczu C
[] [-] [rok-1
] [1 raz na C lat] 100 1 1 1
50 05 05 2
20 02 02 5
10 01 01 10
5
1
005
001
005
001 20
100
66
368409
3836840
1
9
38 41154115
C
tq
ntqq (612)
gdzie
q - jednostkowe (maksymalne) natężenie deszczu dm3s ha
q151 - natężenie deszczu (wzorcowego) o czasie trwania t = 15 min i częstotliwości
występowania n = 1 rok-1
- czyli o częstości występowania C = 1 rok dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
n - częstotliwość występowania deszczu o natężeniu q lub większym (n = 1C) rok-1
W modelu Reinholda przestrzenna zmienność natężenia opadoacutew (q) uzależniona była od
przyjmowanej wartości lokalnego natężenia deszczu wzorcowego (q151)
Po wojnie model Reinholda był powszechnie stosowany do projektowania kanalizacji w
państwach zachodnich (Niemcy Szwajcaria Austria) a także w państwach Europy środkowej
min w Polsce - najczęściej do wymiarowania odwodnień przyjmowano q151 = 100 dm3s ha
Obecnie w Niemczech zaleca się odczytywanie jednostkowego natężenia deszczu
wzorcowego z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej zlewni miejskiej bowiem q151
zmienia się w granicach od 90 do 170 dm3s ha
UWAGA model Reinholda (z 1940 roku) zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o
rząd 15 [1]
Model Błaszczyka
Dotychczas w Polsce najczęściej stosowanym do projektowania kanalizacji był model
fizykalny opadoacutew ndash wzoacuter Błaszczyka (z 1954 r) o postaci
32
3 26316
t
CHq (614)
gdzie
q - jednostkowe (średnie w czasie t) natężenie deszczu dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mm
C - częstość (powtarzalność) występowania deszczu o natężeniu q z przewyższeniem lata
Wzoacuter Błaszczyka oparty został na analizie statystycznej (79) intensywnych deszczy
zarejestrowanych w Warszawie w latach 1837divide1891 i 1914divide1925 ndash czyli od 180 do 90 lat
temu ndash obecnie nieaktualny
Zmienność opadoacutew na obszarze kraju scharakteryzowano za pomocą tzw opadu
normalnego (średniego w wieloleciu min 30 lat ndash rys 69)
Według wydawnictw atlasowych opad normalny zmienia się od 500 mm (Kujawy) do
1800 mm (Kasprowy Wierch) jednak na przeważającej części Polski zawiera się w granicach
H [500 700] mm
67
Rys 69 Opad normalny (w mm) w Polsce w latach 1971-2000
Po przyjęciu średniej H = 600 mm wzoacuter Błaszczyka upraszczał się do postaci
32
3470
t
Cq (615)
UWAGA wzoacuter Błaszczyka oparty na deszczach zarejestrowanych przszło 100 lat temu
zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o rząd 40 (q151 = 77 dm3s ha) co
wykazano min na przykładzie opadoacutew zmierzonych na stacji meteorologicznej IMGW we
Wrocławiu z okresu 1960-2009 (q151 = 112 dm3s ha) [1]
Model Bogdanowicz i Stachy
Bogdanowicz i Stachy na podstawie ogoacutelnopolskich pomiaroacutew deszczy (w latach
1960divide1990) na 20 stacjach meteorologicznych IMGW opublikowali w 1998 roku tzw
bdquocharakterystyki projektowerdquo opadoacutew w postaci modelu probabilistycznego
5840330
max )ln() (421 ptRth (616)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
t - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p(01]
α - parametr (skali) zależny od regionu Polski i czasu t (rys 610)
68
R1
R1
R1
Wrocław Wrocław Wrocław
R2
R3
R3
c)b)a)
Rys 610 Regiony opadoacutew maksymalnych a) dla czasoacutew trwania deszczy t [5 60) min b) dla
t [60 720) min c) dla t [720 4320] min (R1 - region centralny R2 - region poacutełnocno-zachodni
R3 - regiony południowy i nadmorski)
Dla p = 1 (czyli dla C = 1 rok) model (616) upraszcza się do funkcji będącej dolnym
ograniczeniem przyjętego rozkładu prawdopodobieństwa postaci
330
max 421 th (617)
Dla prawdopodobieństw przewyższenia p lt 1 (czyli dla C gt 1) w regionie centralnym
Polski (R1) parametr α obliczany jest z wzoroacutew (rys 610)
2491)1ln(6934)( ttR - dla t [5 120) min (618)
63910)1ln(2232)( ttR - dla t [120 1080) min (619)
1735)1ln(013)( ttR - dla t [1080 4320] min (620)
Analogicznie dla regionu poacutełnocno-zachodniego (R2) parametr α obliczany jest z wzoroacutew
(dla czasoacutew trwania opadoacutew ge 60 minut region R2 zanika przechodząc w R1)
6621)1ln(923)( ttR - dla t [5 30] min (621)
619)1ln(1609)( ttR - dla t (30 60) min (622)
Dla regionoacutew południowego i nadmorskiego (R3) parametr α obliczany jest z wzoru
03237)1ln(4729)( ttR - dla t [720 4320] min (623)
UWAGI
1 Model Bogdanowicz i Stachy nie obejmuje obszaroacutew goacuterskich i podgoacuterskich (rys 610)
2 Model Bogdanowicz-Stachy obarczony jest błędem odnośnie wysokości opadoacutew dla
częstości deszczy pojawiających się raz na rok (C = 1 rok) Wykazano to w badaniach
poroacutewnawczych na podstawie wynikoacutew pomiaroacutew opadoacutew we Wrocławiu w tym samym
okresie obserwacyjnym tj w latach 1960-1990
Łatwo bowiem wykazać że z przekształcenia wzoru (617) Bogdanowicz-Stachy do
postaci wzoru na jednostkowe natężenie deszczu q (w dm3s ha) dla p = 1 (tj C = 1 rok)
otrzymamy
q(max) = 2367t 067
(624)
69
a z wzoru Błaszczyka (615) dla H = 600 mm i C = 1 rok mamy q = 470t
067 (625)
a zatem identyczne funkcje czasu t ale roacuteżniące się wartością wspoacutełczynnika w liczniku aż 2-
krotnie
Tak więc dla C = 1 rok wyniki obliczeń q z wzoru (624) są dwukrotnie mniejsze nawet w
stosunku do wzoru Błaszczyka
Dla częstości deszczy C = 2 5 i 10 lat z modelu Bogdanowicz-Stachy przykładowo dla
centralnej Polski (R1) otrzymujemy o ok 50 większe natężenia deszczy względem
obliczanych z modelu Błaszczyka oraz o ok 15 większe względem modelu Reinholda
Te maksymalne natężenia opadoacutew są już bliskie (nieznacznie wyższe) względem
zmierzonych we Wrocławiu (1960-2009) [1]
642 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU LOKALNYM ndash DLA WROCŁAWIA
Model Lambora
Model fizykalny Lambora (z 1953 r) na intensywność opadoacutew we Wrocławiu ma
postać
70)030(
log15743
t
pI (626)
gdzie
I - intensywność opadu deszczu mmh
p - prawdopodobieństwo wystąpienia opadu
t - czas trwania deszczu h
Przykładowo dla t = 15 min i p = 100 (C = 1 rok) z modelu Błaszczyka (615) otrzymujemy
q151 = 77 dm3s ha a z modelu (626) Lambora (dla Wrocławia) q151 = 928 dm
3s ha
Model Licznara i Łomotowskiego
Licznar i Łomotowski dla danych pluwiograficznych ze stacji UP Wrocław-Swojczyce z
wielolecia 1975-2002 wyestymowali wspoacutełczynniki empiryczne fizykalnego modelu opadoacutew
o ogoacutelnej postaci
cbt
aq
n
)(max (627)
gdzie
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadoacutew dm3s ha
t - czas trwania deszczu t [5 180] min
a b c n - wspoacutełczynniki regresji zależne od prawdopodobieństwa empirycznego (tab 64)
70
Tab 64 Wartości wspoacutełczynnikoacutew a b c i n do wzoru (627)
Prawdopodobieństwo p
10 20 50 100
a = 7138329 a = 8241363 a = 6436455640 a = 1573239
b = -388429 b = 1957292 b = 6488700 b = 4787518
c = -210067 c = 2040978 c = 2062691 c = 6351722
n = 0218073 n = 1752958 n = 3535880 n = 0949642
Modele Kotowskiego i Kaźmierczaka
Dla danych pluwiograficznych z wielolecia 1960-2009 ze stacji IMGW Wrocław-
Strachowice opracowano dwa modele (fizykalny i probabilistyczny) na maksymalną
wysokość opadoacutew we Wrocławiu [1]
1 Model fizykalny opadoacutew maksymalnych w zakresie t [5 4320] minut i C [1 50] lat
ma postać
2650
max )4503()5300ln(67716706 tCh (628)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
12650
max ])4503()5300ln(67716706[7166 ttCq (629)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
2 Model probabilistyczny (oparty na kwantylu rozkładu prawdopodobieństwa Fishera-
Tippetta typ IIImin) dla zakresu t [5 4320] minut i p [1 001] (tj C [1 100] lat)
przyjmuje postać
8090022202420
max ln 675981059741275834 ptth (630)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
18090022202420
max ]ln675981059741275834[7166 tpttq (631)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p (0 1] -
71
643 POROacuteWNANIE MODELU BŁASZCZYKA Z INNYMI MODELAMI OPADOacuteW
Do celoacutew poroacutewnawczych przyjęto wynik obliczeń natężenia opadu z wzoru Błaszczyka
(qB) za 100 Względne przewyższenia wynikoacutew obliczeń q z innych modeli względem
modelu Błaszczyka (qqB) zaznaczono pogrubioną czcionką (tab 65)
Tab 65 Poroacutewnanie natężeń deszczy obliczonych z modeli roacuteżnych autoroacutew względem modelu
Błaszczyka (qqB) - najczęściej stosowanego w Polsce do wymiarowania kanalizacji
Częst
ość
desz
czu
C la
ta
Cza
s tr
wa
nia
desz
czu
t m
in
Bła
szczy
k
qB
= 1
0
(100
)
Rein
hold
q1
51 =
100
dm
3s
ha
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n p
oacutełn
ocn
o-z
acho
dn
i
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n c
entr
aln
y
Lam
bor
- W
rocł
aw
Lic
zn
ar-
Łom
oto
wsk
i
- W
rocł
aw-S
wojc
zyce
Ko
tow
ski
-Ka
źm
iercza
k
mod
el f
izyk
aln
y
- W
rocł
aw-
Str
acho
wic
e
Ko
tow
ski-
Kaźm
ierc
zak
mo
del
pro
bab
ilis
tycz
ny
- W
rocł
aw-
Str
ach
ow
ice
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
C = 1
10 100 125 050 050 118 127 147 138
15 100 130 050 050 121 128 149 140
30 100 127 050 050 123 125 148 141
60 100 115 050 050 123 119 144 140
120 100 098 050 050 121 117 139 138
180 100 087 050 050 107 120 136 137
C = 2
10 100 129 122 146 124 136 158 144
15 100 134 125 149 127 146 160 149
30 100 131 127 149 129 142 159 153
60 100 118 146 146 130 119 155 153
120 100 101 139 139 128 112 149 150
180 100 090 130 130 127 125 145 148
C = 5
10 100 131 128 157 144 138 146 130
15 100 136 132 161 148 141 150 139
30 100 133 134 161 150 131 149 144
60 100 120 157 157 150 113 145 144
120 100 102 149 149 149 106 139 141
180 100 091 138 138 147 113 136 138
C = 10
10 100 130 120 148 115 125 132 117
15 100 135 124 152 117 128 135 125
30 100 132 126 152 119 135 134 131
60 100 119 148 148 119 132 130 131
120 100 101 140 140 118 105 126 128
180 100 090 130 130 117 067 123 125
UWAGI
Przewyższenia qqB są ogoacutelnie roacuteżne w roacuteżnych zakresach t i C - sięgają nawet 60
Przeciętnie są na poziomie o 40 większym
Dla C = 1 rok model Bogdanowicz-Stachy zaniża wyniki o 50 - nawet względem modelu
Błaszczyka
WNIOSEK
Wynika stąd pilna konieczności zastąpienia modelu Błaszczyka (z 1954 r) w wymiarowaniu
systemoacutew kanalizacyjnych w Polsce wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych ndash w
tym o zasięgu lokalnym na podstawie ktoacuterych możliwe byłoby w przyszłości opracowanie
szczegoacutełowego atlasu opadoacutew w Polsce - na wzoacuter atlasu KOSTRA w Niemczech
72
7 DOTYCHCZASOWE METODY WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ
71 METODY CZASU PRZEPŁYWU
711 ZASADY OBLICZENIOWE MCP
Zjawisko opad-odpływ w danej zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem złożonym i
trudnym do uogoacutelnienia Proces spływu woacuted opadowych można podzielić na 3 fazy
tworzenia spływu
koncentracji terenowej
odpływu kanałowego
Tworzenie spływu obejmuje procesy fizyczne takie jak zwilżanie wypełnianie zagłębień
terenu parowanie i wsiąkanie w grunt poprzedzające przekształcenie opadu w efektywny
spływ powierzchniowy Część opadu ktoacutera nie tworzy spływu określa się jako straty
Wielkość efektywnego spływu powierzchniowego zależy od wielu czynnikoacutew takich jak
rodzaj i stopień uszczelnienia (utwardzenia) powierzchni
nachylenie terenu (powierzchni przepuszczalnych i nie przepuszczalnych)
natężenie deszczu i czas jego trwania
rodzaj gruntu i pokrycie roślinnością powierzchni przepuszczalnych
wilgotność i temperatura powietrza
Koncentracja terenowa obejmuje przekształcenie powierzchniowo rozdzielonego opadu
efektywnego w powstający w najniższym punkcie rozpatrywanej zlewni hydrogram odpływu
Odgrywają przy tym rolę procesy spływu na powierzchni (przesunięcie w czasie) i efekty
opoacuteźniające (retencja terenowa)
Odpływ w kanałach podlega roacutewnież efektom przesunięcia w czasie i retencji min w
wyniku istnienia oporoacutew przepływu (spowodowanych chropowatością ścian kanałoacutew na
zwilżonym obwodzie) jak i wypełnianiem się kanałoacutew do przepływu obliczeniowego
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej (wraz z obiektami) opiera
się z konieczności na szeregu założeniach upraszczających Mianowicie zakłada się że
dana zlewnia (F) zasilana jest deszczem o stałym natężeniu - opad blokowy
rozdział powierzchniowy opadu jest roacutewnomierny - zlewnia homogeniczna
- woacutewczas uzyskuje się największy miarodajny do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych
odpływ woacuted deszczowych (Qm) przy czasie trwania deszczu (td) roacutewnym czasowi spływu
woacuted ze zlewni
73
Rys 71 Schemat zlewni deszczowej o powierzchni F
(Qm - miarodajny do wymiarowania kanału strumień objętości)
Ogoacutelny wzoacuter wyjściowy na miarodajny odpływ woacuted deszczowych Qm (w dm3s) ze
zlewni
FqQm (71)
gdzie
q - natężenie jednostkowe deszczu q = q(td C H) dm3s ha
φ - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) -
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego -
F - powierzchnia zlewni ha
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia (φ) zwany też wspoacutełczynnikiem redukcji natężenia deszczu
związany jest z czasem spływu woacuted deszczowych od najdalszego punktu zlewni do przekroju
obliczeniowego Zależy od wielu czynnikoacutew (opoacuteźnienia i retencji) tj głoacutewnie od czasoacutew
przepływu w kanale (tp) oraz koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr)
Wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego (ψ) ujmuje stosunek wielkości spływu woacuted
opadowych Qsp ze zlewni o powierzchni F do wielkości opadu Qop w tej zlewni
1op
sp
Q
Q (72)
Wartość wspoacutełczynnika spływu zależy głoacutewnie od rodzaju zagospodarowania
(uszczelnienia) terenu zlewni ale także od spadkoacutew powierzchni oraz natężenia i czasu
trwania deszczu
W wymiarowaniu kanalizacji oblicza się zastępczy ndash tj średni ważony wspoacutełczynnik
spływu dla zlewni cząstkowej (podzlewni) przyporządkowanej do danego odcinka kanału
F
F
F
F
FFF
FFF zr
n
i
i
n
i
ii
n
nn
1
1
21
2211
)(
(73)
gdzie
ψi - wspoacutełczynnik spływu (i-tej) powierzchni składowej podzlewni kanału -
Fi - (i-ta) powierzchnia składowa podzlewni F ha
74
Spływ powierzchniowy pochodzi ze zlewni zredukowanej - o roacutewnoważnej szczelnej
powierzchni - Fzr Stąd powierzchnia zredukowana zlewnipodzlewni kanału wyniesie
FFzr (74)
UWAGA W projektowaniu odwodnień terenoacutew w Polsce wspoacutełczynnik spływu ψ
utożsamiany był błędnie ze stopieniem uszczelnienia powierzchni zlewni - niezależnie od
spadkoacutew terenu a zwłaszcza od natężenia deszczu miarodajnego (q(t C))
Wartość wspoacutełczynnika spływu (ψi) danej powierzchni cząstkowej (Fi) zlewni deszczowej
przyjmowano błędnie w zależności od rodzaju pokrycia (uszczelnienia) terenu
Gdy znane były szczegoacutełowe plany zagospodarowania przestrzennego terenoacutew
dachy szczelnehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]95090[
drogi asfaltowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]900850[
bruki kamienne klinkierowe helliphelliphelliphelliphelliphellip ]850750[
drogi tłuczniowehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]600250[
drogi żwirowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]300150[
parki ogrody łąki zieleńce helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]10000[
Gdy brak było szczegoacutełowych planoacutew zagospodarowania przestrzennego miast
zabudowa zwarta helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]7050[
zabudowa luźna helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]5030[
zabudowa willowahelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]3020[
powierzchnie niezabudowanehelliphelliphelliphelliphelliphellip ]2010[
parki i duże obszary zieleni helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]1000[
Edel (w 2002 roku) zaproponował uzależnianie wartości wspoacutełczynnika spływu
dodatkowo od spadkoacutew powierzchni co przedstawiono w tabeli 71
Tab 71 Wartości wspoacutełczynnika spływu w zależności od rodzaju i spadku powierzchni wg Edela
Rodzaj powierzchni
zagospodarowanie
terenu
Spadek powierzchni []
05 10 25 50 75 100
Wartość wspoacutełczynnika spływu ψ
Dachy 085 090 096 098 099 100
Bruki szczelne 070 072 075 080 085 090
Bruki zwykłe 050 052 055 060 065 070
Aleje spacerowe 020 022 025 030 035 040
Parki i ogrody 010 012 015 020 025 030
Grunty rolne 005 008 010 015 020 025
Lasy 001 002 004 006 010 015
Zabudowa zwarta 080 082 085 090 095 100
Zabudowa luźna 060 062 065 070 075 080
Zabudowa willowa 040 042 045 050 055 060
75
Był to już pewien postęp metodyczny Nadal jednak nie uwzględniano wpływu natężenia
opadoacutew deszczu (o danej częstości występowania) na wartość wspoacutełczynnika spływu co
proponuje się obecnie (w rozdziale 83 [1]) w metodzie MMN - na wzoacuter niemieckiej MWO
(wg rozdziału 731 [1])
Norma PN-EN 752 z 2008 r podaje tutaj ogoacutelne graniczne wartości
ψ = 10 dla dachoacutew o powierzchni F lt 100 m2 i ψ = 05 dla dachoacutew żwirowych i z
zielenią ekstensywną o F gt 1 ha
ψ = 09divide10 dla powierzchni nieprzepuszczalnych i stromych dachoacutew
ψ = 0divide03 dla powierzchni przepuszczalnych
W przypadku stromych dachoacutew oraz przy występowania dużych powierzchni pionowych
(wysokich budynkoacutew) wielkość powierzchni nieprzepuszczalnych należy zwiększyć do 30
UWAGA Należy zdawać sobie sprawę z faktu że w wraz z rozwojem miast w efekcie
postępującego doinwestowania terenoacutew rośnie wartość wspoacutełczynnika spływu w skutek
wzrostu stopnia uszczelnienia powierzchni (zabudowy terenoacutew)
712 WYBOacuteR CZASU TRWANIA DESZCZU MIARODAJNEGO
Po przyjęciu określonej częstości C występowania deszczu obliczeniowego (z tab 11 wg
PN-EN 752) pojawiania się pytanie jakie jest miarodajne natężenie deszczu (qm - zależnie od
miarodajnego czasu jego trwania - tdm) - do zwymiarowania kanału w konkretnym węźle
obliczeniowym
Rys 72 Zależność (typu IDF) natężenia deszczu q od czasu trwania td
dla danej częstości C występowania
Ogoacutelnie Każdemu przekrojowi (x) kanału na jego trasie (rys 73) odpowiada inny czas
spływu deszczu a zatem inna wartość qm(tdm) jest miarodajna do zwymiarowania kanału w
kolejnym przekroju (x+1)
Im dalszy przekroacutej obliczeniowy tym dłuższy czas spływu i tym mniejsze są wartości qm (dla
danej częstości C ndash rys 72)
Rys 73 Idea wymiarowania kanałoacutew w poszczegoacutelnych węzłach obliczeniowych zlewni deszczowej
76
W przekroju x kanału obliczeniowy strumień objętości Qm zapisać można jako
zrdmmzrxm FtqFqQ )(
(76)
gdzie
qm(tdm) = qφ - miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane natężenie deszczu
Dla ideowej - modelowej zlewni deszczowej o F = Fzr (rys 75) zostaną rozpatrzone 3
przypadki związane z czasem trwania deszczu (td) w relacji do czasu przepływu (tp) w kanale
deszczowym (A-B) ndash od początku zlewni (punktu A) do przekroju obliczeniowego (punktu
B)
I przypadek td gt tp Q max 1
II przypadek td lt tp Q max 2
III przypadek td = tp Q max 3
Okaże się że dla td = tp qm(B) Qm(B) ndash strumień ten będzie największy
Rys 74 Przykładowa krzywa natężenia deszczu o częstości występowania C
Z krzywej deszczu (rys 74) o danej częstości występowania (C) ustalono następujące
natężenia jednostkowe
dla tdm 1 gt tp q1
dla tdm 2 lt tp q2
dla tdm 3 = tp q3
Rys 75 Schemat ideowy modelowej zlewni deszczowej (F = Fzr) kanału A - B
77
I przypadek td gt tp
Dla modelowej zlewni deszczowej kanału A-B (rys 75) gdy td gt tp = t3
- po czasie t1 do punktu B spłynie deszcz z powierzchni F1 o strumieniu 111 qFQ
- po czasie t2 1212 )( qFFQ
- a po czasie t3 = tp 1max13213 )( QqFFFQ - cała zlewnia (Fzr) objęta będzie spływem
deszczu o stałym natężeniu (q1) ndash co zobrazowano na rys 76
Rys 76 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td gt tp = t3
II przypadek td lt tp
Na przykład gdy td = t2 lt tp = t3 woacutewczas 211
qFQ oraz 2max2212
)( QqFFQ
Ponieważ q2 gt q1 pomimo że deszcz nie objął całej zlewni to najczęściej Qmax 2 gt Qmax 1
(rys 77)
Rys 77 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td lt tp = t3
78
III przypadek td = tp
Dla td = tp = t3 woacutewczas311
qFQ 3212
)( qFFQ i 3max33213
)( QqFFFQ
Ponieważ q1 lt q3 lt q2 a deszcz obejmuje całą zlewnię to przepływ Qmax 3 w punkcie B
będzie największy (rys 78)
Rys 78 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td = tp = t3
Tak więc gdy maxmpd Qtt - co jest podstawą wyjściową dotychczasowych
metod (tzw metod czasu przepływu) wymiarowania kanalizacji w wielu krajach świata
metody wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) - w krajach niemieckojęzycznych
rational method - w krajach anglojęzycznych
metody granicznych natężeń (MGN) ndash dotychczas stosowanej w Polsce
metody maksymalnych natężeń (MMN) ndash proponowanej do stosowania w Polsce [1]
72 METODA GRANICZNYCH NATĘŻEŃ (MGN)
721 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MGN
W MGN przyjmowano że miarodajny strumień objętości ściekoacutew deszczowych (Qm) w
rozpatrywanym przekroju kanału występuje z pewnym opoacuteźnieniem w stosunku do momentu
rozpoczęcia opadu (co jest prawdą ale tylko po okresie suchej pogody ) o czas niezbędny
na
tk - koncentrację terenową - zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności teren i
dopływ po powierzchni do kanału (poprzez wpust deszczowy)
tr - retencję kanałową - wypełnianie się kanału od wysokości bdquo0rdquo do wysokości
wypełnienia obliczeniowego h(Qm)
tp - przepływ w kanale - od początku kanału do przekroju obliczeniowego
79
Tak więc w MGN oproacutecz opoacuteźnienia (redukcji) odpływu związanego z czasem przepływu
(tp) uwzględniano dodatkowo czasy opoacuteźnienia-retencji tk i tr ndash dodatkowo redukujące
wartość natężenia jednostkowego opadoacutew stąd dla
)()()( pmdmmdmprkdmd tQtQtqttttt (77)
gdzie FtqtQ dmdmm )()( (78)
lub FtqtQ pdmm )()( (79)
UWAGA Należy podkreślić że założenie wyjściowe metody MGN jest poprawne jedynie w
przypadku opadu deszczu występującego po długim okresie suchej pogody
Ponieważ opady kryterialne do wymiarowania kanałoacutew deszczowych - o częstości C = 1divide10
lat występują z reguły w okresach długotrwałej mokrej pogody założenie to prowadzi do
niedowymiarowania średnic kanałoacutew bowiem miarodajny strumień objętości ściekoacutew
deszczowych Qm(tdm) jest woacutewczas zawsze mniejszy od Qm(tp) ndash wg relacji (77)
Zostało to wykazane w podręczniku [1] (w II wydaniu z 2015 roku w rozdz 85) na
przykładach wymiarowania i modelowania działania kanalizacji
Czas koncentracji terenowej - tk
Czas koncentracji terenowej zależy głoacutewnie od rodzaju i stopnia uszczelnienia terenu
spadkoacutew powierzchni oraz natężenia deszczu ale także pośrednio od gęstości zabudowy czy
rozmieszczenia wpustoacutew deszczowych na trasie kanału itp
Jest to czas niezbędny na zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności terenu
(- jedynie po okresie suchej pogody) jak i sam dopływ po powierzchni do wpustu
deszczowego i dalej przykanalikiem do kanału
W MGN wg WTP z 1965 r uśredniony czas tk - w warunkach miejskich należało
przyjmować od 2 do 10 minut
Według bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w aglomeracjach
miejsko - przemysłowych i dużych miastachrdquo z 1984 r zmniejszono zalecane czasy
koncentracji terenowej tk z 2divide10 minut do 2divide5 minut (tab 71)
Tab 71 Dotychczas zalecane prawdopodobieństwa (zamiennie częstości) występowania deszczu
miarodajnego do projektowania kanalizacji w Polsce
Lp
Warunki terenowe w zlewni deszczowej
Prawdopodobieństwo p (częstość C)
występowanie opadoacutew dla kanalizacji
Czas
koncentracji
terenowej
tk min
- deszczowej
- ogoacutelnospławnej
1 Kanały boczne w płaskim terenie 100 (C = 1 rok) 50 (C = 2 lata) 10 (5)
2 Kolektory kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 2
50 (C = 2 lata) 20 (C = 5 lat) 5 (2)
3 Kolektory w głoacutewnych ulicach o trwałych
nawierzchniach kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 4
20 (C = 5 lat) 10 (C = 10 lat) 2
80
4 Szczegoacutelnie niekorzystne warunki terenowe
(niecki o utrudnionym odpływie zbocza
głębokie piwnice przy gęstej zabudowie)
10 (C = 10 lat) 5 (C = 20 lat) 2
5 Rowy otwarte w obrębie miast 10 (C = 10 lat) 2 (C = 50 lat) 2
wartości zalecane wg bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych helliprdquo z 1984 r
wartości zalecane do projektowania przepustoacutew pod torami kolejowymi w wojewoacutedztwie dolnośląskim
Prawdopodobieństwo p (lub zamiennie częstość C) pojawiania się deszczu miarodajnego
było przyjmowane w dostosowaniu do zalecanych woacutewczas standardoacutew ochrony terenoacutew
przed wylaniami ndash odrębnych dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
wartości tk Czas tk powiększa bowiem czas trwania deszczu a więc redukuje natężenie q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN wg zależności
Qm(tdm) lt Qm(td = tp)
2 W przypadku serii występujących po sobie intensywnych opadoacutew wartość tk jest znikomo
mała
3 Koncentracja terenowa jest pomijana w niemieckich metodach czasu przepływu
wymiarowania kanalizacji deszczowej
Czas retencji kanałowej - tr
W okresie braku opadoacutew kanały deszczowe są prawie puste Płyną jedynie wody
przypadkowe najczęściej infiltracyjne Czas wypełniania się kanałoacutew do wysokości
obliczeniowej h(Qm) tj wypełnienia normalnego hn(Qm) w ruchu roacutewnomiernym w MGN
wyrażano w procentach czasu przepływu tp ściekoacutew - od początku sieci do przekroju
obliczeniowego Czas ten szacowany był na
tr = (14 divide 20) tp (711)
Wg zaleceń WTP z 1965 r w MGN należało przyjmować wartość tr w wysokości aż 20
czasu tp czyli tr = 02tp
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
czasu retencji kanałowej bowiem wartość tr znacznie redukuje natężenie deszczu q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN
2 W przypadku wystąpienia serii intensywnych opadoacutew czas tr ma małą wartość ndash kanały są
częściowo wypełnione po poprzednim opadzie
3 Czas tr jest pomijany w obliczeniach kanalizacji metodami czasu przepływu stosowanymi
w Niemczech (MWO MZWS) gdzie przyjmuje się td = tp
81
722 TOK OBLICZEŃ W WYMIAROWANIU KANAŁOacuteW wg MGN
Czas przepływu ściekoacutew tp (w minutach) w kanale A-B (wg rys 79) - od jego początku
(A) do przekroju obliczeniowego (B) określa się z wzoru
60
Lt p (712)
znając długość kanału L (w m) i zakładając prędkość przepływu υ (w ms)
Przykład
Dla danych Qm(B) i projektowanego spadku dna kanału ik dobieramy przekroacutej (np
średnicę) kanału i ustalamy wypełnienie h( ) oraz prędkość υ( ) przepływu - z
nomogramoacutew lub ze wzoroacutew (Qm(B) ik h( ) υ( ))
Rys 79 Schemat zlewni deszczowej do doboru średnicy (wymiaru) kanału A-B
Ponieważ do obliczenia strumienia objętości Qm(B) potrzebny jest rzeczywisty czas
przepływu tp toteż doboacuter wymiaru kanału z określeniem wypełnienia oraz prędkości
przepływu prowadzi się iteracyjnie
W pierwszym przybliżeniu zakładano bdquodowolnąrdquo prędkość przepływu np υz(1) = 10 ms i
obliczano czas przepływu tp(1) = L60υz(1) a następnie wyznaczano miarodajny czas trwania
deszczu tdm(1) z ogoacutelnej postaci wzoru
krpdm tttt (713)
W MGN podstawiano za tr = 02tp
kpkppdm tttttt 2120 (714)
stąd
kkdm tL
tLL
t 60
2160
2060
(715)
Dalej (w 1 przybliżeniu) obliczano natężenie deszczu miarodajnego q(tdm)(1) (z wzoru
Błaszczyka) i strumień objętości Qm(tdm)(1) oraz dobierano wymiar kanału (przy spadku ik) i
ustalano jego wypełnienie h(1) oraz bdquorzeczywistąrdquo prędkość przepływu υrz(1)
W 2 przybliżeniu dla nowej założonej prędkości υz(2) = υrz(1) obliczano nowe czasy tp(2) i
tdm(2) oraz strumienie q(tdm)(2) i Qm(tdm)(2) Dla dobranego już kanału ustalano nowe wartości
82
h(2) oraz υrz(2) Obliczenia należało prowadzić do momentu aż prędkość rzeczywista w n-tym
przybliżeniu υrz(n) dla Qm(n) w dobranym kanale o wypełnieniu h(n)( ) nie roacuteżniła się więcej
niż plusmn 01 ms od υrz(n-1)
Dla kanału złożonego z wielu odcinkoacutew czas tp był sumowany - od początku kanału do
ostatniego przekroju obliczeniowego woacutewczas
kpdm ttt 21 (716)
Minimalny czas trwania deszczu miarodajnego przyjmowano w MGN roacutewny
tdm min = 10 min
- co oznaczało w praktyce że bdquokroacutetkierdquo kanały - na początkowych odcinkach sieci gdzie tdm le
10 minut były wymiarowane na stały opad q10(C) tj dla tdm = 10 minut
Łatwo wykazać że dla tdm = 10 minut czas przepływu będzie wynosił tp = 417 minut dla
tk = 5 minut oraz tp = 667 minut dla tk = 2 minuty
W MGN miarodajne jednostkowe natężenie deszczu q(tdm) (w dm3s ha) obliczano z
nieaktualnego już wzoru Błaszczyka postaci
32
3 26316)(
dm
dmt
CHtq (717)
gdzie
tdm - czas trwania deszczu miarodajnego tdm = tp + tr + tk min
H - wysokość opadu normalnego (średniego z wielolecia) mm
C - częstość występowania deszczu lata
724 METODA UPROSZCZONA ndash STAŁYCH NATĘŻEŃ (MSN)
Do wymiarowania kanalizacji deszczowej stosowana była też mniej pracochłonna ndash
bardzo uproszczona metoda zwana metodą stałych natężeń (MSN) mająca jednak
ograniczone zastosowanie - do projektoacutew wstępnych i do zlewni o F le 50 ha
Nie wyznaczano tutaj czasu trwania deszczu miarodajnego a natężenie deszczu
redukowano najczęściej funkcją uwzględniającą przyrost powierzchni zlewni (F)
Wzoacuter do obliczania miarodajnego strumienia Qm (w dm3s) w MSN ma postać
zrIICm FqQ )(10 (723)
gdzie
q10C - natężenie jednostkowe deszczu o czasie trwania tdm = 10 minut dla danej częstości
występowania C lat (w dm3s ha) obliczane z wzoru (717) Błaszczyka postaci
83
constAA
t
CHq
dm
C 64410
6316667032
3 2
10 (724)
φ(II) - wspoacutełczynnik redukcji natężenia deszczu (oznaczony w MSN indeksem II - dla
odroacuteżnienia od MGN) obliczany najczęściej z formuły Buumlrkli-Ziglera w
zależności od wielkości powierzchni zlewni dla F ge 10 ha
nII
F
1)( (725)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
n - parametr zależny od spadkoacutew powierzchni terenu i kształtu zlewni -
Dla przeciętnych warunkoacutew terenowych gdy spadek terenu warunkował prędkość
przepływu w kanałach rzędu 12 ms a długość zlewni była około dwa razy większa niż jej
szerokość zalecano dawniej przyjmowanie (intuicyjnie) n = 6 Dla spadkoacutew mniejszych i
zlewni wydłużonych n = 4 a dla spadkoacutew większych i zlewni zwartych n = 8
UWAGA metoda stałych natężeń (MSN) jako uproszczona i nie należąca do tzw
metod czasu przepływu w świetle zaleceń PN-EN 7522008 nie powinna być stosowna
do wymiarowania kanalizacji deszczowej
725 OSOBLIWOŚCI OBLICZENIOWE W MGN
MGN bdquosprawdzała sięrdquo w przypadkach tzw zlewni regularnych tj o zbliżonych
wartościach parametroacutew podzlewni cząstkowych w innych przypadkach prowadziła do
błędnych wynikoacutew
Konieczne było więc wykonywanie obliczeń sprawdzających tj poroacutewnań aktualnie
obliczanej wartości Qm(x) - w węźle (przekroju) niżej położonym względem obliczonej już
wartości Qm(x-1) - w węźle (przekroju) wyżej położonym W zlewni regularnej zawsze
Qm(x) ge Qm(x-1) (726)
W przypadku gdy Qm(x) lt Qm(x-1) - do wymiarowania dolnego odcinka kanału należało
przyjmować większą wartość strumienia tj Qm(x-1) - z goacuternego odcinka
Dotyczy to głoacutewnie przypadkoacutew
zlewni o roacuteżniących się znacznie parametrach podzlewni (Fi ψi li iihellip)
występowania kanałoacutew tranzytowych
połączeń w węźle kilku kanałoacutew
Przykład zlewni regularnej kanału A-B-C przedstawiono poglądowo na rys 712
84
Rys 712 Schemat zlewni regularnej kanału deszczowego A-B-C (Fc ψsr = Fzr c Fc = F1 + F2)
Cechy szczegoacutelne przykładowej zlewni regularnej
kanał A-B-C złożony jest z dwoacutech odcinkoacutew o podobnych długościach l1 + l2 = l
podzlewnie deszczowe F1 i F2 są podobnej wielkości
wspoacutełczynniki spływu ψ1 i ψ2 są podobnej wartości
spadki terenu czy dna kanałoacutew i1 i i2 są podobnej wartości
Dla zlewni regularnej
QmC gt QmB
)(1)(2 BC DD
Przykłady obliczeń zlewni nieregularnych ndash konieczne sprawdzenia Qm w węzłach
Nieregularność zlewni powodowana jest najczęściej znacznymi roacuteżnicami wielkości
powierzchni cząstkowych zlewni (Fi) bądź wspoacutełczynnikoacutew spływu (ψi) na wymiarowanych
odcinkach (i) kanału lecz nie tylko
Nieregularność może być też wywołana znacznymi roacuteżnicami wartości takich parametroacutew
kanału jak długość i spadek dna a więc związanych z czasem przepływu (tp)
Dla przykładu w podręczniku [1] rozpatrzone zostały cztery klasyczne przykłady
występowania zlewni nieregularnych - zwanych także wspoacutełzależnymi tj wzajemnie
oddziaływującymi na siebie Poniżej omoacutewiono dwa najczęstsze przypadki (I i IV)
Przykład I 21
Rys 713 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 gtgt ψ2
zrmm FqQ - strumień zwiększa się
pomimo że maleje qm ale szybciej rośnie Fzr
średnice kanałoacutew nie mogą maleć
wraz ze wzrostem długości kanału
85
Wymiarowanie w przekroju B (odcinka A-B o długości l1 ndash rys 713)
1
1
1 )()(60
zrdmBmBdmBdmBpAB FtqQtqtl
t
Wymiarowanie w przekroju C (odcinka B-C o długości l2)
2
2
60
lt pBC )()()( 21 zrzrdmCmCdmCdmCpACpBCpABp FFtqQtqttttt
Sprawdzenie relacji wynikoacutew obliczeń strumieni QmB i QmC
- jeżeli QmB gt QmC to odcinek B-C wymiarujemy na strumień QmB Ma to miejsce zawsze
woacutewczas gdy pACpAB tt i jednocześnie 21 zrzr FF
Uzasadnienie hipotezy wg rys 714
Rys 714 Wpływ relacji tpAB ltlt tpAC i Fzr1gtgt Fzr2 na wynik obliczeń strumieni QmB i QmC
Przykład IV Połączenie dwoacutech kanałoacutew w węźle
Założenie wyjściowe tp1 ltlt tp2 - wg rys 718
86
Rys
718 Schemat zlewni nieregularnej wywołanej połączeniem kanałoacutew węźle C gdy tp1 ltlt tp2
Kanał A-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmAC - dla czasu przepływu tp2
Kanał B-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmBC - dla czasu przepływu tp1
Kanał C-D wymiarujemy na strumień miarodajny dla węzła D - największy z 4 możliwych
1) dla sumy czasoacutew tp2 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 + Fzr3 (najczęściej w praktyce)
2) dla sumy czasoacutew tp1 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 + Fzr3 (sprawdzenie)
3) dla czasu tp2 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 (sprawdzenie)
4) dla czasu tp1 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 (sprawdzenie)
Aby obliczyć Frsquozr2 (do sprawdzeń 2 i 4) należy określić położenie punktu Arsquo tak aby
czas przepływu od Arsquo do C był roacutewny tp1 tzn długość odcinka ArsquoC = tp1 2 Zakładając
proporcjonalny do długości kanału przyrost powierzchni zlewni
2
2
zr
zr
F
F
AC
CA (727)
Otrzymamy
AC
FCAF zr
zr2
2
(728)
87
73 METODA WSPOacuteŁCZYNNIKA OPOacuteŹNIENIA
731 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MWO
W metodzie wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) stosowanej w Niemczech pomija się
czasy retencji terenowej i kanałowej - czyli td = tp Wyznaczone w ten sposoacuteb spływy woacuted
deszczowych (Qm) są większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
W MWO miarodajny odpływ deszczu Qm dla td = tp określa się (w dm3s) z wzoroacutew [1]
- dawniej
FCtqQ sdm )(115 (729)
- obecnie (od 1999 r)
FCtqQ sdm )( (730)
gdzie
q151 - wzorcowe natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania td = 15 minut i
częstości występowania C = 1 rok przyjmowane dawniej jako średnie dla
Niemiec q151 = 100 dm3s ha Obecnie ustalane jest indywidualnie dla każdej
miejscowości z atlasu KOSTRA q151 [90 170] dm3s ha
(tdC) - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) dla czasu trwania
deszczu td (w minutach) i częstości wystąpienia C (w latach)
368409
38)( 4
C
tCt
d
d (731)
q(tdC) - miarodajne (maksymalne) natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu
trwania td = tp i częstości występowania C obecnie ustalane na podstawie
krzywych IDF z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej miejscowości
ψs - szczytowy wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany w zależności od
stopnia uszczelnienia powierzchni grupy nachylenia terenu i natężenia
wzorcowego deszczy (q15C) -
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
Stąd miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane jednostkowe natężenie
deszczu (wg bdquostaregordquo wzoru (729)) Reinholda
)36840(9
38)( 4
115115
Ct
qCtqd
d (732)
Dla q151 = 100 dm3s ha z (732) otrzymamy obliczeniowe natężenia deszczy zależne od C
o q152 = 130 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 2 lata ((tdC) = 1300)
o q155 = 180 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 5 lat ((tdC) = 1784)
o q1510 = 225 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 10 lat ((tdC) = 2232)
88
W tabeli 74 podano pomocne w obliczeniach miarodajnego do wymiarowania
kanalizacji zredukowanego natężenia deszczu (wg Reinholda) wartości wspoacutełczynnika
opoacuteźnienia (tdC) w zależności od czasu trwania td i częstości deszczy obliczeniowych C
Tab 74 Wartości wspoacutełczynnika (tdC) dla roacuteżnych czasoacutew trwania
i częstości deszczy obliczeniowych wg ATV A-118 cytowane w [1]
Czas trwania
deszczu
td minuty
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (tdC)
dla deszczu o czasie td i częstości C
C = 20 lat C = 10 lat C = 5 lat C = 2 lata C = 1 rok
5 4740 3827 3059 2228 1714
6 4424 3572 2855 2079 1600
7 4148 3348 2676 1949 1500
8 3904 3151 2519 1835 1412
9 3687 2976 2379 1733 1333
10 3493 2820 2254 1642 1263
11 3318 2679 2141 1559 1200
12 3160 2551 2039 1485 1143
13 3016 2435 1947 1418 1091
14 2885 2329 1862 1356 1043
15 2765 2232 1784 1300 1000
16 2654 2143 1713 1248 0960
18 2458 1984 1586 1155 0889
19 2370 1913 1529 1114 0857
20 2288 1847 1477 1076 0828
30 1702 1374 1098 0800 0615
40 1354 1093 0874 0637 0490
60 0962 0776 0621 0452 0348
80 0746 0602 0481 0350 0270
100 0609 0492 0393 0286 0220
120 0514 0415 0332 0242 0186
150 0417 0337 0269 0196 0151
Najkroacutetsze miarodajne czasy trwania deszczu (td min) przyjmowane są w MWO w
zależności od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni ndash wg tab 75
Tab 75 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w MWO w zależności
od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni wg ATV A-118 cytowanej w [1]
Średni spadek
terenu Stopień
uszczelnienia
Minimalny czas
trwania deszczu
Deszcz
obliczeniowy
lt 1 le 50 15 minut q15C
gt 50 10 minut
q10C 1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut q5C
89
Wartość wspoacutełczynnika spływu szczytowego zależy głoacutewnie od stopnia uszczelnienia
zlewni i spadkoacutew powierzchni terenu oraz od natężenia deszczu (tab 76)
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) dla roacuteżnych natężeń i częstości deszczy
obliczeniowych (q15C) o czasie trwania 15 minut w zależności od grupy spadkoacutew terenu (it)
oraz stopnia uszczelnienia (ψ) wg ATV A-118 cytowanej w [1]
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań wspoacutełczynnika s
() natężenia q15C = 100 130 180 i 225 dm3s ha odpowiadają odpowiednio C = 1 2 5 i 10 lat
Zasady doboru kanałoacutew deszczowych i ogoacutelnospławnych w MWO
W projektowaniu wymiaroacutew kanałoacutew deszczowych bądź ogoacutelnospławnych według ATV
A-118 zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli wyznaczony strumień
miarodajny (Qm) przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
obliczanej wg metody opartej na wzorze Prandtla-Colebrooka (w Polsce nazywanego wzorem
Colebrooka-Whitersquoa)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
- hD le 075 - w przypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
- hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych
Przestrzeganie tych zaleceń prowadzi więc do uzyskania większej pewności poprawnego
pod względem hydraulicznym działania grawitacyjnego kanału jak i stworzenia dodatkowej
rezerwy bezpieczeństwa na przyszłościowy rozwoacutej czy też na wypadek jego przeciążenia
podczas intensywniejszych niż obliczeniowe opady
Należy zdawać sobie sprawę z faktu że wraz z postępującym uszczelnienia powierzchni
zlewni deszczowych miast rośnie wartość spływu powierzchniowego
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Grupy spadkoacutew terenu
1) it le 1 2) 1 lt it le 4 3) 4 lt it le 10 4) it gt 10
Wzorcowe natężenie deszczu q15C - w dm3s ha ()
100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225
0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
90
UWAGA W Polsce utrwalił się błędny sposoacuteb wymiarowania kanałoacutew deszczowych bądź
ogoacutelnospławnych - do całkowitego wypełnienia przekroju tj praktycznie bez pozostawienia
odpowiedniej rezerwy bezpieczeństwa
732 OSOBLIWOSCI OBLICZENIOWE W MWO
Procedura wymiarowania hydraulicznego kanalizacji wg MWO jest podobna jak w MGN
Ogoacutelnie dla każdego przekroju obliczeniowego kanału (węzła x sieci) wyznacza się
miarodajny czas trwania deszczu (td) odpowiadający sumarycznemu czasowi przepływu (tp)
w kanałach (sieci) wyżej położonych
Dla bardzo zroacuteżnicowanych powierzchni cząstkowych zlewni pod względem kształtu
spadkoacutew terenu czy wspoacutełczynnikoacutew spływu szczytowego występowanie zlewni
wspoacutełzależnych (oddziałujących na siebie) ndash czyli nieregularnych jest często spotykane
Rys 719 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 ltlt ψ2
Przykładowo dla zlewni przedstawionej na rys 719 - gdy ψs1 ltlt ψs2 i Fzr1 ltlt Fzr2 uzyska
się w MWO największy miarodajny strumień w węźle C przy pominięciu zlewni F1 i wy-
znaczeniu parametroacutew deszczu tylko dla zlewni cząstkowej F2 (zwłaszcza gdy tp1 gtgt tp2 -
uzasadnienie hipotezy analogiczne jak na rysunku 716 w [1])
Pomimo mniejszej zlewni całkowitej uzyskuje się w tym przypadku większy
obliczeniowy strumień ponieważ z przyczyny kroacutetszego czasu przepływu wspoacutełczynnik
opoacuteźnienia odpływu (czyli redukcji natężenia deszczu) (tdC) ma woacutewczas wyższą wartość
niż dla sumarycznego czasu przepływu
W przypadku połączenia dwoacutech kanałoacutew (jak na rysunku 718) jeżeli w wyniku
oddzielnego wymiarowania tych kanałoacutew otrzymamy zależność
1
2
29
m
p
m Qt
Q (734)
gdzie
Qm1 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Qm2 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o dłuższym czasie przepływu tp2
to za miarodajny (skorygowany) strumień objętości (Qms) po połączeniu tych kanałoacutew
uznajemy wynik z wzoru
91
)(2
1
211
p
p
mmmst
tQQQ (735)
gdzie
φ1 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Do dalszego toku obliczeń przyjmuje się woacutewczas kroacutetszy czas przepływu (tp1) oraz przepływ
skorygowany za pomocą wzoru (735)
Gdy warunek (734) nie jest spełniony to do obliczenia miarodajnego skorygowanego
strumienia (Qms) stosujemy wzoacuter
)( 212 mmms QQQ (736)
gdzie
φ2 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o dłuższym czasie przepływu tp2
W przypadku połączenia większej liczby (n) kanałoacutew o zroacuteżnicowanych czasach
przepływu (tpi) należy wyznaczyć skorygowany - średni ważony czas przepływu tps z wzoru
n
mi
n
mipips QQtt11
(737)
Wartość wspoacutełczynnika opoacuteźnienia odpływu φ w dalszych obliczeniach sieci ustala się na
podstawie tak uśrednionego czasu przepływu tps w węźle połączeniowym kanałoacutew
8 WSPOacuteŁCZESNE STANDARDY ODWODNIENIA
TERENOacuteW ZURBANIZOWANYCH
81 WYMAGANIA DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby dla każdego intensywnego opadu deszczu w wieloleciu
mogły zagwarantować pełną ochronę terenoacutew przed wylaniem tj zapobiec w pełni szkodom
w wyniku podmoknięcia terenu czy podtopienia budowli czy też utrudnieniom
komunikacyjnym
Zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu definiuje się jako
przystosowanie sieci kanalizacyjnej do przyjęcia maksymalnych - prognozowanych
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej - akceptowalnej społecznie
częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu
Określenie dopuszczalnych częstości z jaką średnio w okresie wieloletnim użytkownik
systemu kanalizacyjnego ma tolerować występowanie zaburzeń w funkcjonowaniu
kanalizacji powinno uwzględniać każdorazowo we właściwy sposoacuteb miejscowe
uwarunkowania terenu (tab 81)
92
Tab 81 Zalecane wg PN-EN 7522008 dopuszczalne częstości wylewoacutew z kanalizacji [1]
Częstość deszczu
obliczeniowego C )
[1 raz na C lat]
Kategoria standardu odwodnienia terenu
(Rodzaj zagospodarowania)
Częstość wystąpienia
wylania Cw
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie (wiejskie) 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne przejścia i
przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
) Dla deszczu obliczeniowego nie mogą wystąpić żadne przeciążenia systemoacutew
Wdrożona w Polsce norma europejska PN-EN 7522008 przyjmuje dopuszczalną
częstość wylania (Cw) jako miarę stopnia ochrony terenoacutew przed wylaniem - w zależności od
rodzaju jego zagospodarowania
Jak wynika z tabeli 81 o wymaganym standardzie odwodnienia terenu decyduje rodzaj
zagospodarowania w tym obecność obiektoacutew specjalnych infrastruktury podziemnej Tym
samym wyroacuteżniono cztery kategorie standardu odwodnienia terenu roacuteżniące się istotnie
dopuszczalną częstością wystąpienia wylania (Cw)
Podobną kategoryzację (I - IV) przyjęto w Polsce w latach osiemdziesiątych ubiegłego
wieku - w zależności od zagospodarowania i spadkoacutew terenu rozroacuteżniając przy tym jeszcze
rodzaj systemu kanalizacyjnego (tab 82)
Były to jednak znacznie niższe dopuszczalne wartości częstości (1 2 5 i 10 lat ndash dla
kanalizacji deszczowej) wystąpienia wylania w poroacutewnaniu do podanych w tabeli 81
Tab 82 Dopuszczalne prawdopodobieństwa (częstości) wystąpienia zalewoacutew terenu dla kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych wg IKŚ
Kategoria
standardu
odwodnie-
nia terenu
Rodzaju ukształtowania i zagospodarowania terenu -
w standardach odwodnienia I II III i IV kategorii
Prawdopodobieństwo p w
(częstość Cw w latach)
- kanalizacja
deszczowa
- kanalizacja
ogoacutelnospławna
I Wszystkie rodzaje zagospodarowania z wyjątkiem
dzielnic śroacutedmiejskich centroacutew miast oraz ulic klasy E i P
- teren płaski
100 (1) 50 (2)
II
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jw teren o
spadkach 2divide4
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach płaskich
50 (2) 20 (5)
III
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jak w 1 lecz w
szczegoacutelnie niekorzystnych warunkach ze względu na
odwodnienie (niecki terenowe)
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach o spadkach 2divide4
20 (5) 10 (10)
IV
Dzielnice śroacutedmiejskie centra miast oraz ulice klasy E i P
na terenach szczegoacutelnie niekorzystnych ze względu na
odwodnienie lub form zagospodarowania wymagających
wyjątkowej pewności odwodnienia
10 (10) 5 (20)
) Instytut Kształtowania Środowiska Zasady planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w
aglomeracjach miejsko-przemysłowych i dużych miastach Warszawa 1983
93
Zalecenia PN-EN 7522008 są więc na tym tle bardzo rygorystyczne a przy tym nie
roacuteżnicują częstości wylewoacutew dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
Zgodnie z niemiecką praktyką kanalizacyjną
wylanie należy wiązać ze szkodami względnie zakłoacuteceniami funkcjonowania jezdni
czy podziemnych obiektoacutew komunikacyjnych spowodowanymi wystąpieniem woacuted
opadowych z systemu kanalizacyjnego na powierzchnię terenu lub niemożnością ich
odprowadzenia do systemu wskutek jego przeciążenia
samo wystąpienie wody opadowej na ulicę nie spełnia warunku faktycznego stanu
wylania dopoacuteki spływ w przekroju poprzecznym ulicy uniemożliwia dalszy wzrost
poziomu lustra wody powyżej krawężnikoacutew i przekroczenie granic posesji
Przy niewystarczającym spadku podłużnym jezdni czy braku wpustu zwierciadło wody
może jednak podnieść się powyżej wysokości krawężnika i doprowadzić do wylania wody na
teren posesji a stamtąd do potencjalnego wnikania do budynkoacutew
Zwymiarowane metodami czasu przepływu - większe systemy kanalizacyjne (o
powierzchni zlewni F gt 2 km2 lub o tp gt 30 minut) zaleca się obecnie sprawdzać pod kątem
ich maksymalnej przepustowości hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane
modele symulacyjne (hydrodynamiczne) dla spełnienia wymagań PN-EN 7522008 odnośnie
akceptowalnych społecznie częstości wylewoacutew (wg tab 81)
Zalecenia PN-EN 7522008 co do dopuszczalnych częstości wylewoacutew z kanalizacji są
trudne do weryfikacji na etapie projektowania nowych systemoacutew ponieważ nie da się
uogoacutelnić związku pomiędzy częstością opadoacutew projektowych a częstością wylewoacutew
Pomocna okazuję się tutaj wytyczna ATV A11819992006 ktoacutera wprowadza pojęcie
częstości nadpiętrzenia (Cn) jako pomocniczej wielkości wymiarującej do obliczeń
sprawdzających (modelowania działania) sieci kanalizacyjnych (tab 83)
Tab 83 Zalecane wg ATV A-118 częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających
projektowanych bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych
(poziom odniesienia powierzchnia terenu) cytowane w [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia Cn
[1 raz na C lat]
I Tereny pozamiejskie 2
II Tereny mieszkaniowe 3
III Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5
IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 10
)
) Przy przejazdach należy wziąć pod uwagę że nadpiętrzeniu powyżej powierzchni terenu z reguły
towarzyszy bezpośrednio wylanie o ile nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające Tutaj
częstości nadpiętrzenia i wylania odpowiadają wymienionej w tabeli 81 wartości bdquo1 na 50rdquo
Przez nadpiętrzenie w sieci (studzience) kanalizacyjnej należy rozumieć przekroczenie
przyjętego poziomu odniesienia - najczęściej powierzchni terenu
94
Obliczenia sprawdzające przepustowości kanałoacutew ograniczono więc zatem do takich
stanoacutew systemu przy ktoacuterych lustro ściekoacutew pozostaje wewnątrz systemu względnie osiąga
poziom powierzchni terenu
Takie stany dają się w poprawny sposoacuteb odwzorować przy wykorzystaniu istniejących
modeli hydrodynamicznych (np SWMM) na podstawie danych o geometrii sieci wymiaroacutew
kanałoacutew i obiektoacutew Przez to zostaje wyznaczony obliczeniowo stan przeciążenia ktoacutery jest
najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej kolejności wylaniu (tab 83)
82 POROacuteWNANIE DOTYCHCZASOWYCH METOD WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE i W NIEMCZECH
821 Analiza jakościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
W pracy [1] poroacutewnano dwie metody obliczeniowe czasu przepływu stosowaną w Polsce
MGN (z wzorem Błaszczyka) i w Niemczech MWO (z wzorem Reinholda) do wymiarownia
kanalizacji deszczowej na tle wymaganych obecnie standardoacutew odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych (przykład obliczeniowy podano w rozdziale 85 [1])
UWAGA Poroacutewnywane metody roacuteżnią się ilościowo - pod względem wartości obliczanych
strumieni Qm(C) lecz wykazują wysoką zgodność jakościową pod względem podobnych
przyrostoacutew strumieni przy zwiększaniu częstości opadoacutew projektowych (C)
Na przykładzie całkowicie wypełnionych kanałoacutew o przekroju kołowym łatwo wykazać
że wzrost ich przepustowości całkowitej (Q) zależy od średnicy kanału (d) w funkcji
3 8
1
3 8
11 d
d
dQ
dQ iii (81)
Dowoacuted Korzystając z wzoru Manninga na prędkość średnią (rozdział 9 w [1])
21321iR
nh (82)
dla promienia hydraulicznego Rh = d4 i wspoacutełczynnika szorstkości kanału n = 0013 sm13
otrzymamy
21322132 5330)4
(1
idid
n (83)
stosując roacutewnanie ciągłości ruchu
ididd
AQ 3 821322
982353304
(84)
przy spadku linii energii roacutewnemu spadkowi dna kanału ii = i1 = idem otrzymamy
95
3 8
1
3 8
13 8
1
3 8
11 9823
9823
)(
)(
d
d
id
id
dQ
dQ iiiii (85)
Na wykresie na rys 81 przedstawiono względne zależności did1 od QiQ1 equiv qmiqm1 ndash
wyliczone z MGN i MWO
Rys 81 Jakościowa zależność względnej średnicy kanału od względnego strumienia objętości
Z wykresu wynika że dwukrotne zwiększenie wartości częstości deszczu z C = 1 rok na
C = 2 lata powoduje wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika 127 - wg
wzoru Błaszczyka (MGN) lub o 13 - wg wzoru Reinholda (MWO) a więc wymaga wzrostu
przepustowości kanału o rząd 30 co wymaga z kolei wzrostu średnicy kanału tylko rzędu
10 - rys 81
UWAGA Oba wzory dają roacuteżne bezwzględne wartości strumieni Q
Przykładowo dziesięciokrotne zwiększenie wartości częstości deszczu np z C = 1 rok
na C = 10 lat powoduje względny wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika ok
22 (w MGN i MWO) i wymaga wzrostu średnicy kanału jedynie rzędu 35
Jak z tego wynika bdquobezpiecznerdquo projektowanie średnic kanałoacutew na większą wartość C np
na C = 2 w poroacutewnaniu z C = 1 lub na C = 5 w poroacutewnaniu z C = 2 czy też na C = 10 w
poroacutewnaniu z C = 5 wymaga tylko nieznacznego wzrostu średnicy o około 10 a więc
praktycznie nie podnosi kosztoacutew budowy kanalizacji zapewniając jednocześnie większą
pewność poprawnego jej działania
Racjonalne jest więc zapewnianie bdquowyższego standardurdquo ochrony terenoacutew
zurbanizowanych przed wylaniami z kanalizacji poprzez podnoszenie (w pewnym
zakresie) wartości częstości obliczeniowych deszczy (C) - miarodajnych do
projektowania kanalizacji czyli obniżanie przyjmowanych wartości
prawdopodobieństwa (p) ich pojawiania się
96
822 Analiza ilościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
Obliczane wg MWO miarodajne do wymiarowania kanalizacji strumienie ściekoacutew
deszczowych (Qm) są znacznie większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
Wynika to głoacutewnie z roacuteżnic zastosowanych modeli opadoacutew ale także z odmiennych
założeń wyjściowych samych metod obliczeniowych co do miarodajnego czasu trwania
deszczu (w MWO td = tp) czy też wartości wspoacutełczynnikoacutew spływu (s w MWO)
Wyniki obliczeń strumieni Qm wg MWO mogą być nawet dwukrotnie większe w
poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN - dla tych samych parametroacutew zlewni deszczowych tj
czasu przepływu i częstości występowania deszczu obliczeniowego [1]
Tab 84 Poroacutewnanie natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast (z atlasu
KOSTRA) na tle zmierzonych we Wrocławiu i w Bochum oraz obliczonych z modeli Reinholda
(612) Błaszczyka (614) i Bogdanowicz-Stachy (616) Lp Miejscowość Natężenie deszczu q10C (w dm
3s ha)
dla częstości C (w latach) Uwagi
C = 1 C = 2 C = 5 C = 10
1 Świnoujście 1352 1640 2020 2308
[KOSTRA]
2 Szczecin 1447 1776 2211 2540
3 Kostrzyń 1441 1747 2151 2457
4 Słubice 1486 1648 1863 2025
5 Gubin 1571 2019 2611 3059
6 Zgorzelec 1477 1869 2386 2778
7 Bogatynia 1410 1866 2469 2926
8 Średnio (1divide7) 1455 1795 2244 2585
9 Wrocław [106] 1483 1833 2300 2617 1960divide2009
10 Wg modelu Reinholda 1263 1642 2254 2820 q151 = 100 dm3s ha
11 Wg modelu Błaszczyka 1009 1276 1725 2173 H = 600 mm
12 Roacuteżnica (10-11) (11) 252 287 307 298 -
13 Roacuteżnica (8-11) (11) 442 407 301 190 -
14 Wg Bogdanowicz-
Stachy dla regionu
R1 506 1852 2708 3220 1960divide1990
R2 506 1547 2209 2604
15 Bochum - Niemcy [10] 1600 1984 2500 2884 1951divide1980
Dla czasu trwania deszczu td = 10 minut wzajemne roacuteżnice wynikoacutew obliczeń natężeń
deszczy q10C - obliczonych z modelu Reinholda względem obliczonych z modelu Błaszczyka
są rzędu 30 (tab 84 wiersz 12) na niekorzyść modelu Błaszczyka
Średnie wartości natężeń deszczy q10C dla polskich miast mieszczących się w zasięgu
atlasu KOSTRA (z 1997 roku) są niemal identyczne ze zmierzonymi we Wrocławiu [1] i
zbliżone wartościami do obliczonych z modelu Reinholda (tab 84 - wiersze 8 9 i 10)
Średnie te są znacznie wyższe od obliczonych z modelu Błaszczyka od 44 do 19 w
praktycznym do projektowania kanalizacji deszczowej zakresie C [1 10] lat (wiersz 13)
Wg modelu Bogdanowicz-Stachy w regionie centralnym Polski (R1) natężenia q10C są
wyższe niż w regionie poacutełnocno-zachodnim (R2) Obliczane z tego modelu natężenia deszczy
poza C = 1 rok korespondują zaroacutewno ze zmierzonymi we Wrocławiu i w Bochum jak i
podanymi w atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych
97
Z przeprowadzonych analiz wynikają istotne wnioski interpretacyjne co do wartości
natężeń deszczy - obliczanych dotychczas z wzoru Błaszczyka - w MGN
W dostosowywaniu do zaleceń PN-EN2008 (tab 81) odnośnie częstości projektowych
(C) deszczy do wymiarowania kanalizacji (deszczowej i ogoacutelnospławnej) należy konieczne
podnieść wartości częstości C wprowadzanych do wzoru Błaszczyka
z C = 1 rok na C = 2 lata - w I kategorii standardu odwodnienia (tereny wiejskie)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
Zbliżyłoby to rezultaty wymiarowania wg MGN do bezpieczniejszych ze względu na
zalecane obecnie częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw) Jednak nadal byłyby to
niższe wartości miarodajnych strumieni Qm ndash obliczanych wg MGN w poroacutewnaniu z MWO -
min ze względu na roacuteżnice wspoacutełczynnikoacutew spływu ψ - w MGN i ψs - w MWO bowiem ψs
gt ψ
83 METODA MAKSYMALNYCH NATĘŻEŃ DO BEZPIECZNEGO
WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE
831 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MMN
W celu zapewnienia niezawodności działania systemoacutew odwadniania terenoacutew (w tym
kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej) budowanych czy modernizowanych w Polsce
zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008 pilna staje się potrzeba zmiany
dotychczasowych zasad ich wymiarowania (MGN) w tym zastąpienie modelu Błaszczyka
nowymi dokładniejszymi modelami opadoacutew maksymalnych o zasięgu lokalnym
W pracy [1] zaproponowano daleko idącą modyfikację MGN poprzez wyeliminowanie
czasoacutew opoacuteźnienia-retencji tk i tr a więc uzależnienie opoacuteźnienia odpływu jedynie od
rzeczywistego czasu trwania opadu td - roacutewnego czasowi przepływu tp (na wzoacuter MWO) i
korzystanie z wiarygodnych polskich modeli opadoacutew maksymalnych
Wykazano bowiem że warunki hydrologiczne Polski i Niemiec są zbliżone a ponadto
miarodajne do projektowania bezpiecznych systemoacutew odwodnień terenoacutew zurbanizowanych
są maksymalne wysokości opadoacutew deszczu (o czasach trwania do kilku godzin) ktoacutere
występują z reguły w okresach długotrwałych zjawisk opadowych (trwających nawet
kilka dni) Woacutewczas znaczenie koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr) jest
pomijalnie małe Tak więc
MMN = zasady MWO + polskie modele opadoacutew maksymalnych
98
Miarodajny strumień deszczu Qm (w dm3s) wg umownie nazwanej bdquometody
maksymalnych natężeńrdquo (MMN) obliczyć należy z wyjściowej postaci wzoru
FCtqQ sdm )(max (86)
gdzie
qmax(td C) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu trwania
td = tp i częstości występowania C ndash z wiarygodnych modeli opadoacutew
maksymalnych - krzywych IDF (przy td min - wg tab 74)
ψs - maksymalny (szczytowy) wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany
w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni (ψ) nachylenia terenu (it) oraz
częstości deszczy C (- wg tabeli 76 PL)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
W MMN najkroacutetsze zalecane czasy trwania deszczu td min należy dobierać w zależności od
nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni Zastosowanie więc mają czasy td min
5 10 15 minut - wg tabeli 74
Tab 74 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w zależności
od spadku terenu (it) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i
spadkoacutew terenu (it) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C)
Średni
spadek
terenu
Stopień
uszczelnienia
powierzchni
Minimalny
czas trwania
deszczu
lt 1 le 50 15 minut
gt 50 10 minut
1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Spadki terenu
it le 1 1 lt it le 4 4 lt it le 10 it gt 10
Częstości obliczeniowe deszczu C lata
C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań s
99
Na podstawie analiz poroacutewnawczych dotyczczasowych modeli opadoacutew do wymiarowania
odwodnień terenoacutew do czasu opracowania atlasu opadoacutew maksymalnych w Polsce (na wzoacuter
atlasu KOSTRA w Niemczech) można sformułować zalecenia co do ich przydatności w
MMN
do wymiarowania sieci kanalizacyjnych
o dla częstości projektowej deszczu C = 1 rok (w I kategorii standardu odwodnienia
terenu) należy stosować wiarygodne modele lokalne opadoacutew maksymalnych bądź
do czasu ich opracowania z konieczności stosować można wzoacuter Błaszczyka (dla
td = tp) jednak z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata
o dla częstości projektowych deszczy C = 2 5 i 10 lat zaleca się stosowanie
wiarygodnych modeli lokalnych (jak np w przypadku Wrocławia) bądź modelu
Bogdanowicz-Stachy Jednak na terenach podgoacuterskich i goacuterskich (ktoacuterych nie
obejmuje model Bogdanowicz-Stachy - rys 610) z konieczności stosować można
wzoacuter Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy (dla td = tp)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii (wg tab 81)
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
do wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew deszczowych ze względu na
ich wagę w zapewnieniu niezawodności działania systemoacutew odwodnieniowych
terenoacutew należy odpowiednio zwiększyć wartości przyjmowanych częstości
projektowych opadoacutew dla zbiornikoacutew (Cz gt C) w stosunku do zalecanych częstości
projektowych do wymiarowania sieci kanalizacyjnych (na wzoacuter wytycznych
niemieckich) i korzystać tutaj z zalecanych wyżej modeli opadoacutew (tab 85)
Tab 85 Zalecane modele opadoacutew do wymiarowania systemoacutew odwodnieniowych wg MMN [1]
Standard
odwodnienia
terenu
Wymagane
częstości
projektowe
Zalecane modele opadoacutew i częstości deszczy
C - do wymiarowania
sieci odwodnieniowych
Cz - do wymiarowania
zbiornikoacutew retencyjnych
- lata lata lata
Tereny wiejskie C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 lub
model Błaszczyka dla C = 2
Modele lokalne dla Cz = 2 lub
model Błaszczyka dla Cz = 5
Tereny
mieszkaniowe
C = 2 lata
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 2
(Model Błaszczyka dla C = 5)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz = 5
(Model Błaszczyka dla Cz = 10)
Centra miast
tereny usług i
przemysłu
C = 5 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 5
(Model Błaszczyka dla C = 10)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 10
(Model Błaszczyka dla Cz ge 20)
Podziemne obiekty
komunikacyjne
przejścia przejazdy
C = 10 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 10
(Model Błaszczyka dla C = 20)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 20
(Model Błaszczyka dla Cz ge 30)
W przypadku Wrocławia do projektowania sieci i obiektoacutew kanalizacyjnych zaleca się
model fizykalny opadoacutew maksymalnych (628) zwłaszcza dla praktycznego zakresu td [5
180] minut i C [1 10] lat postaci [1]
100
2650
max )453()530ln(681676)( dd tCCth (89)
ktoacutery po przekształceniu na maksymalne natężenia opadoacutew przyjmuje postać
12650
max ])453()530ln(681676[7166)(
ddd ttCCtq (89a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
Ponadto zaleca się przyjąć w Polsce jako zasadę doboacuter średnic grawitacyjnych kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych na niecałkowite wypełnienie ndash do 90 przepustowości
przekroju przy strumieniu Qm (według zaleceń ATV A-118)
Metoda maksymalnych natężeń (MMN) pozwoli osiągnąć w Polsce roacutewnie bezpieczne
rezultaty wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych jak w wypadku metod czasu przepływu
stosowanych w Niemczech (MWO i MZWS) zaroacutewno pod względem wartości miarodajnych
strumieni deszczy (Qm) jak i osiąganych częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw)
Tak zwymiarowane (MMN) systemy kanalizacyjne obejmujące zlewnie deszczowe o
powierzchni F gt 2 km2 zaleca się dodatkowo sprawdzać pod kątem ich przepustowości
hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane modele symulacyjne -
hydrodynamiczne dla spełnienia wymagań PN-EN 752 co do akceptowalnych społecznie
częstości nadpiętrzeń czy wylewoacutew (wg tab 81 83 i 85) Zastosowanie mają tutaj
zwłaszcza probabilistyczne modele opadoacutew maksymalnych
W przypadku Wrocławia korzystać można z modelu opartego na rozkładzie
prawdopodobieństwa Fishera-Tippetta (typu IIImin) dla zakresu td [5 4320] minut i p [1
001] czyli C [1 100] lat o postaciach (DDF i IDF) [1]
8090022202420
max ln 68981197417584)( pttpth ddd (810)
lub
1
8090
022202420
max ]1
ln68981197417584[7166)(
dddd t
CttCtq (810a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p C -
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu z przewyższeniem lata
101
852 WYMIAROWANIE PRZYKŁADOWYCH SIECI KANALIZACYJNYCH
Na potrzeby wymiarowania a następnie modelowania hydrodynamicznego działania
przykładowo zwymiarowanych sieci kanalizacji deszczowej przyjęto modelową zlewnię
deszczową o wymiarach 750 na 2700 m i powierzchni F = 2025 ha (rys 85)
1
2
5
4
3
6
7
10
9
8
11
12
15
14
13
16
17
20
19
18
21
22
25
24
23
26
27
30
29
28
31
32
35
34
33
86
87
90
89
88
81
82
85
84
83
76
77
80
79
78
71
72
75
74
73
66
67
70
69
68
61
62
65
64
63
56
57
60
59
58
51
52
55
54
53
46
47
50
49
48
41
42
45
44
43
36
37
40
39
38 out
Rys 85 Plan zintegrowanych powierzchni cząstkowych modelowej zlewni deszczowej
Zlewnia ta składa się z 90 modułoacutew - zintegrowanych zlewni cząstkowych o powierzchni
cząstkowej 225 ha (o wymiarach 150 na 150 m) Kanalizowana zlewnia w zabudowie
mieszkaniowej znajduje się w terenie płaskim na obszarze Wrocławia Przyjmując zastępczy
(średni ważony) wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = 025 jej powierzchnia
zredukowana wynosi Fzr = 50625 ha Projektowane kanały boczne w liczbie 36 mają
długość 300 m (2 odcinki po 150 m) Kolektor ma długość 2700 m (18 odcinkoacutew po 150 m)
Obliczenia hydrologiczne i hydrauliczne kanalizacji deszczowej przeprowadzono dla 3
wariantoacutew wymiarowania sieci - 3 metodami czasu przepływu a mianowicie
(I) MGN - z modelem opadoacutew Błaszczyka (717) dla H = 590 mm (Wrocław)
(II) MGN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
(III) MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych dla 3
wariantoacutew obliczeniowych sieci kanalizacji deszczowej przedstawiono w tabeli 814
Tabela 814 Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych
przykładowych sieci kanalizacji deszczowej (dla trzech wariantoacutew wymiarowania)
Wariant
metoda
Częstość deszczu
obliczeniowego
C lata
Czas koncentracji
terenowej
tk min
Czas
retencji
kanałowej
tr min
Minimalny czas
trwania deszczu
miarodajnego
tdm min min
Maksymalne
wypełnienie
kanału
D kanały
boczne kolektor
kanały
boczne kolektor
I MGN z
wzorem (717) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
II MGN z
wzorem (810a) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
III MMN z
wzorem (810a) 2 2 0 0 0 15 do 75
102
Wyniki wymiarowania
I MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W I wariancie wymiarowania kanalizacji deszczowej opracowano krzywe natężenia
deszczu z wzoru Błaszczyka (717) Zredukowane (dla czasu przepływu tp) krzywe IDF dla
częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 86
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q dm
s
ha
3
C=2
C=1
p Rys 86 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z wzoru Błaszczyka do MGN
W I wariancie obliczeniowym kanały boczne składają się z dwoacutech odcinkoacutew
obliczeniowych - pierwszy o średnicy K030 oraz drugi o średnicy K040 m Kolektor składa
się z 18 odcinkoacutew o średnicach od K080 do K160 m Obliczeniowy czas przepływu wynosi
456 min Miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych wynioacutesł Qm(I) = 1948 m3s
II MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W II wariancie obliczeniowym opracowano krzywe natężenia deszczu do MGN z modelu
opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia Zredukowane (od czasu przepływu tp) krzywe IDF z
wzoru (810a) dla częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 87
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
C=1
Rys 87 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MGN
W II wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K050 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicach od K080 do K20 m Czas przepływu w sieci wynosi 4385 min
Przyjmując miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948
m3s za 100 to strumień odpływu w II wariancie Qm(II) = 3049 m
3s jest wyższy o 56
103
III MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W III wariancie obliczeniowym na podstawie założeń wyjściowych (tab 814)
opracowano krzywą natężenia deszczu do MMN - z modelu (810a) opadoacutew maksymalnych
dla Wrocławia Krzywą IDF dla C = 2 lata i td min = 15 minut przedstawiono na rysunku 88
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
Rys 88 Krzywa natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MMN
W III wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K060 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicy od K080 do K220 m Czas przepływu wynosi 4333 min Przyjmując
miarodajny strumień objętości odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948 m3s
za 100 to strumień w III wariancie obliczeniowym Qm(III) = 3700 m3s jest wyższy aż o
90 (oraz o 21 wyższy względem II wariantu Qm(II) = 3049 m3s)
853 MODELOWANIE DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
W celu weryfikacji występowania nadpiętrzeń w kanałach w przykładowo
zaprojektowanych sieciach należy zgodnie z zaleceniami DWA-A 1182006 obciążyć
zlewnię modelową deszczem o częstości występowania C = 3 lata (wg tab 83) i czasie
trwania dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w sieci
Ponieważ w zaprojektowanych zlewniach modelowych (średni) czas przepływu jest rzędu
45 min opracowano na podstawie wzoru (810) na maksymalną wysokość deszczu we
Wrocławiu opad modelowy o czasie trwania t = 90 min Do symulacji działania sieci
wykorzystano oprogramowanie SWMM 50
Ideą opadoacutew modelowych jest oddanie w sposoacuteb zbliżony do rzeczywistości przebiegu
typowych opadoacutew - o zmiennej w czasie intensywności Przykładem jest model Eulera typu
II zalecany min do symulacji działania kanalizacji w Niemczech a obecnie w Polsce [1]
104
Rys 3 Opad modelowy Eulera typu II o C = 3 lata i t = 90 min dla Wrocławia
Wyniki modelowania
Ad I Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zwymiarowanej w 3 wariantach obciążono zlewnię opracowanym opadem modelowym
Eulera typu II dla warunkoacutew wrocławskich Z sumarycznej wysokości opadu (2675 mm)
czwarta jego część (ψ = 025) przekształcana była w spływ powierzchniowy i trafiała do
kanalizacji
Profil kolektora wraz z maksymalnymi wypełnieniami w czasie trwania opadu (31-sza
minuta) dla zwymiarowanej w I wariancie sieci kanalizacyjnej przedstawiono na rys 810
Rys 810 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Zaprojektowana w I wariancie sieć kanalizacji deszczowej nie ma odpowiedniej
przepustowości hydraulicznej aby bez nadpiętrzeń do poziomu terenu odprowadzać
modelowane spływy ściekoacutew deszczowych Jak pokazano na rysunku 810 praktycznie cały
kolektor poza ostatnim odcinkiem pracuje pod ciśnieniem w czasie trwania zadanego
opadu modelowego Nadpiętrzenia rzędu kilku metroacutew w tym do powierzchni terenu (i
105
wylania) występują w większości węzłoacutew obliczeniowych kolektora W przypadku kanałoacutew
bocznych roacutewnież mamy do czynienia z licznymi nadpiętrzeniami
Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania opadu modelowego nie zmieściły się
lub wylały się z sieci wynosi 1291 m3 Większa część z tej objętości to ścieki deszczowe
ktoacutere wylały się w początkowych odcinkach sieci - w węzłach obliczeniowych gdzie
zagłębienie kolektora jest najmniejsze Łącznie wylania zanotowano aż w 71 węzłach
obliczeniowych czyli w 71 zintegrowanych zlewniach cząstkowych
Węzły obliczeniowe w ktoacuterych nastąpiły wylania przedstawiono schematycznie na
rysunku 814 Tylko w przypadku 19 z 90 węzłoacutew napiętrzenia nie osiągnęły w żadnej chwili
czasowej trwania opadu modelowego poziomu terenu
Rys 814 Miejsca spiętrzeń powyżej poziomu terenu w modelowej zlewni
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
W I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej maksymalny modelowy strumień
objętości na ostatnim odcinku kolektora wynioacutesł Qmax(I) = 516 m3s
Ad II Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zaprojektowanej w II wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o
częstości występowania C = 3 lata i o czasie trwania t = 90 min (analogicznie jak w
przypadku I wariantu) Profil kolektora wraz z wypełnieniami w wybranym czasie trwania
opadu (31 minuta) przedstawiono na rysunku 816
Rys 816 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
106
Jak widać z rysunku 816 napiętrzenia na początkowych odcinkach kolektora w
przedstawionej chwili czasowej symulacji osiągają poziom terenu Środkowe i po części
końcowe odcinki kolektora pracują już pod niewielkim ciśnieniem W przypadku
początkowych kanałoacutew bocznych także mamy do czynienia z nadpiętrzeniami do poziomu
terenu Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania deszczu modelowego nie
zmieściły się lub wylały się z sieci wynosi 20 m
3 Łącznie wylania zanotowano w 12
węzłach (rys 819)
Rys 819 Miejsce nadpiętrzeń do poziomu terenu w modelowej zlewni
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Maksymalny modelowy strumień objętości (w II wariancie) na ostatnim odcinku
kolektora wynosił Qmax(II) = 611 m3s
Ad III Sieć deszczowa zwymiarowana MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
Do weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej zaprojektowanej
w III wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o częstości C = 3
lata i o czasie trwania t = 90 min Profil kolektora (34 minuta) przedstawiono na rysunku
821
Rys 821 Profil kolektora w 34 minucie trwania opadu modelowego
w III wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Jak wynika z rysunku 821 praktycznie cały kolektor pracuje ze swobodnych lustrem
ściekoacutew W przypadku wszystkich kanałoacutew bocznych nadpiętrzenia do poziomu terenu
roacutewnież nie występują - brak wylewoacutew z kanałoacutew
107
Maksymalny modelowy strumień objętości przepływu (w III wariancie) na ostatnim
odcinku kolektora wynosił Qmax(III) = 695 m3s
854 WNIOSKI Z ANALIZ DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
Przeprowadzone badania miały na celu weryfikację przydatności do bezpiecznego
projektowania sieci (i obiektoacutew) kanalizacyjnych tzw metod czasu przepływu Zestawienie
wynikoacutew wymiarowania i analiz działania modelowych sieci kanalizacyjnych (dla trzech
wariantoacutew) przedstawiono w tabeli 818
Tab 818 Zestawienie wynikoacutew wymiarowania i modelowania działania przykładowych sieci
kanalizacyjnych w terenie płaskim w warunkach wrocławskich
Wariant
obliczeń
Parametry projektowe kanalizacji deszczowej Parametry modelowe
Strumień
odpływu
Qm
Objętość
sieci
VK
Wskaźnik
objętości
VKj
Rezerwa
systemu
VR
Maksymalny
wymiar
kolektora
Maksymalne
zagłębienie
kolektora
Strumień
modelowy
Qmax
Liczba
wylewoacutew
Lw
Objętość
wylewoacutew
Vw
m3s m
3 m
3ha m m ppt m
3s - m
3
I 1948 4849 239 22 K16 599 516 71 1291
II 3049 7234 357 22 K20 591 611 12 20
III 3700 9825 485 28 K22 533 695 0 0
Przeprowadzone analizy wskazały jednoznacznie że bezpieczną metodą czasu
przepływu jest MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia ze względu na
brak nadpiętrzeń do powierzchni terenu i wylewoacutew z kanalizacji
Wzoacuter Błaszczyka i ogoacutelnie MGN znacznie niedoszacowuje miarodajny do wymiarowania
sieci strumień objętości ściekoacutew deszczowych ze względu na licznie występujące
nadpiętrzenia do powierzchni terenu i wylania Proacuteba zastosowania w MGN wzoru opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia też nie przyniosła zadawalających wynikoacutew - zmalała jedynie
liczba nadpiętrzeń i objętość wylewoacutew z kanalizacji
9 PODSTAWY WYMIAROWANIA HYDRAULICZNEGO
PRZEWODOacuteW ŚCIEKOWYCH I KANAŁOacuteW
91 RODZAJE I KLASYFIKACJE PRZEPŁYWOacuteW CIECZY
W kanałach przewodach ściekowych i obiektach kanalizacyjnych wyroacuteżnić można pod
względem hydraulicznym trzy zasadniczo roacuteżniące się przepływy cieczy [2 39 64 69 72
84 189 232]
pod ciśnieniem - pełnym przekrojem przewodu ściekowego (kanału)
o swobodnej powierzchni - przy częściowym wypełnieniu kanału
o swobodnej strudze - np przez koronę przelewu
Odrębną grupę stanowią przepływy ciśnieniowe o ruchu wirowym spotykane min w
urządzeniach do dławienia energii czy regulatorach hydrodynamicznych
Gdy parametry ruchu cieczy takie jak ciśnienie prędkość przepływu i przyspieszenie
nie zmieniają się w czasie i w przestrzeni to taki ruch jest ustalony W przeciwnym
wypadku tj gdy parametry ruchu są funkcjami zaroacutewno położenia jak i czasu ruch taki jest
nieustalony
Powiązanie parametroacutew ruchu cieczy z geometrią przewodoacutew ściekowych czy kanałoacutew
ujmują układy roacutewnań roacuteżniczkowych de Saint-Venanta o roacuteżnym stopniu uproszczeń
stosowanych do ich wymiarowania (tab 91)
Tab 91 Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych
odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110 [1]
Oznaczenia do tabeli
x ndash wspoacutełrzędna drogi t ndash wspoacutełrzędna czasu Q ndash strumień objętości q ndash jednostkowy
dopływodpływ boczny (przyjmowany jako ustalony) A ndash powierzchnia przekroju poprzecznego
strumienia cieczy i ndash spadek dna J ndash spadek linii energii wywołany tarciem h ndash wysokość
napełnienia kanału względnie wysokość ciśnienia w przewodach całkowicie wypełnionych v ndash
średnia prędkość przepływu g ndash przyspieszenie ziemskie
KANALIZACJA I
109
Przy rozwiązaniu pełnego układu roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy tj roacutewnania
zachowania pędu i roacutewnania zachowania masy (ciągłości przepływu) - oznaczonego w tab
91 jako bdquo0rdquo - metoda obliczeniowa jest dokładna dla roacuteżnych stanoacutew i uwarunkowań
systemowych w wyniku powiązania strumieni przepływu i poziomoacutew cieczy z parametrami
geometrycznymi przewodoacutew a także średnią prędkością przepływu Znajduje zastosowanie
do modelowania działania systemoacutew kanalizacyjnych w czasie rzeczywistym
Układ roacutewnań oznaczony jako bdquo1rdquo ma ścisłe zastosowanie do kanałoacutewprzewodoacutew
tranzytowych - bez bocznych dopływoacutewodpływoacutew
Dalsze uproszczenia tj pominięcie pierwszego czy drugiego członu roacutewnania ruchu
(postaci bdquo1rdquo) może już prowadzić do błędoacutew obliczeniowych (postać bdquo4rdquo) Jednak błędy te
mogą mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się
Układy roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne
analitycznie - poza postacią oznaczoną w tab 91 jako bdquo7rdquo - bdquoprzepływ normalnyrdquo
Konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich rozwiązywania
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna i stała na ogoacuteł chropowatośćszorstkość ścian Przy ich
wymiarowaniu przepływy ściekoacutew są traktowane najczęściej jako ustalone i roacutewnomierne
(chwilowo niezmienne) co dla strumienia miarodajnego (maksymalnego) Qm jest jak
dotychczas podstawą doboru wymiaroacutew liniowych kanału czy przewodu
Przykładowo dla kanałoacutew częściowo wypełnionych zakłada się że rozwiązanie
roacutewnania ruchu cieczy (postaci bdquo7rdquo ndash tab 91) i = J mieści się w klasie dokładności danych
wyjściowych dotyczących głoacutewnie strumienia przepływu
92 PRZEPŁYWY PEŁNYM PRZEKROJEM PRZEWODU
921 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
Podczas przepływu cieczy newtonowskiej (ścieki - woda) w przewodach zamkniętych
powstają naprężenia styczne (opory ruchu) wywołane lepkością określane jako straty
hydrauliczne Wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh) w całkowicie wypełnionym
rurociągu o długości l i średnicy wewnętrznej d wyraża wzoacuter Darcy-Weisbacha
gR
l
gd
lh
h 242Δ
22
(93)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (tarcia) -
- średnia prędkość strumienia cieczy w przekroju poprzecznym rurociągu ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Rh - promień hydrauliczny stosunek powierzchni przekroju poprzecznego (A) strumienia
cieczy do obwodu zwilżonego (U) Rh = d4 - dla przewodoacutew o przekroju kołowym
całkowicie wypełnionych m
KANALIZACJA I
110
Dla izotermicznych (bez wymiany ciepła) przepływoacutew turbulentnych cieczy mających
znaczenie praktyczne w sieciach kanalizacyjnych (i wodociągowych) tzn przy wartościach
liczby Reynoldsa Re gt 4000 (gdzie Re = d1306middot10-6
) w literaturze naukowo-technicznej
dostępnych jest wiele wzoroacutew określających wartość wspoacutełczynnika λ - najczęściej w
odniesieniu do konkretnych materiałoacutew przewodoacutew Ich ogoacutelna postać zależy od strefy w
jakiej odbywają się przepływy wodyściekoacutew
W ruchu turbulentnym wyodrębnia się trzy takie strefy a mianowicie
strefę I - przepływoacutew w przewodach hydraulicznie gładkich gdzie λ = f1 (Re)
strefę II - przepływoacutew przejściowych λ = f2 (Re kd)
strefę III - przepływoacutew o kwadratowej zależności oporoacutew λ = f3 (kd)
Wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (λ) zaleca się obliczać z uwikłanej postaci wzoru
Colebrooka-Whitersquoa
hR
k
d
k
4713Re
512log2
713Re
512log2
1
(94)
gdzie
k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu m
Re - liczba Reynoldsa Re = dν equiv 4Rhν -
ν - wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej cieczy m2s
Wzoacuter (94) ma uniwersalny charakter obejmujący swoim zakresem wszystkie 3 strefy
przepływoacutew turbulentnych
Dla przepływoacutew w III strefie jako alternatywną do metody bazującej na wzorach Darcy-
Weisbacha (93) i Colebrooka-Whitersquoa (94) do wymiarowania przewodoacutew wodnych w tym
kanałoacutew ściekowych całkowicie wypełnionych stosowana jest metoda oparta na wzorze
Chezy-Manninga na prędkość średnią (w ms) o dogodnej postaci analitycznej
21321JR
nJRC hhM (99)
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości przewodu sm13
Rh - promień hydrauliczny m
J - jednostkowy spadek energii wywołany tarciem (J = Δhl) -
CM - wspoacutełczynnik Cheacutezy do wzoru Manninga m12
s
61
61
4
11
d
nR
nC hM (910)
KANALIZACJA I
111
Wspoacutełczynnik szorstkości (n) we wzorze Manninga zależy od stanu hydraulicznego
przewodoacutew - analogicznie jak zastępcza chropowatość (k) W normie PN-EN 752
definiowany jest jako wspoacutełczynnik Manninga K = 1n ktoacuterego wartość (w III strefie) można
uzależnić od k za pomocą wzoru
k
d
dgK
73log
324
61
(911)
922 SPRAWNOŚĆ HYDRAULICZNA PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW
Wpływ zmian chropowatości przewodu w czasie na przepływność
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu Q = A
gdzie A - pole powierzchni przekroju porzecznego przewodu kołowego o średnicy d)
przyjmie postać
2
52
8Δ Q
d
l
gh
(919)
Dzieląc obustronnie (919) przez l (długość przewodu) otrzymamy wzoacuter na jednostkowy
spadek energii
22
52
18CQQ
dgJ
(920)
gdzie
8λ(gπ2d
5) = C ndash oporność właściwa rurociągu o średnicy d (w s
2m
6)
Zmiany oporności rurociągu w czasie t lat eksploatacji (z C0 na Ct) charakteryzuje
wskaźnik względnej oporności δc
5
0
00
t
ttC
d
d
C
C
(921)
Przy niezmiennym w czasie strumieniu przepływu (Q = idem) ze wzoroacutew (920) i (921)
wynika wprost że δc = JtJ0 i po czasie t spadek linii energii Jt zwiększa się (δc gt1) względem
wyjściowego J0 (dla czasu t = 0) do wartości Jt = δc J0
Przekształcając (920) ze względu na Q otrzymamy
JMJdg
Q 252
8
1
(922)
gdzie
λndash12
(gπ28)
12d
52 = M - przepływność właściwa rurociągu o średnicy d (w m
3s) przy
czym M = C ndash12
(oraz C = 1M 2)
KANALIZACJA I
112
Zmiany przepływności rurociągu eksploatowanego przez t lat (z M0 na Mt) charakteryzuje
wskaźnik względnej przepływności ηM
25
0
21
0
0
d
d
M
M t
t
tM
(923)
Przy niezmiennym w czasie spadku linii energii (J = idem) z wzoroacutew (922) i (923) wynika
0Q
QtM (924)
stąd po czasie t lat strumień przepływu Qt zmniejsza się (ηM lt 1) względem wyjściowego Q0
(dla czasu t = 0) do wartości Qt = ηM Q0
Do ilustracji zjawiska spadku przepływności (ηM) wywołanej wzrostem chropowatości
(kt) za punkt odniesienia wybrano dwa rurociągi hydraulicznie gładkie (k0 = 0) o średnicach
d0 = 01 i 10 m i o przepływnościach właściwych M0 (w czasie t0 = 0)
Przyrosty chropowatości w czasie t eksploatacji zadawano dyskretnie z przedziału
kti 01 04 1 2 3 mm Przyjęto za wyjściową prędkość przepływu 0 = 10 ms Dla
temperatury wody 28315 K wspoacutełczynniki λ0 i λti obliczano ze wzoru Colebrooka-Whitersquoa
(94) dla k0 = 0 i kti
Wyniki obliczeń ηM(kti) naniesiono na wykres (rys 93)
Rys 93 Wpływ wzrostu chropowatości kt (w czasie t) na względną przepływność rurociągoacutew ηM
(poziom odniesienia ηM = 1 - rury hydraulicznie gładkie k0 = 0)
Przykładowo z rysunku 93 wynika że dla rurociągu o średnicy d0 = 01 m ze wzrostem
chropowatości np do kt = 10 mm jego przepływność zmniejszy się o rząd 33 (ηM = 067) w
poroacutewnaniu do k0 = 0 mm Dla rurociągu o średnicy d0 = 10 m analogiczny rezultat spadku
przepływności o 33 (ηM = 067) osiągnięty zostanie przy wzroście chropowatości do
KANALIZACJA I
113
wartości kt = 30 mm Wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu na wartość ηM uwidacznia się
jedynie w wypadku przewodoacutew o małych średnicach
Wpływ zmian średnicy przewodu w czasie na przepływność
Wpływ zmniejszenia średnicy (np wskutek znacznego odkładania się osadoacutew) na
sprawność hydrauliczną ciśnieniowych rurociągoacutew wodnych zilustrować można na podstawie
metodologii opartej na wzorze Manninga (99) - dla III strefy przepływoacutew turbulentnych (n =
idem) Wzoacuter (99) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu przyjmie postać
JMJdn
dJ
d
nQ M
2138
35
221
32
4
1
44
1 (925)
gdzie
πd83
(453
n) = MM - przepływność właściwa rurociągu (d) do wzoru Manninga (w m3s)
Względne zmiany przepływności rurociągu (MMiMM0) ujmuje jak w (923) wspoacutełczynnik
ηMM
38
0
0
0
d
d
n
n
M
M i
iM
MiMM (926)
a przy niezmiennym spadku linii energii J = idem oraz n = idem z wzoroacutew (925) i (926)
wynika
38
00
d
d
Q
Q iiMM (927)
stąd strumień przepływu Qi zmieni się względem wyjściowego Q0 do wartości Qi = ηMM Q0
Z rysunku 94 wynika min że wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu z d0 do di dla
warunkoacutew jednakowej chropowatości ścian (w III strefie przepływoacutew turbulentnych n =
idem) na spadek przepływności rurociągu ηMM = (did0)83
- wynika głoacutewnie z fizycznego
zmniejszania się pola powierzchni przekroju poprzecznego rurociągu w funkcji (did0)2 a
tylko w mniejszej części w funkcji (did0)23
- z oporoacutew ruchu
(did0)83
= (did0)2(did0)
2
Rys 94 Wpływ względnej średnicy rurociągu przy n = idem na względną przepływność ηMM
KANALIZACJA I
114
Podobnie też można interpretować wpływ zwiększenia średnicy rurociągu did0 gt 1 (np po
jego oczyszczeniu z osadoacutew) na wzrost ηMM = QiQ0
923 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CIŚNIENIOWYCH
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh w m) w
przewodach i kanałach ściekowych - całkowicie wypełnionych ma ogoacutelna postać
gR
lh
h 24Δ
2 (928)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych -
l - długość przewodu (kanału) m
Rh - promień hydrauliczny (Rh = d4) m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Uwzględniając fakt że w praktyce na wartość wspoacutełczynnika oporoacutew liniowych (λ)
wpływ mają roacutewnież straty miejscowe - na połączeniach odcinkoacutew rur na niedokładnościach
osiowego ułożenia na zmianach spadkoacutew dna (kierunkoacutew tras przewodu) czy też
niecałkowicie kołowego kształtu przekroju poprzecznego rur (zwłaszcza tworzywowych -
wynikających z technologii zabudowy) a także wynikające z efektoacutew starzenia się
przewodoacutew wodnych w czasie eksploatacji (prowadzących do spadku przepływności)
możemy zapisać
ggR
lhhh
h
ml224
Δ22
(929)
Nieliniowe straty miejscowe (Δhm w m) można rozłożyć roacutewnomiernie na długości
przewodu uzyskując tym samym zastępczą chropowatość eksploatacyjną (ke) i woacutewczas
l
Rhe
4 (930)
gdzie
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych wywołany chropowatością k wg (94) -
ξ - wspoacutełczynnik oporoacutew miejscowych wywołany zaburzeniem rozkładu prędkości -
Po uwzględnieniu (929) i (930) i przekształceniu (928) na spadek linii energii
otrzymamy
KANALIZACJA I
115
gRl
hJ
h
e24
1 2
(931)
gdzie
J - jednostkowy sumaryczny spadek energii (spadek hydrauliczny) wywołany tarciem i
oporami miejscowymi na odcinku kanału o długości l -
Przekształcając (931) ze względu na
gdJJgRe
h
e
21
81
(932)
i wykorzystując ogoacutelną postać wzoru (94) Colebrooka-Whitersquoa dla liczby Reynoldsa
Re = 4Rh ν equiv d ν zapisanego jako
h
e
eheR
k
R 47134
512log2
1
(933)
po podstawieniu (933) do (932) i dalszych przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią
prędkość przepływu (w ms)
JgRR
k
JgRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(934)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = A (gdzie A - pole powierzchni przekroju
poprzecznego przewodu m2) otrzymamy ostatecznie ogoacutelny wzoacuter analityczny na strumień
objętości przepływu (Q w m3s)
AJgRR
k
JgRRQ h
h
e
hh
8
471384
512log2
(935)
skąd dla przewodoacutewkanałoacutew o kołowym kształcie przekroju poprzecznego - o średnicy d (w
m) całkowicie wypełnionych Rh = d4
dJdd
k
dJdQ e 2
713
5670log 9576
(936)
Wg ATV-A110 do wymiarowania przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew tranzytowych
działających pod ciśnieniem (w tym tworzywowych) zaleca się przyjmować uśrednioną
wartość zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości ke = 025 mm
Podana wartość nie uwzględnia jednak strat miejscowych na armaturze kolanach i
łukach kształtkach połączeniowych wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach
kanalizacyjnych takich jak syfony rury dławiące czy reduktory ciśnienia Straty te należy
ustalać indywidualnie Wskazoacutewki znaleźć można min w pracy [2]
KANALIZACJA I
116
Wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej wody w temperaturze 10ordmC (28315 K) wynosi ν10
= 1306 10-6
m2s a dla ściekoacutew przyjmuje się odpowiednio [61]
ν10 = 133 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 100 mgdm
3
ν10 = 137 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 300 mgdm
3
ν10 = 143 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 600 mgdm
3
W celu ułatwienia i wyeliminowania ewentualnych pomyłek w obliczeniowych
inżynierskich do doboru przekroi - średnic przewodoacutew czy kanałoacutew można posługiwać się
nomogramami opracowanymi do wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla przyjętej wartości
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke
Przykładowo wykorzystując nomogramem logarytmiczny przedstawiony na rysunku
95 dotyczący sprawności hydraulicznej ciśnieniowych przewodoacutew żelbetowych o przekroju
kołowym dla k = ke = 10 mm i lepkości wody ν10 = 1306 10-6 m
2s należy dla ustalonej
wartości strumienia Q (w dm3s) i założonej prędkości przepływu ( w ms) dobierać średnicę
(d w mm) przewodu a następnie odczytać wartość spadku linii ciśnienia (J w promilach)
Rys 95 Przykładowy nomogram logarytmiczny do doboru przewodoacutew (żelbetowych) ciśnieniowych
o przekroju kołowym wg wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla k = 10 mm (ν10 = 1306 10-6 m
2s)
KANALIZACJA I
117
93 PRZEPŁYWY W KANAŁACH CZĘŚCIOWO WYPEŁNIONYCH
931 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
U podstaw obliczeń hydraulicznych służących do doboru wymiaroacutew liniowych kanałoacutew
czy przewodoacutew grawitacyjnych działających ze swobodnym zwierciadłem cieczy (tj
częściowo wypełnionych) leży założenie upraszczające iż mamy do czynienia z ruchem
ustalonym i roacutewnomiernym
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna oraz stała chropowatośćszorstkość ścian W ruchu
roacutewnomiernym (ustalonym) występuje wzajemna roacutewnoległość dna kanału (i) wysokości
zwierciadła cieczy (hn(Q)) i linii wysokości energii (J = i) a rozkłady prędkości są jednakowe
we wszystkich przekrojach poprzecznych na danym odcinku kanału ( = idem)
Wychodząc z ogoacutelnej postaci wzoru Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat
hydraulicznych po uwzględnieniu dodatkowo oporoacutew miejscowych wg (929)divide(931)
otrzymamy dla przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych częściowo wypełnionych wzoacuter na spadek
hydrauliczny
gR
il
h
h
e24
1 2
(940)
gdzie
Δh - roacuteżnica wysokości den kanału na odcinku o długości l roacutewna roacuteżnicy wysokości
wypełnień normalnych h = hn (w ruchu roacutewnomiernym) Δh = imiddotl m
i - spadek dna kanału roacutewny sumarycznemu spadkowi linii energii - wywołanej tarciem i
oporami miejscowymi (na odcinku l) -
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
Rh - promień hydrauliczny Rh = AU m
A - powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy m2
U - obwoacuted zwilżony m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Promień hydrauliczny w przypadku przewodoacutew i kanałoacutew całkowicie wypełnionych
jest miarą hydrauliczną roacuteżnych kształtoacutew przekroi poprzecznych (kołowych jajowych
dzwonowych itp) W przypadku przewodoacutew i kanałoacutew częściowo wypełnionych pełni
dodatkowo rolę miary hydraulicznej stopnia wypełnienia przekrojoacutew (np hD ndash wg rys 96)
Rys 96 Schemat hydrauliczny kanału zamkniętego
częściowo wypełnionego (AU = Rh)
KANALIZACJA I
118
Pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy w kanale o przekroju
kołowym przy częściowym - względnym wypełnieniu ηh = hD oblicza się z zależności
geometrycznych
22
2112121arccos4 D
h
D
h
D
hDAn (941)
gdzie
An ndash pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy wypełnieniu
(normalnym) h = hn m2
D - wewnętrzna średnica kanału m
Zależność pomiędzy polem powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy
częściowym wypełnieniu (An) a polem powierzchni całego przekroju poprzecznego kanału
(A) - o średnicy D ujmuje wskaźnik względnej powierzchni (ηA) postaci
D
h
D
h
A
An
A 21arccos2sin21arccos22
1
(942)
Promień hydrauliczny Rh w tym dla względnego wypełnienia przekroju hD oblicza się z
ogoacutelnej postaci wzoru
Dh
DhDhDRh
21arccos
211211
4
2
(943)
Związek pomiędzy promieniem hydraulicznym przy częściowym wypełnieniu a
promieniem hydraulicznym całego przekroju poprzecznego rur określa się z zależności
geometrycznych dla przekroju kołowego
Dh
Dh
R
R
h
hnRh
21arccos2
21arccos2sin1
(944)
gdzie
ηRh - wskaźnik względnego promienia hydraulicznego -
Rh - promień hydrauliczny przewodu o (wewnętrznej) średnicy D przy całkowitym
wypełnieniu Rh = AU = D4 m
Rhn - promień hydrauliczny strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu
(normalnym) h = hn m
Obliczanie przepływoacutew cieczy w kanałach czy przewodach ściekowych częściowo
wypełnionych zaleca się obecnie opierać na wzorze Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej (ke)
KANALIZACJA I
119
Tym samym odstępuje się od stosowania wzoru Manninga ze wspoacutełczynnikiem
szorstkości (n) jako mniej uniwersalnego właściwego jedynie dla przepływoacutew turbulentnych
w III strefie (tzw kwadratowego prawa oporoacutew)
Norma PN-EN 7522008 dopuszcza jednak stosowanie wzoru Manninga w zmienionej
postaci [1] (ze wspoacutełczynnikiem Manninga K = 1n - wg wzoru (911))
2132
6173
log32
4 iRk
D
Dg h
(945)
w ktoacuterej ogoacutelnie D = 4Rh
Przekształcając wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) - ściślej roacutewnanie (940) ze względu na
igRh
e
81
(946)
i wykorzystując wzoacuter (94) Colebrooka-Whitersquoa dla Re = 4Rhν po odpowiednich
przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią prędkość przepływu (w ms)
igRR
k
igRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(947)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = An gdzie An - pole powierzchni przekroju
poprzecznego strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (hn = h) otrzymamy postać
ogoacutelną wzoru analitycznego na strumień objętości przepływu w ruchu roacutewnomiernym
ustalonym (i = J)
nhn
hn
e
hnhn
n AigRR
k
igRRQ
8
471384
512log2
(948)
ktoacutery dla przekroju kołowego uwzględniając zapis An wg (941) przyjmie szczegoacutełową
postać (949) dla h = hn
22 211
21
21arccos8
84148
62750log2
4 D
h
D
h
D
higR
R
k
igRR
DQ hn
hn
e
hnhn
n
Stosując odmienną metodologię Manninga wzoacuter na strumień objętości przepływu w
kanale o przekroju kołowym niecałkowicie wypełnionym przyjmuje analityczną postać (h =
hn)
3
2
2
)21arccos(
)))21arccos(2sin()21arccos(22(
21arccos2sin
2
121arccos
16
1
Dh
DhDhD
D
h
D
hiD
nQn
(950)
KANALIZACJA I
120
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
i - spadek dna kanału i = J ndash w ruchu roacutewnomiernym -
h = hn ndash wypełnienie normalne (w ruchu roacutewnomiernym) m
Wspoacutełczynnik szorstkości kanału w (950) przyjmuje (w III strefie przepływoacutew) postać
161
473log
84
e
hn
hn
ek
R
Rgn (951)
gdzie ne - wspoacutełczynnik szorstkości eksploatacyjnej kanału uzależniony od zastępczej
chropowatości eksploatacyjnej ke
Wg ATV-A110 do wymiarowania grawitacyjnych przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew
działających przy częściowym wypełnieniu zaleca się przyjmować uśrednione wartości
zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości
ke = 050 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew tranzytowych ze studzienkami o kinetach do
wysokości przekroju kanału
ke = 075 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości przekroju kanału
ke = 15 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości połowy przekroju kanału
Podane wartości nie uwzględniają strat miejscowych na armaturze zmianach kierunkoacutew tras
wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach kanalizacyjnych Straty te należy ustalać dodatkowo
932 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CZĘŚCIOWO
WYPEŁNIONYCH
Posługiwanie się wzorami analitycznymi na strumień Q a zwłaszcza na Qn stwarza dużą
trudność ze względu na ich uwikłaną postać W celu ułatwienia obliczeń hydraulicznych
kanałoacutew niecałkowicie wypełnionych opracowano charakterystyki sprawności hydraulicznej
roacuteżnych przekroi kanałoacutew tj zależności na wskaźniki względnych prędkości przepływu η =
n oraz względnych strumieni objętości ηQ = QnQ
Przykładowo dla przekroju kołowego stosując metodologię opartą na wzorze
Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu pewnych uproszczeń (bowiem przy częściowym
wypełnieniu zaroacutewno jak i Q zależą roacutewnież od i oraz k) otrzymamy wg Franke [2 54]
85
h
hnn
R
R
(952)
KANALIZACJA I
121
oraz
85
h
hnnnQ
R
R
A
A
Q
Q (953)
gdzie
η - wskaźnik względnych prędkości przepływu stosunek prędkości n przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do prędkości przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
Rh - promień hydrauliczny przy całkowicie wypełnionym kanale (Rh = D4) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu - normalnym hn m
ηQ - wskaźnik względnych strumieni objętości stosunek strumienia Qn przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do strumienia Q przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
A - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu (A =
πD24) m
2
An - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy częściowym wypełnieniu - hn
(wg wzoru (941)) m2
Na rysunku 97 przedstawiono krzywe sprawności hydraulicznej η i ηQ od hD (w ) dla
kanału o przekroju kołowym o średnicy D
Rys 97 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Według metodologii opartej na wzorze Colebrooka-Whitersquoa całkowita przepustowość
kanału (100) tj przy całkowitym wypełnieniu przekroju (100) osiągana jest już przy
względnym wypełnieniu hD = 0827 - w kanałach o przekroju kołowym bądź hH = 0867 -
w kanałach jajowych czy też hH = 0807 - w kanałach dzwonowych (gdzie H oznacza
wysokość przekroju kanału proporcjonalną do jego szerokości B) wg rys 97divide99
Promień hydrauliczny osiąga woacutewczas (prawie) maksymalne wartości a warunki
przepływu odpowiadają panującym w kanałach otwartych Krzywe sprawności hydraulicznej
kanałoacutew interpretuje się więc tylko do wymienionych wyżej względnych wypełnień
UWAGA Kanały grawitacyjne należy dobierać na przepływ ze swobodnym zwierciadłem
roacutewnież ze względu na niebezpieczeństwo samoistnego bdquozapowietrzania sięrdquo strumienia i
niestabilne warunki przepływu przy całkowitych wypełnieniach (powstawać mogą woacutewczas
poduszki powietrzne na załamaniach spadkoacutew odcinkoacutew kanałoacutew)
KANALIZACJA I
122
Rys 98 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju jajowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Rys 99 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju dzwonowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Wymiarowany przekroacutej kanału powinno dobierać się tak aby teoretyczna jego
przepustowość całkowita Q (przy danym spadku dna) była zawsze większa od strumienia
obliczeniowego
Wg zasad wypracowanych w Niemczech (ATV A-118) w przypadku kanałoacutew
deszczowych bądź ogoacutelnospławnych zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli
strumień obliczeniowy przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
kanału - przy danym spadku dna (i)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
hD le 075 - w wypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych czy też
hH le 072 - w przypadku kanałoacutew dzwonowych
KANALIZACJA I
123
W praktyce inżynierskiej występują najczęściej dwa typy zadań hydraulicznych
doboacuter wymiaru - przekroju poprzecznego kanału (kołowego o średnicy D lub innego
o wysokości przekroju H) dla danego strumienia przepływu (Qn) i spadku dna (i) z
określeniem wypełnienia normalnego hn(Qn) oraz średniej prędkości przepływu
n(Qn)
obliczenie przepustowości (Q lub Qn) kanału o danym spadku dna (i)
Do wymiarowania kanałoacutew ściekowych deszczowych i ogoacutelnospławnych stosowany był
powszechnie wzoacuter Manninga (99) w ktoacuterym wspoacutełczynnik szorstkości kanału
przyjmowany jest najczęściej w stałej wartości n = 0013 m13
s (ogoacutelnie n [0010 0016]
sm13
czemu odpowiada w przybliżeniu k [025 50] mm)
W celu ułatwienia doboru przekrojoacutew kanałoacutew sporządzone zostały wykresy i
nomogramy do wzoru Manninga przedstawiające graficznie zależności pomiędzy
parametrami
konstrukcyjnymi takimi jak średnica (przekroacutej) kanału spadek dna szorstkość a
hydraulicznymi takimi jak wypełnienie prędkość i strumień przepływu
Najczęściej stosowane były dwa rodzaje pomocy graficznych a mianowicie
nomogramy drabinkowe przedstawiające zależności D Q i dla kanałoacutew
całkowicie wypełnionych ktoacutere wymagały dodatkowo posługiwania się wykresami
sprawności hydraulicznej przekrojoacutew kanałoacutew przy niecałkowitym wypełnieniu
nomogramy logarytmiczne (scalone) opracowane dla roacuteżnych przekrojoacutew kanałoacutew
niecałkowicie wypełnionych (dla n = constans)
Przykład obliczeniowy z zastosowaniem nomogramu drabinkowego i krzywych
sprawności przekroju kołowego (wg rys 910 i 911)
Należy dobrać średnicę kanału (ściekowego) dla obliczeniowego strumienia przepływu Qn =
15 dm3s i spadku dna i = 5 permil
Rys 910 Przykład nomogramu drabinkowego do doboru kanałoacutew kołowych
(oznaczono Qc equiv Q oraz Vc equiv )
KANALIZACJA I
124
Tok postępowania
1 Prowadzimy prostą (1) przechodząca przez punkty i = 5permil oraz Q = 15 dm3s (rys 910)
Dobieramy pierwszą większą (katalogową) średnicę tj D = 020 m Przez punkty D = 02 m
oraz i = 5 permil prowadzimy prostą (2) i odczytujemy strumień przepływu przy całkowitym
wypełnieniu Q = 22 dm3s oraz prędkość przy całkowitym wypełnieniu = 080 ms
2 Następnie korzystamy z krzywej sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
przedstawiającej zależność pomiędzy względnym wypełnieniem kanału (hD) a względnym
strumieniem przepływu (ηQ) - wyrażonych w (rys 911) Krzywa ta umożliwia ustalenie
wartości względnego wypełnienia przekroju kanału i względnej prędkości przepływu (dla
odczytanych z nomogramu drabinkowego parametroacutew hydraulicznych całkowicie
wypełnionego kanału tj strumienia Q i prędkości )
Rys 911 Idea korzystania z wykresu sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
(oznaczono QQC equiv QnQ oraz vvC equiv n)
Dla ustalonej z nomogramu drabinkowego (rys 910) wartości strumienia przy
całkowitym wypełnieniu Q = 22 dm3s obliczamy wartość funkcji sprawności przepływu ηQ
= 1522 = 0682 asymp 68 Następnie z krzywej sprawności (rys 911) dla ηQ = 68
odczytujemy
po lewej stronie hD = 61 = 061
po prawej stronie ηυ = 108 = 108
Stąd wypełnienie (normalne) w dobranym kanale wyniesie hn = 061∙D = 061∙02 = 012 m
a prędkość przepływu n = η middot = 108∙080 = 086 ms
Dla innych (niż kołowy) przekrojoacutew poprzecznych kanałoacutew np jajowych jajowych
podwyższonych gruszkowych czy dzwonowych korzystamy z właściwych nomogramoacutew
drabinkowych i krzywych sprawności danego przekroju kanału
Tok postępowania przy wykorzystaniu nomogramoacutew scalonych - logarytmicznych
opracowanych dla roacuteżnych (typowych) przekrojoacutew kanałoacutew przedstawiono na rysunku 912
ηQ = QQc
η = c
KANALIZACJA I
125
Rys 912 Idea korzystania z nomogramu logarytmicznego do doboru kanałoacutew kołowych
(wg wzoru Manninga)
Przykłady obliczeniowe - z zastosowaniem nomogramoacutew scalonych
1) Dla danych Qn = 20 dm3s oraz i = 40permil należy dobrać kanał o przekroju kołowym dla n
= 0013 sm13
Wychodząc od strumienia Qn = 20 dm3s (wg idei na rys 912)
po prawej stronie nomogramu - dobrano średnicę D = 025 m i odczytano
wypełnienie h = hn = 013 m a następnie
po lewej stronie nomogramu - dla D = 025 m i hn = 013 m odczytano prędkość
przepływu n = 080 ms
2) Dla danych Qn = 400 dm3s oraz i = 20permil należy dobrać kanał o przekroju jajowym dla n
= 0013 sm13
Z nomogramu scalonego podanego na rys 913 dobrano kanał J06 x 09 m i
odczytano wypełnienie h = hn = 070 m (hH = 078 lt 079 - dla 90 przepustowości Q wg
rys 98) oraz ustalono n = 12 ms (dokładny wynik obliczeń hn i n uzyskamy tylko po
zastosowaniu wzoroacutew analitycznych)
Rys 913 Przykładowy nomogram logarytmiczny do wzoru Manninga do doboru kanałoacutew
grawitacyjnych o przekroju jajowym (dla n = 0013 m13
s)
KANALIZACJA I
126
94 ZALECANE SPADKI DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
W systemach kanalizacyjnych spadek dna (i) kanałoacutew grawitacyjnych powinien zawierać
się w granicach
imin i imax (955)
- zależnie od wymiaru (średnicy D) kanału i spadku terenu
Spadek mniejszy od minimalnego (imin - dla danej średnicy) w efekcie zbyt małych
prędkości przepływu ściekoacutew prowadziłyby do odkładania się osadoacutew i w efekcie do
zamulenia kanału
Spadek większy od maksymalnego (imax - dla danej średnicy) prowadziłyby do niszczenia
kanałoacutew - wskutek erozji powodowanej głoacutewnie zawiesiną mineralną przy znacznych
prędkościach przepływu
Powszechnie w literaturze zalecana jest formuła Imhoffa na spadek minimalny (imin)
D
i1
min (956)
gdzie
imin - w promilach gdy wymiar średnicy D wyrażony jest w metrach lub
imin - w ułamku gdy D w mm
W przypadku kanałoacutew o innym przekroju niż kołowy (np jajowy dzwonowy gruszkowy)
za bdquoDrdquo do formuły (956) należy przyjmować szerokość przekroju w tzw pachach (np dla
kanału jajowego J 06x09 m - woacutewczas bdquoDrdquo = 06 m)
Według badań Suligowskiego formuła (956) może być stosowana dla względnych
wypełnień kanałoacutew większych od 30 (hD gt 03) co zostanie roacutewnież wykazane w pracy
Historycznie w wytycznych technicznych projektowania (WTP) miejskich sieci
kanalizacyjnych z 1965 roku sformułowano zasadę zachowania minimalnej prędkości (min)
przepływu ściekoacutew przy całkowitym wypełnieniu kanałoacutew jako warunku ich
bdquosamooczyszczania sięrdquo odpowiednio
w systemie kanalizacji rozdzielczej tj w kanałach bytowo-gospodarczych
przemysłowych oraz deszczowych min = 08 ms
w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej min = 10 ms
Wychodząc z powyższych założeń i stosując np wzoacuter Manninga (99) dla n = 0013
sm13
możliwie było ustalenie wartości minimalnych spadkoacutew dna kanałoacutew ze względu na
bdquosamooczyszczanierdquo podanych w tabeli 94 dla przykładowych średnic Wyższe wartości
spadkoacutew minimalnych względem obliczonych z formuły 1D wyboldowano
KANALIZACJA I
127
Tab 94 Obliczone z formuły 1D i z wzoru Manninga (dla n = 0013 sm13
i min) minimalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych ( - stosowane w praktyce)
Lp
Średnica
kanału
D
Minimalne spadki dna kanałoacutew imin
Obliczone z
formuły
1D
Obliczone z wzoru
Manninga dla prędkości
min = 08 ms min = 10 ms
- m permil permil permil 1 020 50 587 918
2 025 40 436 681
3 030 333 (30) 342 534
4 040 25 233 364
5 050 20 173 270
6 060 167 136 212
7 080 125 092 145
8 100 100 069 107
9 150 067 (05) 040 062
10 200 05 027 043
Maksymalne spadki (imax) dna kanałoacutew określano (wg WTP) w podobny sposoacuteb tj przy
całkowitym wypełnieniu prędkość przepływu ściekoacutew nie powinna przekraczać wartości
max = 30 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
betonowych i ceramicznych
max = 50 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
żelbetowych i żeliwnych
max = 70 ms - w kanałach deszczowych i ogoacutelnospławnych niezależnie od
materiału kanałoacutew jako że kanały takie przy znacznym wypełnieniu działają
okresowo w poroacutewnaniu z kanałami bytowo-gospodarczymi i przemysłowymi
W pracy IKŚ z 1983 roku zalecono ograniczenie maksymalnych prędkości przepływu
ściekoacutew niezależnie od materiałoacutew rur do
max = 30 ms - w kanałach ściekowych i ogoacutelnospławnych
max = 50 ms - w kanałach deszczowych i burzowych
co jest racjonalne ze względu na trwałość bezawaryjnego działania kanalizacji
W tabeli 95 podano obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
wartości
maksymalnych spadkoacutew dna kanałoacutew dla prędkości max ndash przy całkowitym wypełnieniu
Tabela 95 Obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
maksymalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych
Lp
Średnica
kanału
D
Maksymalne spadki dna kanałoacutew imax z wzoru
Manninga dla prędkości
max = 3 ms max = 5 ms max = 7 ms
- m permil permil permil 1 020 828 2300 4508
2 025 603 1675 3283
3 030 477 1325 2597
4 040 324 900 1764
5 050 243 675 1323
6 060 189 525 1029
7 080 135 375 735
8 100 99 275 539
9 150 56 156 306
10 200 38 106 209
KANALIZACJA I
128
Grawitacyjne przewody i kanały transportujące ścieki tj mieszaniny ciał stałych i
cieczy powinny być układane z takim spadkiem aby możliwy był zaroacutewno transport
zanieczyszczeń zawartych w ściekach w tym wleczonych przy dnie jak i rozmywanie już
odłożonych (przy mniejszych strumieniach przepływu) złogoacutew i osadoacutew
Z punktu widzenia hydromechaniki transport zanieczyszczeń można zapewnić jeżeli
opoacuter tarcia wyrażony stycznymi naprężeniami ścinającymi ( ) pomiędzy ścianką rury a
ściekami będzie większy od min
Przyjmując minimalne naprężenia ścinające w wysokości
02min Pa - dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
51min Pa - dla kanałoacutew deszczowych
przy czym iR Rhh - dla małych kątoacutew α pochylenia kanałoacutew (woacutewczas i asymp sinα) W
przypadku przekroju kołowego otrzymamy
iR
RD
h
hn 4
(957)
gdzie
- naprężenia ścinające Pa
- ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
D - średnica wewnętrzna przewodu (kanału) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu kanału (normalnym hn) m
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu kanału (Rh = D4) m
i - spadek dna ułamek
Stąd ogoacutelnie
DR
R
gi
hn
h 14 min
min
(958)
a dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych (dla 02min Pa)
DR
Ri
hn
h 1108160 3
min
(959)
i dla kanałoacutew deszczowych (dla 51min Pa)
DR
Ri
hn
h 1106120 3
min
(960)
Przykłady obliczeniowe
Dla kanału o średnicy D = 03 m z formuły (956) spadek minimalny wynosi imin = 103 =
333permil (w praktyce przyjmowany jako 3permil) Z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (959)
otrzymamy dla kanału bytowo-gospodarczego o D = 03 m dla wypełnień względnych
KANALIZACJA I
129
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00107 = 107permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000564 = 564permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000398 = 398permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000317 = 317permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000225 = 225 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
Podobnie z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (960) dla kanału deszczowego o średnicy D
= 03 m otrzymamy dla
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 000803 = 803permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000423 = 423permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000298 = 298permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000238 = 238permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000170 = 170 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
Tak wyliczane spadki (imin) spełniają kryterium hydromechaniczne samooczyszczania
się kanałoacutew ważne zwłaszcza dla małych wypełnień kanałoacutew tj dla małych strumieni
objętości
Minimalne spadki kanałoacutew są woacutewczas znacznie większe od wyliczanych z formuły
bdquo1Drdquo czy też z warunku min = 08 ms (przewyższenia dla D = 03 m wyboldowano)
Formuła imin = 1D ma więc praktyczne zastosowanie dla względnych wypełnień kanałoacutew
większych od 30
Dla względnych wypełnień kanałoacutew hD gt 03 spadki imin wg kryterium
hydromechanicznego są nieco mniejsze niż stosowane imin = 1D - dla kanałoacutew całkowicie
wypełnionych
Według badań Dąbrowskiego uwzględniając nieroacutewnomierność godzinową strumienia
ściekoacutew w wymiarowaniu kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy
przyjmować 52min Pa - dla średnic 020 i 025 m oraz 22min Pa - dla średnic 030
035 040 i 050 m Przyjmowane dotychczas naprężenia minimalne 02min Pa są
właściwe dla średnic ge 060 m
Dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych przyjmując 22min Pa otrzymamy
DR
Ri
hn
h 1108970 3
min
(961)
woacutewczas dla przykładowej średnicy D = 03 m minimalne wartości spadkoacutew wyniosą już
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00118 = 118permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000620 = 620permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000437 = 437permil
KANALIZACJA I
130
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000349 = 349permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000248 = 248 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
Na tym tle zalecone w pracy IKŚ minimalne spadki dna kanałoacutew ściekowych dla
jednostek osadniczych o liczbie mieszkańcoacutew le 1000 imin = 10permil są uzasadnione
UWAGA Przytoczone dane podkreślają wagę i znaczenie obliczeń sprawności hydraulicznej
kanałoacutew do prawidłowego funkcjonowania sieci i zarazem uzasadniają konieczność ich
wykonywania już na etapie koncepcji programowo-przestrzennej (KPP) czy też w projektach
budowlano-wykonawczych (PB i PBW)
Co jest jednak najczęściej pomijane Projektanci dobierają często bdquoświadomierdquo większe
średnice kanałoacutew dążąc za wszelką cenę do wypłycenia kanalizacji co jest błędnym i drogim
w eksploatacji rozwiązaniem
95 STOSOWANE PRZEKROJE KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Wyboacuter kształtu przekroju poprzecznego kanałoacutew zależy od
warunkoacutew hydraulicznych tj strumienia i nieroacutewnomierności przepływu ściekoacutew
(w dobie) oraz wymaganych prędkości samooczyszczania
warunkoacutew statycznych zabudowy kanału tj zagłębienia dna i przykrycia wierzchu
rury (sklepienia)
rodzaju materiału i sposobu wykorzystania kanału w tym dostosowania do
pokonania przeszkoacuted terenowych uniknięcia kolizji itp
Najczęściej stosowane są przekroje kołowe praktycznie we wszystkich systemach
kanalizacyjnych Pod względem statycznym przekroacutej ten jest właściwy zaroacutewno dla małych
jak i znacznych zagłębień kanału Łatwy w prefabrykacji w montażu i budowie ze względu
na pełną symetrię przekroju (w przypadku braku tzw stopki)
Polska norma PN-71B-02710 zalecała do stosowania pięć podstawowych kształtoacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew W Niemczech obowiązują obecnie znormalizowane kształty
i wymiary tylko dla trzech rodzajoacutew przekroi kanałoacutew (kołowego jajowego i dzwonowego)
1 Kanały kołowe o średnicach wewnętrznych d equiv D = h = b (w m) - oznaczone jako K
K 015 020 025 030 040 050 060 080 10 12 14 16 18 20 m i większe o
wielokrotności 05 m tj np K 25 30 35 40 m
Rys 914 Geometria kanałoacutew kołowych (K)
KANALIZACJA I
131
Przekroje kołowe są powszechnie stosowane w kanalizacji bytowo-gospodarczej i
przemysłowej deszczowej oraz ogoacutelnospławnej przy czym w kanalizacji ogoacutelnospławnej
najczęściej do wymiaru K le 05 m
2 Kanały jajowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h
=15b) oznaczone jako J (J 06 x 09 m 07 x 105 m 08 x 12 m 10 x 15 m 12 x 18 m)
Rys 915 Geometria kanałoacutew jajowych (J)
Przekroje jajowe były powszechnie stosowane w kanalizacji ogoacutelnospławnej (powyżej
K05 m) do wymiaru J12 x 18 m Powyżej tego wymiaru należało stosować przekroje
złożone - z kinetami na ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe (Z poroacutewnania
sprawności hydraulicznej kanału kołowego o średnicy D z jajowym o przekroju D x 15D
wynika że przy całkowitym wypełnieniu Q(J) = 161Q(K) oraz (J) = 110(K))
3 Kanały jajowe podwyższone o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x
wysokość przekroju (h =175b) oznaczone jako JP (JP 06 x 105 m 07 x 1225 m 08 x
140 m 10 x 175 m 12 x 210 m
Rys 916 Geometria kanałoacutew jajowych podwyższonych (JP)
4 Kanały gruszkowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =125b) oznaczone jako GR (GR 14 x 175 m 16 x 20 m 18 x 225 m 20 x
25 m i większe o wielokrotności 05 m)
KANALIZACJA I
132
Rys 917 Geometria kanałoacutew gruszkowych (GR)
5 Kanały dzwonowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =085b) oznaczone jako DZ (DZ 14 x 119 m 16 x 136 m 18 x 153 m 20
x 170 m i większe o wielokrotności 05 m)
Rys 918 Geometria kanałoacutew dzwonowych (DZ)
Kanały dzwonowe ze względu na małą wysokość przekroju h lt b znajdują zastosowanie
wszędzie tam gdzie nie ma wystarczającej wysokości bądź przykrycia terenem czy też przy
występujących kolizjach z istniejącym uzbrojeniem Geometria sklepienia kanałoacutew DZ - jak
kanałoacutew GR
Poza normowe - nietypowe przekroje kanałoacutew
Odstępstwa geometrii kanałoacutew od zdezaktualizowanej obecnie normy (branżowej)
budowlanej PN-71B-02710 wymagały zgody Polskiego Komitetu Normalizacji (PKN) na ich
produkcję i stosowanie Obecnie zgodnie z Ustawą z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ
U Nr 169 poz 1386) stosowanie Polskich Norm jest bdquodobrowolnerdquo (nie tworzy się też norm
branżowych - B)
Jednak pewna unifikacja geometrii kanałoacutew (nie tylko betonowych) jest nadal potrzebna
ze względoacutew praktycznych - eksploatacyjnych (napraw konserwacji czy przyszłościowej
wymiany) Przykładem może być tutaj norma PN-EN 19162005
(Odniesienie do problemoacutew prawnych jest omoacutewione w rozdziale 1 i 10 w [1])
Do budowy nowych czy modernizacji istniejących systemoacutew kanalizacyjnych
dopuszczalne jest obecnie stosowanie innych w tym nietypowych kształtoacutew i wymiaroacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew podanych dla przykładu na rysunkach 919divide924
KANALIZACJA I
133
Przekroacutej eliptyczny
Rys 919 Geometria kanałoacutew eliptycznych (h = 067b)
Przekroacutej kołowo-troacutejkątny
Rys 920 Geometria kanałoacutew kołowo-troacutejkątnych
Przekroacutej prostokątny
Rys 921 Geometria kanałoacutew prostokątnych
Przekroacutej pięciokątny (tzw bdquofuumlnfeckrdquo)
Rys 922 Geometria kanałoacutew pięciokątnych
KANALIZACJA I
134
Przekroacutej kołowy z kinetą ściekową (tzw bdquoLindleyrsquoardquo)
Rys 923 Geometria kanałoacutew kołowych z kinetą
Nietypowe w tym złożone przekroje kanałoacutew nie mają na ogoacuteł opracowanych
charakterystyk przepływu - h = f(Q) woacutewczas należy je wyznaczyć doświadczalnie lub
analitycznie opierając się na podanych już roacutewnaniach ruchu np
AQ oraz 21321 iR
nh przy UARh
Rys 924 Przykładowa charakterystyka przepływu h = f(Q) złożonego przekroju kanału
96 PRZEPEŁNIANIE SIĘ KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Przepełnianie się kanałoacutew grawitacyjnych i praca pod ciśnieniem jest problemem
eksploatacyjnym zwłaszcza w systemach kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej
podczas występowania deszczu o rzadszej powtarzalności niż częstość (C) przyjęta do
zwymiarowania kanałoacutew
Woacutewczas kanały zaczynają działać z większym niż projektowane wypełnienie (dla
strumienia Q(C)) następnie z całkowitym i w końcu pod ciśnieniem (przy Qmax)
KANALIZACJA I
135
Prowadzić to może w efekcie do wylewania się ściekoacutew z kanałoacutew w tzw punktach
krytycznych sieci tj w najniżej położonych wpustach ulicznych podwoacuterzowych czy
piwnicznych czy też studzienkach kanalizacyjnych
Spadek linii ciśnienia (J = Jmax) będzie woacutewczas większy od spadku dna kanału (ik)
Wynika to wprost z analizy postaci np wzoru Manninga (99) w połączeniu z roacutewnaniem
ciągłości ruchu
21
max
32
max 1
JRn
AQ h (962)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu m2
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu m
J - spadek linii ciśnienia (energii) -
Rys 925 Przebieg linii ciśnienia (ilcmax equiv Jmax) wzdłuż trasy kanału grawitacyjnego o spadku dna ik -
podczas działania pod ciśnieniem skreślenia oznaczają nieaktywność parametroacutew ruchu (Qn i hn)
Maksymalny spadek linii ciśnienia Jmax jest ograniczony przez punkt krytyczny -
przecięcie się linii ciśnienia z powierzchnią terenu wg rysunku 925 Wartości spadku Jmax
odpowiada maksymalny strumień przepływu Qmax zgodnie z wzorem (962) Większy
strumień deszczu niż Qmax nie zmieści się już w kanale pozostanie więc na powierzchni
terenu jako nieodebrany - rozlewając się po powierzchni i niewiele podnosząc spiętrzone w
kanale (studzience) zwierciadło ściekoacutew Stąd na podstawie (962) możemy napisać
maxmax JaQ (963)
przy czym constRn
Aa h 321 oraz idem
l
HHJ
min
max - wg rys 925
Strumień objętości ściekoacutew (Q) przy całkowitym wypełnieniu kanału o spadku dna ik
wynosi
kiaQ (964)
przy czym ik =l
H - wg rys 925 a stąd stosunek strumieni
KANALIZACJA I
136
1minminmaxmax
H
H
H
HH
ia
Ja
Q
Q
k
(965)
Oznaczając sH
Hmin otrzymamy 1max s
Q
Q a stąd 1max sQQ a więc
Qmax gt Q ponieważ 1s gt 1
Wynika stąd że strumień Qmax ograniczony jest zagłębieniem kanału Hmin - w punkcie
krytycznym (rys 925) Im większa będzie wartość Hmin tym większa jest wartość 1s i
tym większy będzie strumień Qmax
Z powyższej analizy wynika że każdy kanał (kolektor) ma w sobie pewną rezerwę
przepustowości ktoacutera jest wykorzystywana w przypadku pojawienia się większego
strumienia przepływu niż obliczeniowy - przyjęty do wymiarowania kanału Q(C) a
spowodowany deszczem o mniejszym prawdopodobieństwie wystąpienia Jednak po
przeanalizowaniu oddziaływania spiętrzonych ściekoacutew w kolektorze na warunki odbioru
ściekoacutew w kanałach bocznych (zbieraczach) powyższy wniosek nie musi odnosić się do całej
sieci
Praca kolektoroacutew kanalizacyjnych pod ciśnieniem powoduje wzrost ich przepustowości
ale jednocześnie wywołuje podtapianie kanałoacutew bocznych (zbierających roacutewnież ścieki
opadowe) mogąc przyczynić się z kolei do obniżenia ich przepustowości hydraulicznej
Na rysunku 926 przedstawiono trzy przypadki spadkoacutew linii ciśnienia w kanałach
bocznych wymuszone przez roacuteżne poziomy cieczy w kolektorze (analogia do naczyń
połączonych)
Rys 926 Trzy przypadki wpływu wysokości ciśnienia w kolektorze
na działanie kanałoacutew bocznych o spadku dna ik (b)
Analiza zjawisk 1 Przypadek - przepływ w kolektorze ze swobodnym zwierciadłem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym ilc equiv Jb = Jbmax gt ik(b) woacutewczas strumień
Qbmax gt Qb(C)
2 Przypadek - przepływ w kolektorze pod ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb = ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb = Qb(C)
3 Przypadek - przepływ w kolektorze pod znacznym ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb lt ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb lt Qb(C)
KANALIZACJA I
137
Z rysunku 926 wynika że kolektor podtopiony do poziomu w 3-cim rozważanym
przypadku wywoła spadek linii ciśnienia Jb w kanale bocznym (b) mniejszy od spadku dna
kanału bocznego ik(b) i woacutewczas strumień przepływu pod ciśnieniem Qb w tym kanale będzie
mniejszy niż jego strumień obliczeniowy Qb(C) Wystąpi więc dławienie przepływu i spadek
przepustowości kanału bocznego - brak odbioru ściekoacutew w studzience na jego początku Przy
roacuteżnicach rzędnych studzienek ścieki mogą nawet wylewać się z kolektora na powierzchnię
terenu poprzez kanał boczny
Chcąc ograniczyć niekorzystne skutki wynikające z takich przypadkoacutew sformułowano w
Polsce jako zasadę ndash już nieaktualną iż
kolektory powinny być wymiarowane na większy strumień przepływu tj na większą
wartość częstości obliczeniowej deszczu C np C = 2 lata - dla kanalizacji deszczowej
oraz C = 5 lat ndash w kanalizacji ogoacutelnospławnej (w płaskim terenie - tab 71) a
kanały boczne (zbieracze) na mniejszy strumień tj na mniejszą wartość częstości deszczu
np C = 1 rok - dla kanalizacji deszczowej oraz C = 2 lata - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
(w przypadku płaskiego terenu - tab 71)
Powyższą zasadę uzasadniano ekonomicznie otoacuteż koszt jednostkowy budowy kolektoroacutew
jest znacznie większy ale dotyczy mniejszej ich długości w sieci w poroacutewnaniu z kosztem
budowy kanałoacutew bocznych o zdecydowanie większej długości w sieci kanalizacyjnej
UWAGA Zasada ta straciła swą aktualność w świetle normy PN - EN 7522008 -
ujednolicenia częstości deszczy dla kolektora i kanałoacutew bocznych
Zasięg cofki piętrzącej (lc) w kanale o niecałkowitym wypełnieniu obliczyć można
rozwiązując roacutewnanie roacuteżniczkowe ustalonego nieroacutewnomiernego ruchu cieczy (tab 91) z
ktoacuterego wynika spadek dhdl czyli kształt zwierciadła ściekoacutew na długości (l) kanału
3
22
11
gA
bQ
Ji
Fr
Ji
dl
dh
(966)
gdzie
h - (zmienne) wypełnienie w kanale zależne od długości l (w zasięgu cofki piętrzącej
zmienia się od h = hn do h = hsp - wg rys 927) m
i - spadek dna kanału (roacutewny spadkowi zwierciadła ściekoacutew i spadkowi linii energii w
ruchu roacutewnomiernym przy wypełnieniu normalnym hn) - J(n) - (zmienny) spadek linii energii w ruchu nieroacutewnomiernym (wywołany stratami tarcia)
Fr - liczba Froudersquoa -
b - szerokość zwierciadła cieczy w kanale m
KANALIZACJA I
138
Rys 927 Schemat do obliczeń zasięgu cofki piętrzącej w kanale
Zasięg cofki piętrzącej obliczyć też można w przybliżony sposoacuteb stosując uproszczone
wzory na zasięg lc (stosowane w budownictwie wodnym - dla rzek) postaci
i
hhl nc
(967)
lub dla małych spiętrzeń (Δh) z dużym przybliżeniem
i
hlc
2 (968)
10 ZASADY PROJEKTOWANIA BUDOWY I
EKSPLOATACJI SIECI KANALIZACYJNYCH
101 UKŁADY SIECI KANALIZACYJNYCH
Topologia (układ) sieci kanalizacyjnych - kolektoroacutew i kanałoacutew bocznych zależy głoacutewnie
od
konfiguracji terenu (spadkoacutew podłużnych i poprzecznych) względem odbiornika
układu geometrycznego ciągoacutew komunikacyjnych (pieszo-jezdnych)
zabudowy terenu
Ogoacutelną i podstawową zasadą jest lokalizowanie - ze względoacutew hydraulicznych
kanałoacutew głoacutewnych (kolektoroacutew) na kierunkach najmniejszych spadkoacutew
powierzchni terenu
kanałoacutew bocznych (zbieraczy) na kierunkach największych spadkoacutew powierzchni
terenu tj w miarę prostopadle do warstwic terenu
przykanalikoacutew w miarę prostopadle do zbieraczy i kolektoroacutew
KANALIZACJA I
139
W konkretnych warunkach terenowych układ sieci kanalizacji grawitacyjnej zaroacutewno
ogoacutelnospławnej rozdzielczej czy poacutełrozdzielczej może być zrealizowany w oparciu o
poniższe schematy ideowe - ogoacutelnomiejskie (w skali całego miasta) bądź lokalne
1011 UKŁADY OGOacuteLNOMIEJSKIE
I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych
II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych
IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Ad I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 101 Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
Rys 102 Układ poprzeczny kanalizacji grawitacyjnej - z kolektorem zbiorczym
KANALIZACJA I
140
Ad III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 103 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Rys 104 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej - z kanałami odciążającymi
1012 UKŁADY LOKALNE
V Układ promienisty
VI Układ pierścieniowy
VII Układy strefowe
Ad V Układ promienisty
Rys 105 Układ promienisty kanalizacji grawitacyjnej ndash w kotlinie
KANALIZACJA I
141
Ad VI Układ pierścieniowy
Rys 106 Układ pierścieniowy kanalizacji grawitacyjnej ndash na wzgoacuterzu
Ad VII Układy strefowe
a) b)
Rys 107 Układy strefowe kanalizacji grawitacyjno-pompowej
a) z wododziałem b) w niecce terenowej
Na wyboacuter układu systemu kanalizacyjnego w danych warunkach terenowych
(ogoacutelnomiejskich bądź lokalnych) wpływ ma także wiele innych czynnikoacutew takich jak
ilość i rodzaj ściekoacutew (zwłaszcza przemysłowych)
istniejąca sieć hydrograficzna w tym wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich
zdolność do samooczyszczania się
możliwość odprowadzania ściekoacutew przez przelewy burzowe a także
gęstość zabudowy terenu i możliwości finansowe inwestora (ewentualne
etapowanie inwestycji)
KANALIZACJA I
142
102 PROJEKTOWANIE TRAS KANAŁOacuteW
1021 SYTUOWANIE KANAŁOacuteW W PLANIE
Położenie sytuacyjne osi przewodoacutew kanalizacyjnych (podobnie jak wodociągowych
ciepłowniczych gazowych itp) powinno być roacutewnoległe względem
osi ulic (krawężnikoacutew chodnikoacutew)
linii rozgraniczających zabudowy
istniejącego zbrojenia podziemnego
W szerokich ciągach komunikacyjnych (pieszo-jezdnych) ndash o szerokości przekraczającej
30 m i obustronnej zabudowie należy projektować dwa roacutewnoległe kanały bytowo-
gospodarcze Liczba i układ kanałoacutew deszczowych zależy od warunkoacutew miejscowych
Uzyskamy woacutewczas ciągi kanałoacutew o stosunkowo płytkim posadowieniu o mniejszych
średnicach i mniejszych kosztach budowy (mniej kolizji z istniejącym uzbrojeniem)
Wymagane odległości projektowanych kanałoacutew od istniejącego uzbrojenia podziemnego
i nadziemnego terenu regulowane są odpowiednimi przepisami miejscowymi (np
powiatowymi czy wojewoacutedzkimi) ustalanymi w Zespołach Uzgadniania Dokumentacji
Projektowych (ZUDP) Przykładowo we Wrocławiu minimalna odległość zewnętrznego
obrysu kanału od
krawężnika - wynosi 20 m (wg [] 12 m)
budynku mieszkalnego 50 m (wg [] 40 m)
toroacutew kolejowych 50 m (wg [] od skrajnej szyny torowiska)
autostrad 50 m
drzew krzewoacutew 10 m (wg [] 20 m)
drenażu podziemnego 20 m
przewodu ciepłowniczego 30 m (wg [] 12divide14 m w zależności od średnicy)
przewodu wodociągowego 20 m (wg [] 12divide17 m w zależności od średnicy)
kabli energetycznych i telekomunikacyjnych 20 m
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Zmiany kierunkoacutew tras kanałoacutew
Kanały nieprzełazowe - o wysokości przekroju H = D lt 10 m należy układać odcinkami
prostymi pomiędzy studzienkami rewizyjnymi (inspekcyjnymi) Każda zmiana kierunku
trasy musi odbywać się więc w studzience
Rys 108 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach H = D lt 10 m - w łukach droacuteg
KANALIZACJA I
143
Kanały przełazowe - o wysokości przekroju H = D 10 m można budować w łukach o
łagodnych krzywiznach o promieniu R przy czym Rmin ge 5b gdzie b = D - szerokość kanału
w tzw pachach oraz Rmin ge 50 m
Rys 109 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach przekroju H = D 10 m - w łukach droacuteg
Na początku i końcu łuku właściwe jest lokalizowanie studzienek rewizyjnych aby
umożliwić wejście i czyszczenie takiego odcinka (niewidoczny przelot kanału)
Łączenie kanałoacutew
Łączenie tras kanałoacutew powinno odbywać się w studzienkach tzw połączeniowych pod
kątem 90 do kierunku przepływu ściekoacutew (rys 1010)
Rys 1010 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
Gdy z układu tras łączonych kanałoacutew wychodzi kąt ostry 90 należy zastosować
dodatkową studzienkę rewizyjną - wg rys 1011
Rys 1011 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
KANALIZACJA I
144
Kanały nieprzełazowe (H lt 10 m) łączymy w studzienkach połączeniowych (o
przekroju kołowym) a kanały przełazowe (H 10 m) w komorach połączeniowych -
najczęściej o przekroju wieloboku
A) B)
Rys 1012 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew
A) nieprzełazowych - w studzienkach połączeniowych (StP) ndash studzienka kołowa
B) przełazowych - w komorach połączeniowych (KP) - wielobok foremny
1022 WYSOKOŚCIOWE SYTUOWANIE KANAŁOacuteW
Ogoacutelną zasadą jest prowadzenie - układanie kanałoacutew możliwie jak najpłycej względem
powierzchni terenu (najmniejsze koszty budowy wykopoacutew) Jednakże zagłębienie kanału
determinowane jest przez
minimalne zagłębienie kanału Zmin umożliwiające grawitacyjny dopływ ściekoacutew tzw
przykanalikami - z budynkoacutew wpustoacutew ulicznych podwoacuterzowych itp
strefę przemarzania gruntu Hz stąd wynika minimalne przykrycie kanału Hmin gt Hz
spadki i ukształtowanie terenu po trasie kanału
inne czynniki jak np kolizje z istniejącym uzbrojeniem podziemnym
Rys 1013 Przykładowy profil kanału grawitacyjnego
Rys 1014 Podział Polski na strefy głębokości przemarzania gruntu (HZ) wg PN-81B-03020
KANALIZACJA I
145
O niezbędnym przegłębieniu kanałoacutew ulicznych decydują najczęściej tzw punkty
krytyczne sieci tj najniżej zlokalizowane wpusty uliczne lub podwoacuterzowe czy też piwniczne
(z ktoacuterych najczęściej występują wylania z kanalizacji)
UWAGA Należy przy tym zwroacutecić uwagę na konieczność przestrzegania warunkoacutew
wytrzymałościowych odnośnie stosowanych rur kanalizacyjnych i warunkoacutew ich
zabudowy - wynikających z obciążeń statycznych naziomem gruntu oraz obciążeń
dynamicznych z ruchu pojazdoacutew
Minimalne zagłębienia przykanalikoacutew i kanałoacutew Zmin
Minimalne przykrycie przykanalikakanału deszczowego (Hmin gt HZ) przyjmuje się
najczęściej od 10 do 16 m w zależności od rejonu Polski - strefy przemarzania gruntu (wg
rys 1014) - z zapasem minimum 02 m
Zasadniczo przykanaliki i kanały ściekowe powinny być układane głębiej
Hmin ge Hz + (02divide04) m
Minimalne zagłębienie przykanalikakanału (Zmin) zależy od jego średnicy Dla
przykanalika ściekowego o np D = 020 m woacutewczas Zmin(02) ]02 41[ m - w zależności od
strefy przemarzania - z zapasem minimum 04 m
Gdy zagłębienie kanału na jego
trasie jest mniejsze niż Zmin woacutewczas
należy go docieplić materiałem o
małym wspoacutełczynniku przewodzenia
ciepła np keramzytem
lub nasypem ziemnym
Rys 1015 Schematy dociepleń kanałoacutew na odcinkach gdzie H lt Hmin
Nasyp ziemny może jednak stanowić przeszkodę komunikacyjną i może też utrudniać
spływ woacuted powierzchniowych czy roztopowych
KANALIZACJA I
146
Maksymalne zagłębienia kanałoacutew Zmax
Najczęściej przyjmuje się obecnie Zmax le 60 m ppt (wg WTP z 1965 r Zmax [6 8] m
ppt) Gdy Z gt Zmax stosuje się pompownie strefowe lub bdquogoacuterniczerdquo metody budowy
kanałoacutew tj tzw wiercenia bdquopoziomerdquo lub przeciski (rys 1016)
Rys 1016 Sposoby pokonywania wzniesień na trasie kanału
Obliczenia niezbędnego zagłębienia kanałoacutew ulicznych
W przeciętnych warunkach terenowych miast jako niezbędne (i zarazem minimalne)
zagłębienie kanałoacutew ulicznych przyjmuje się na ogoacuteł
Z [18 23] m ppt - w kanalizacji deszczowej
Z [23 28] m ppt - w kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej
Z [25 30] m ppt - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Takie zagłębienia kanałoacutew umożliwiają min
prawidłowe podłączenie przykanalikoacutew i kanałoacutew bocznych - zbieraczy
nie powodują na ogoacuteł kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym terenu np z
przewodami wodociągowymi Z [15 18] m ppt czy przewodami ciepłowniczymi
Z [12 15] m ppt
Szczegoacutełowo niezbędne zagłębienie kanałoacutew ustalić można na podstawie obliczeń
według poniższych schematoacutew (w zależności od rodzaju kanalizacji)
KANALIZACJA I
147
Kanalizacja ściekowa - schemat obliczeniowy
Rt Rt
Ru
Z2 Z3 Z1
l2
l3
l1
h
h = i l1 1
d p1
p1
pp = 000
i2i1
g1
Rys 1017 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ściekowego alternatywnie
wariant z 2 kanałami (o zagłębieniu Z1 i Z2) i wariant z jednym kanałem (o Z3)
Wzoacuter wyjściowy na niezbędne zagłębienie kanałoacutew
Z = g + p + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (101)
gdzie
g - zagłębienie posadzki piwnicy względem rzędnej terenu przy budynku Rt m
p - położenie przykanalika względem fundamentu (pmin = 05 m dla kamionki i 03 m dla
żeliwa) m
dp - średnica przykanalika (dp min = 015 m) m
i - spadek dna przykanalika (imin = 15permil dla dp = 015 m i imin = 10permil dla dp = 020 m)
h - wypełnienie w kanale ulicznym (najczęściej przyjmuje się h = 05d) m
Ru - rzędna osi ulicy (ewentualnie rzędna terenu nad kanałem) m npm
Rt - rzędna terenu przy budynku (ewentualnie poziom progu - pp = 000 m npm)
Kanalizacja deszczowa - schemat obliczeniowy
Z = H + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (102)
Rys 1018 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału deszczowego
KANALIZACJA I
148
Kanalizacja ogoacutelnospławna - schemat obliczeniowy Do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego stosujemy wzory (101)
lub (102)
Rys 1019 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego h - wypełnienie w
kanale (do tzw pach przekroju jajowego) Zp - zamknięcie przeciwcofkowe
1023 WYBOacuteR SPADKOacuteW DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych (ik) powinny być dostosowane do spadku terenu
(it) ale jednocześnie muszą spełniać warunek hydrauliczny ikmin le ik le ikmax - zależnie od
średnicy kanału (wg rozdziału 9 [1])
Każda zmiana spadku na trasie kanału grawitacyjnego musi rozpoczynać się i kończyć w
studzience kanalizacyjnej podobnie jak i zmiana przekroju kanału czy wysokości dna kanału
na odpływie czy też zmiana trasy kanału - dla średnic lt 10 m
I przypadek gdy minkt ii
tj gdy spadek terenu it jest mniejszy od minimalnego spadku dna kanału ik min woacutewczas na
trasie kanału występuje systematyczny wzrost wartości zagłębienia kanału od np Zmin do
Zmax
Rys 1020 Racjonalny spadek dna kanału w terenie płaskim ik = ik min
KANALIZACJA I
149
II przypadek gdy maxmin ktk iii
- kanał roacutewnoległy do terenu tj ik = it woacutewczas zagłębienie kanału na jego trasie jest
niezmienne i wynosi np Zmin
Rys 1021 Racjonalny spadek dna kanału w terenie pochyłym
zgodnym z kierunkiem przepływu ściekoacutew ik = it
III przypadek gdy maxkt ii
Rys 1022 Racjonalny spadek dna kanału w stromym terenie ik = ik max
1024 SPOSOBY POŁĄCZEŃ KANAŁOacuteW
Mamy do dyspozycji 4 sposoby połączeń kanałoacutew przy wzroście wymiaroacutew (średnic bądź
wysokości przekroju) kanałoacutew mianowicie poprzez
a) wyroacutewnanie den kanałoacutew - tanie w budowie jednak hydraulicznie nie poprawne
b) wyroacutewnanie sklepień - drogie w budowie (zagłębienie) poprawne hydraulicznie
c) wyroacutewnanie osi ndash trudne w budowie poprawne hydraulicznie
d) wyroacutewnanie zwierciadeł ściekoacutew - trudne w budowie hydraulicznie właściwe
KANALIZACJA I
150
Ad a) 0h
Rys 1023 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu den
Ad b) 12 ddh
Rys 1024 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu sklepień
Ad c) 2
12 ddh
Rys 1025 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu osi kanałoacutew
Ad d) 12 hhh 21 hhh
Rys 1026 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu zwierciadeł ściekoacutew
KANALIZACJA I
151
Przykłady sposoboacutew łączenia kanału bocznego (zbieracza) z kolektorem bądź
przykanalika z kanałem bocznym podano na schematach
Rys 1027 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju kołowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1028 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju jajowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1029 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
(widok z goacutery)
KANALIZACJA I
152
W sieciach kanalizacyjnych nie dopuszcza się do zmniejszenia przekroju kanału na jego
trasie - niezależnie od wypełnień w kanałach Przykład takiej potencjalnej możliwości -
sytuacji podano na rysunku 1030
Rys 1030 Sytuacja terenowa stwarzająca potencjalną możliwość zmniejszenia przekroju
kanału na dolnym odcinku (przyjmujemy jednak d1 = d2)
Dolny (drugi) odcinek kanału o bardzo dużym spadku dna przy danym strumieniu
objętości wymaga hydraulicznie mniejszej średnicy kanału (d2) w poroacutewnaniu do średnicy
(d1) - na goacuternym (pierwszym) odcinku kanału - o małym spadku dna przyjmujemy jednak d1
= d2 - ze względoacutew praktycznych np nie zatykania się kanałoacutew ściekowych Woacutewczas
wypełnienie kanału dolnego (h2) będzie mniejsze niż goacuternego (h1)
Przypadek odwrotny do sytuacji podanej na rys 1030 - niekorzystne hydraulicznie
połączenie kanałoacutew o roacuteżnych spadkach dna i terenu zobrazowano na rysunku 1031
Woacutewczas h2 gt h1 oraz d2 gt d1
Rys 1031 Niekorzystny przypadek połączenia kanałoacutew (d2 gt d1) - występuje
cofka piętrząca i praca goacuternego odcinka kanału pod ciśnieniem
KANALIZACJA I
153
1025 RODZAJE I DOBOacuteR STUDZIENEK KANALIZACYJNYCH
Rozstaw tzw włazowych studzienek kanalizacyjnych na kanałach nieprzełazowych - o
wysokości przekroju kanału H lt 10 m i przełazowych - do H lt 14 m nie powinien być
większy niż
50divide75 m wg zaleceń [1]
60divide80 m wg zaleceń []
Natomiast dla kanałoacutew przełazowych o H 14 m
75divide120 m wg [1]
80divide120 m wg []
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Polska norma (branżowa - budowlana) PN-B-10729 z 1999 r zalecała minimalne
średnice betonowych studzienek kanalizacyjnych jako
m01min - dla kanałoacutew o średnicach D le 03 m
m21min - dla kanałoacutew o średnicach D = 04divide06 m
m41min - dla kanałoacutew o średnicach do D = 08 m
m61min - dla kanałoacutew o średnicach powyżej D gt 08 m
Podobne zalecenia w tym zakresie wynikają też z aktualnej polskiej normy PN-EN
19172004 (zharmonizowanej z normą europejską)
Zgodnie z Ustawą z 2002 roku o normalizacji norma nie jest aktem prawnym Tak więc
unormowane wartości są jedynie wskazoacutewkami - zalecanymi jednak do stosowania
Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw nie włazowych studzienek kanalizacyjnych
(zaroacutewno rewizyjnych ndash przelotowych jak i połączeniowych) tj o małych średnicach studni
rzędu 03divide06 m wykonanych najczęściej z tworzyw sztucznych
Jednak stosowanie takich studzienek ograniczone jest zwykle do małych średnic kanałoacutew
(015divide03 m) płytko ułożonych Ze względoacutew eksploatacyjnych na terenach o luźnej
zabudowie wydaje się właściwe stosowanie woacutewczas np naprzemiennie studzienek
włazowych (jako połączeniowych) i nie włazowych (jako rewizyjnych)
Należy zwroacutecić uwagę na fakt iż betonowe studzienki kanalizacyjne jak wykazała
praktyka lepiej sprawdzają się w gruntach o zmiennym poziomie woacuted podziemnych w
warunkach występowania naprężeń dynamicznych a także w czasie zalania (podtopienia)
odwadnianego terenu Są niewrażliwe na wyparcie przez wodę ze względu na swoacutej ciężar
Przykładowe ndash klasyczne konstrukcje betonowych włazowych studzienek rewizyjnych
(tzw inspekcyjnych) i połączeniowych przedstawiono na rysunkach 1032 1033 i 1034
KANALIZACJA I
154
Rys 1032 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w jezdni (1- właz
żeliwny 2- płyta pokrywowa z pierścieniem podporowym 3 - krąg studzienny komina złazowego 4 -
krąg przejściowy 5 - krąg komory roboczej 6 - betonowa kineta ściekowa 7 - krąg fundamentowy
monolityczny 8 - fundament 9 - stopnie złazowe)
Rys 1033 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w trawniku
(1- właz żeliwny 2- płyta pokrywowa 3 i 4 - kręgi studzienne 5 - fundament 6- stopnie złazowe)
KANALIZACJA I
155
Rys 1034 Betonowa studzienka połączeniowa o głębokości gt 30 m (w przypadku lokalizacji w
jezdni niezbędne jest oparcie płyty pokrywowej z włazem na pierścieniu podporowym wg rys 1032)
Studzienki kaskadowe i komory kaskadowe służą do pokonywania roacuteżnic wysokości
przy zmianach zagłębień kanałoacutew Studzienki kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla małych
średnic kanałoacutew (mała energia kinetyczna strumienia ściekoacutew)
Przykładowo dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych należy stosować studzienki
kaskadowe z dodatkowym pionowym bądź ukośnym przewodem spadowym (o mniejszej
średnicy) na zewnątrz studzienki Roacuteżnica poziomoacutew den kanałoacutew (Hmax) przy takiej
konstrukcji studzienek kaskadowych nie powinna przekraczać 4 m (rys 1035 i 1036)
Rys 1035 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew ściekowych o d 04 m
KANALIZACJA I
156
Rys 1036 Przykład połączeniowej studzienki kaskadowej
W kanalizacji deszczowej dla małych spadoacutew (Hmax le 06 m) i średnic kanałoacutew (d le 06
m) stosowane są pionowe studzienki kaskadowe ewentualnie z obniżeniem dna - tworzącym
tzw poduszkę wodną do tłumienia energii spadającego swobodnie strumienia ściekoacutew (rys
1037)
Rys 1037 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew deszczowych
Komory kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla dużych średnicprzekroi kanałoacutew (d gt
06 m) w tym do pokonywania dużych roacuteżnic wysokości zagłębień kanałoacutew Kaskady mają
specjalnie formowaną pochylnię - kinetę spadową (rys 1038) Niszczenie (dławienie)
nadmiaru energii kinetycznej strumienia cieczy poruszającej się po pochylni odbywa się w
zagłębieniu dna komory - poniżej dna kanału odpływowego Towarzyszy temu odskok
hydrauliczny zwany odskokiem Bidonersquoa
Rys 1038 Schemat komory kaskadowej dla kanałoacutew o d gt 06 m
Niezbędne zagłębienie progu (p) w dnie komory kaskadowej po wyznaczeniu grubości
tzw poduszki wodnej oblicza się z wzoroacutew na głębokości sprzężone Następnie oblicza się
długość komory (L) z wzoru
KANALIZACJA I
157
)( ee HHHL 33032 (103)
gdzie
He - wysokość energii rozporządzalnej w goacuternym kanale He = hg + υ22g m
H - roacuteżnica rzędnych dna kanałoacutew goacuternego i dolnego (wysokość spadu) m
hg - wypełnienie normalne w goacuternym kanale m
υ - średnia prędkość przepływu w goacuternym kanale ms
Obliczenia wspoacutełrzędnych (x y) kształtu krzywizny pochylni (wg rys 1038) wykonuje
się zadając wartości y i wyliczając x z roacutewnania
HyLx 2 (104)
103 PROJEKTOWANIE SYFONOacuteW KANALIZACYJNYCH
Syfony kanalizacyjne służą do pokonywania przeszkoacuted terenowych takich jak koryta
rzeczne niecki czy kolidujące z trasą kanału podziemne obiekty pod tymi przeszkodami
Rys 1039 Przykład syfonu pod dnem rzeki (1- komora rozdzielcza na dopływie
2- przewoacuted płuczący 3 - komora połączeniowa na odpływie)
Przepływ w syfonie złożonym z jednego lub z kilku przewodoacutew odbywa się pod
ciśnieniem ze stratą energii sh - na pokonanie oporoacutew liniowych i miejscowych
Rys 1040 Schemat działania syfonu pod dnem rzeki
KANALIZACJA I
158
Ze względu na występujące wytrącanie się i odkładanie osadoacutew należy przewidzieć
możliwość płukania i czyszczenia (mechanicznego lub hydrodynamicznego) przewodoacutew
syfonowych zwłaszcza odcinkoacutew wznoszących się
Celowa jest więc budowa przed syfonami (na kierunku napływu ściekoacutew) studzienki jako
piaskownika oraz studzienki (na wylocie z syfonu) umożliwiającej płukanie i zbieranie
popłuczyn
UWAGA Ogoacutelnie stosowanie syfonoacutew kanalizacyjnych jest rozwiązaniem bardzo
kłopotliwym w eksploatacji Syfony powinny być więc projektowane tylko w wyjątkowych
przypadkach gdyż są w praktyce wysoce awaryjne - wymagają częstego czyszczenia
Prędkość przepływu ściekoacutew w przewodach syfonowych nawet przy minimalnych
przepływach powinna być większa od prędkości samooczyszczania Na ogoacuteł przyjmuje się
jako minimum [1]
09 ms w kanalizacji rozdzielczej (przy przepływach nocnych ściekoacutew pogody
bezdeszczowej - nie mniej niż 07 ms)
12 ms w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Z drugiej strony prędkość przepływu nie powinna być zbyt duża gdyż prowadzi do dużych
wartości strat hydraulicznych (Δhs) i w konsekwencji do dużych niezbędnych roacuteżnic den
kanałoacutew na wlocie i wylocie z syfonu
Minimalna średnica syfonu to 015 m Stosuje się tutaj rury żeliwne stalowe czy
żelbetowe obecnie coraz częściej roacutewnież wzmocnione tworzywa sztuczne
W kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej stosuje się najczęściej kilka przewodoacutew
syfonowych o roacuteżnych średnicach i o wlotach na roacuteżnych poziomach włączających się do
pracy kolejno w miarę zwiększania się strumienia dopływających ściekoacutew pogody
deszczowej
Rys 1041 Sytuowanie wysokościowe wlotoacutew do rur syfonowych w komorze dopływowej
(przekroje pionowe i widok z goacutery)
KANALIZACJA I
159
Obliczenia hydrauliczne syfonoacutew sprowadzają się do
doboru średnic przewodoacutew syfonowych (ds) ze względu na prędkość przepływu υs
określenia strat hydraulicznych w syfonie (Δhs) tj roacuteżnicy zwierciadeł ściekoacutew w
studzienkach 1 i 2 (lub roacuteżnicy rzędnych dna kanałoacutew dopływowego i odpływowego)
Rys 1042 Schemat do obliczeń hydraulicznych syfonu
gd
lh s
s
s
i
is2
)(2
(105)
gdzie
ξi - wspoacutełczynniki strat miejscowych na wlocie i zmianach kierunkoacutew - łuki 1 i 2
- wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych na długości odcinkoacutew l1 l2 i l3 - z wzoru Colebrooka
- Whitersquoa lub z formuły Chezy-Manninga (dla strefy oporoacutew kwadratowych)
= 8g n2 (ds4)
13 (106)
s - wspoacutełczynnik energii kinetycznej roacutewny wspoacutełczynnikowi strat wylotowych
s = 1 + 293 ndash 155 32
(107)
Rys 1043 Schemat układu roacutewnolegle działających rur syfonowych
Gdy występuje kilka rur syfonowych o roacuteżnych średnicach di - jak na rysunku 1043
woacutewczas
2QKh zs (108)
przy czym
2
1
1
i
z
K
K (109)
KANALIZACJA I
160
oraz
Ki = Kli + Kmi = Ci il + SKi ( i ) (1010)
Wielkości poszukiwane
i
s
iK
hQ
(1011)
stąd
)(42
iii dQ (1012)
gdzie
Kz - zastępczy wspoacutełczynnik oporności układu roacutewnolegle połączonych przewodoacutew
syfonowych s2m
5
Ki - wspoacutełczynnik oporności przewodu syfonowego o średnicy di
Kli - wspoacutełczynnik oporności liniowej przewodu di o długości Σ li
Kmi - wspoacutełczynnik oporności miejscowej Σ ξi przewodu di
Ci - wspoacutełczynnik oporności właściwej przewodu di (do strat liniowych) s2m
6
iii
i
i ddg
C
5
52082660
18 (1013)
SKi - wspoacutełczynnik oporności przewodu di (do strat miejscowych) s2m
5
SKi = 4
082660
id (1014)
Ogoacutelnie
2QlChl (1015)
2QSh iKm (1016)
Wartości wspoacutełczynnikoacutew C (dla wg 106) oraz SK dla przewodoacutew żeliwnych i
stalowych o średnicy d i wspoacutełczynniku szorstkości n = 0012 sm13
(k asymp 10 mm) podano w
tabeli 101
Tab 101 Wartości wspoacutełczynnikoacutew do wymiarowania przewodoacutew syfonowych dla n = 0012 sm13
Parametr Wartości wspoacutełczynnikoacutew dla średnic przewodoacutew
d [m] 010 015 020 025 030 040 050 060 080 100
[-] 00386 00337 00306 00285 00268 00243 00226 00213 00193 00179
C [s2m
-6] 3191 3671 7916 2408 09108 01964 005974 002260 0004872 0001595
SK [s2m
-5] 8266 1633 5166 2116 1020 3229 1323 06378 02018 008266
KANALIZACJA I
161
104 PROJEKTOWANIE PRZEPOMPOWNI SIECIOWYCH
1041 WYMIAROWANIE STUDNI ZBIORCZYCH POMPOWNI ŚCIEKOacuteW
W niekonwencjonalnych (ciśnieniowych) systemach kanalizacji ściekowej stosuje się
obecnie przepompownie wyposażone w pompy zatapialne instalowane w studniach
zbiorczych Klasyczne konstrukcje przepompowni (z tzw mokrą komorą czerpną i suchą
komorą pompową) stosuje się nadal w dużych grawitacyjno-pompowych systemach
kanalizacji rozdzielczej (ściekowej) czy ogoacutelnospławnej gdzie pełnią funkcję pośrednich
pompowni ściekoacutew [1]
O kosztach pompowania ściekoacutew decydują koszty inwestycyjne i eksploatacyjne Istotną
częścią kosztoacutew inwestycyjnych jest koszt wykonania studnikomory zbiorczej pompowni
ktoacutery zależy od jej niezbędnej objętości retencyjnej Natomiast w kosztach eksploatacyjnych
najistotniejszy jest koszt energii elektrycznej potrzebnej do przepompowania określonego
strumienia ściekoacutew (Q H) ktoacutery zależy przede wszystkim od sprawności dobranych pomp
Do określenia wymaganych wymiaroacutew studni zbiorczych - komoacuter czerpalnych w
przepompowniach ściekoacutew niezbędne jest obliczenie ich objętości czynnej (Vcz) ktoacutera zależy
od liczby pomp (i) strumienia dopływu ściekoacutew (Q) oraz przyjętej liczby cykli załączeń
pomp w godzinie (1Tmin)
Dopuszczalną liczbę załączeń silnika elektrycznego pompy w godzinie należy
przyjmować według zaleceń producenta pomp Jeżeli nie ma takich danych można kierować
się minimalnym czasem trwania jednego cyklu pracy pompy (Tmin) przykładowo podanych w
tabeli 102
Tab 102 Zalecane czasy minimalnych cykli pracy pomp
w zależności od mocy silnikoacutew napędowych Moc znamionowa
silnika [kW]
Czas Tmin
[min]
0 - 11 50
14 - 22 65
25 - 44 80
48 - 74 100
110 - 147 130
Dla jednej czynnej pompy maksymalna dopuszczalna liczba załączeń w godzinie
występuje wtedy gdy przez połowę cyklu pompa pracuje a przez drugą połowę jest
wyłączona [1] Wynika to z analizy wzoroacutew na cykl pracy (T) ktoacutery jest sumą czasu pracy
(ts) i czasu postoju (tp) danej pompy
inin
psQ
V
VttT
(1017)
gdzie
V ndash objętość retencyjna studni zbiorczej pompowni dm3
Qin ndash strumień objętości dopływu ściekoacutew dm3s
Q ndash strumień objętości (wydajność) pompy dm3s
KANALIZACJA I
162
Minimalną objętość czynną studni (Vcz) dla jednej pompy oszacować można z wzoru
4
min QTVcz
(1018)
Dla przepompowni z większą liczbą czynnych pomp (i gt 1) niezbędna objętość studni
zbiorczej zależy nie tylko od wydajności pracujących pomp (Q) i liczby dopuszczalnych cykli
włączeń silnika napędowego pomp (1Tmin) ale także od charakterystyki hydraulicznej sieci
kanalizacyjnej oraz od kolejności załączania i wyłączania pomp po osiągnięciu określonego
poziomu ściekoacutew w studni
Przykładowo dla czterech czynnych pomp włączenie do pracy drugiej pompy powoduje
zwiększenie wydajności pompowni o 455 trzeciej o 251 a czwartej już tylko o 148
- wg rys 1045 i tabeli 103
Rys 1045 Zmiany parametroacutew hydraulicznych przepompowni (H Q) i poszczegoacutelnych pomp
(Hi Qi) w zależności od liczby roacutewnocześnie czynnych pomp
Tab 103 Parametry przepompowni i pomp w zależności od liczby czynnych pomp
Liczba
czynnych
pomp (i)
Q Qi ΔQ Parametry pomp
m3h m
3h
Qi Hi
m3h m
1 1674 1674 - 1 1674 124
2 3076 1402 455 1 1538 157
3 4110 1034 251 1 1370 194
4 4828 718 148 1 1207 226
Objętość czynna studni zbiorczej zależy w tym przypadku od charakterystyki sieci (strat
hydraulicznych) liczby pracujących pomp i ich charakterystyki przepływu (rys 1046)
Istotny jest przy tym sam kształt charakterystyki hydraulicznej (tzw przepływność) sieci do
ktoacuterej tłoczone są ścieki [1]
Rys 1046 Parametry pracy pomp w zależności od liczby czynnych urządzeń
dla przykładowej charakterystyki hydraulicznej sieci kanalizacyjnej
KANALIZACJA I
163
1042 ZALECENIA DO DOBORU POMP
Przyjmując liczbę czynnych pomp w przepompowni należy brać pod uwagę wielkość
systemu kanalizacyjnego wartości strumieni Qmax i Qmin nachylenie charakterystyki
przepływu danej pompy H = f(Q) a także sam kształt charakterystyki strat hydraulicznych
danej sieci kanalizacyjnej
Zużycie energii elektrycznej przez pompę w ciągu roku obliczyć można z wzoru
tPE (1019)
gdzie
E ndash roczne zużycie energii elektrycznej kWh
P ndash moc pompy kW
t ndash roczny czas pracy pompy h
Moc na wale pompy wynosi
QHP
(1020)
gdzie
γ ndash ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
H ndash wysokość podnoszenia pompy m
Q ndash strumień objętości pompy m3s
η ndash sprawność całkowita pompy -
Roczne zużycie energii E jest proporcjonalne do iloczynu parametroacutew H Q i t Z uwagi
na zużycie energii kształt charakterystyki hydraulicznej sieci ma zasadnicze znaczenie
Przeanalizujmy dwie pompy mniejszą A i większą B - wspoacutełpracujące z trzema typami
charakterystyk sieci płaską (wg rys 1048a) stromą (wg rys 1048b) i bardzo stromą (wg rys
1048c) Założymy też że strumień objętości pompy (mniejszej) QA będzie roacutewny średniemu
dopływowi ściekoacutew do przepompowni Qin śr oraz roacutewny QB2
Rys 1048a-c Parametry wspoacutełpracy dwoacutech roacuteżnych pomp A i B z siecią o charakterystyce
a) płaskiej b) stromej (typowej) c) bardzo stromej
W pierwszym przypadku (wg rys 1048a) większa pompa (B) przepompuje identyczny
strumień objętości QB co pompa mniejsza (A) w czasie dwukrotnie kroacutetszym Zużycie energii
w obu przypadkach będzie jednakowe ponieważ QA = QB2 Z uwagi na koszt eksploatacji dla
sieci o płaskich charakterystykach tj z pomijalnie małymi stratami hydraulicznymi
KANALIZACJA I
164
(decyduje tylko wysokość geometryczna) nie ma znaczenia ktoacuterą pompę mniejszą czy
większą przyjmiemy w przepompowni Jeżeli chcemy uzyskać roacutewnomierny dopływ
strumienia ściekoacutew np do oczyszczalni to wskazane jest przyjęcie kilku pomp mniejszych
(licząc się z obniżoną sprawnością całkowitą układu)
W drugim przypadku (wg rys 1048b) sieci o typowej - stromej charakterystyce zużycie
energii dla pompy większej (o strumieniu QB) będzie około dwukrotnie większe niż dla
pompy mniejszej (QA) Jeżeli przyjmiemy jedną pompę B (o strumieniu QB = Qin śr) woacutewczas
należy się liczyć ze znacznym wzrostem zużycia energii (nawet do 100 ) w stosunku do
wariantu z dwoma pompami A (o QA = Qin śr)
W trzecim przypadku (wg rys 1048c) sieci o bardzo stromej charakterystyce (bardzo
wysoka wartość strat hydraulicznych) przyjmując jedną większą pompę B (o QB = Qin śr)
w stosunku do wariantu z dwoma mniejszymi pompami A (o QA = Qin śr) zużycie energii
będzie jeszcze większe (w analizowanym na rysunku 1048c przypadku wzrośnie o około 300
) W tym przypadku zaleca się dobieranie pomp o roacuteżnych wielkościach
1043 ROZMIESZCZENIE POMP ZATAPIALNYCH
Pompy w przepompowniach ściekoacutew powinny być tak rozmieszczone - w hali pomp (dla
tzw pomp suchych) lub zamocowane do dna w komorze pomp (dla pomp zatapialnych) aby
zapewnić niezawodne działanie bezpieczną obsługę i możliwe najkroacutetsze prowadzenie
rurociągoacutew w obiekcie
Dla walcowych studni zbiorczych jedno- lub dwupompowych przepompowni ściekoacutew
rozmieszczenie pomp i podstawowe wymiary komoacuter czerpalnych można przyjmować
przykładowo wg wytycznych firmy KSB podanych w [1] i przedstawionych na rys 1049
Rys 1049 Przykład zabudowy pomp KSB w studniach walcowych
KANALIZACJA I
165
Gabaryty komory pompowej powinny zapewniać ciągły ruch ściekoacutew w całej objętości
aby nie dochodziło do zagniwania zanieczyszczeń na jej dnie oraz właściwie zasilać czerpnie
poszczegoacutelnych pomp tj bez zasysania powietrza do kroacutećcoacutew ssących pomp Montaż pomp
wykonać należy wg zaleceń zawartych w DTR producenta urządzeń
W przypadku dużych pompowni ściekoacutew - o kształcie prostopadłościennym możliwe
są dwa sposoby doprowadzenia ściekoacutew do komory pompowej Mianowicie wlot ściekoacutew
może znajdować się w ścianie czołowej (rys 1050) lub bocznej (rys 1051) ndash wg katalogu
firmy FLYGT [1]
Rys 1050 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej
dla wlotu ściekoacutew usytuowanego w ścianie czołowej
a)
KANALIZACJA I
166
b)
Rys 1051 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej dla bocznego wlotu ściekoacutew
a) wlot usytuowany powyżej dna komory b) wlot usytuowany przy dnie komory
105 MATERIAŁY TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
1051 MATERIAŁY
Do budowy przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych właściwe są
tradycyjne materiały (już nowej generacji) jak np kamionka klinkier żeliwo
sferoidalne (z wewnętrzną wykładziną) beton wodoszczelny czy też bazalt o
przewidywanej żywotności technicznej rzędu 100 lat ale także
nowoczesne materiały tworzywowe jak np polimerobeton (PMB) polietylen
(PE) polichlorek winylu (PVC) utwardzony polichlorek winylu (PVC-U)
polipropylen (PP) polibutylen (PB) czy żywice poliestrowe wzmacniane włoacuteknem
szklanym (GRP) o przewidywanej żywotności co najmniej 50 lat
Materiały tworzywowe powinny być stosowane zwłaszcza w uzasadnionych sytuacjach
terenowych np na obszarach oddziaływań goacuterniczych zagrożonych osuwiskami dużego
natężenia ruchu pojazdoacutew itp Wybrane przykłady tradycyjnych wyroboacutew stosowanych do budowy nowych kanałoacutew
czy modernizacji istniejących sieci podano na rysunkach 1053divide1056 Nowoczesne wyroby
w tym z tworzyw sztucznych opisane są w łatwo dostępnych (np w internecie) katalogach
producentoacutew i dystrybutoroacutew tych wyroboacutew
KANALIZACJA I
167
Rys 1053 Tradycyjne połączenia rur kielichowych z kształtek kamionkowych
Rys 1054 Kształtki rury i elementy kamionkowe (spody i łuski do wykonania kinet ściekowych)
Rys 1055 Rury betonowe o przekroju kołowym a) bez stopki b) ze stopką c) o przekroju jajowym
(1- wpust 2- pioacutero)
KANALIZACJA I
168
Rys 1056 Przykładowe wpusty deszczowe (bez- i z osadnikiem) z rur i kształtek betonowych
żeliwnych i kamionkowych (poprawne rozwiązanie - z osadnikiem i opcjonalnie z zamknięciem
wodnym wg czwartego schematu)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji ogoacutelnospławnej muszą być wyposażone w osadnik
(o głębokości min 05 m) oraz w pełne zamknięcie wodne na odpływie ndash z
łukiemkolanem skierowanym do goacutery Przykrycie nad syfonem nie może być mniejsze
od 08 m (wg rys 1057 ndash po lewej)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji deszczowej muszą być wyposażone w osadnik oraz
opcjonalnie w częściowe zamknięcie wodne ndash z łukiemkolanem do goacutery (wg rys 1057 ndash
po prawej)
50080
51
2
Wpust uliczny
2 x łuk 45deg
DN 150
Wstawkadł min100mm
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
50080
51
2
2 x łuk 45deg
Wpust uliczny
Zamknięcie wodne częściowe
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
Zamknięcie wodne pełne
Rysunek 1
100
Po
zio
m H
2
Po
zio
m H
1
Rysunek 1a
H1H2
lt
DN 150
Rys 1057 Przykładowe rozwiązania wpustoacutew deszczowych zalecane we Wrocławiu
KANALIZACJA I
169
UWAGA W praktyce stosowanie syfonoacutew na odcinkach droacuteg z płytko posadowioną
kanalizacją deszczową jest trudne do spełnienia ze względu na brak możliwości wykonania
syfonu na przykanaliku - poniżej strefy przemarzania gruntu
1052 TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
Do złego stanu technicznego kanałoacutew przyczynia się najczęściej słaba jakość materiału
konstrukcyjnego nieprawidłowy transport jak i sam montaż Precyzja wykonania rur
uszczelnienia i rozwiązania konstrukcyjne połączeń mają zasadniczy wpływ na trwałość
eksploatacyjną przewodukanału
Przyczyny uszkodzeń kanałoacutew mogą być zaroacutewno fizyczne jak i chemiczne
Czynniki fizyczne to obciążenia zewnętrzne oraz naprężenia wewnętrzne
spowodowane wahaniami temperatury zmianami wilgotności i zmęczeniem
materiału
Czynniki chemiczne to głoacutewnie korozja i starzenie się materiału
Powodem tzw odnowy kanałoacutew jest więc najczęściej zły stan techniczny i występujące
awarie systemu
Czasem wystarczające jest wyczyszczenie kanału jednak zazwyczaj istnieje potrzeba
punktowej naprawy renowacji lub wymiany całego przewodu Przedsięwzięcia te mogą
być przeprowadzane w sposoacuteb klasyczny - w wykopie otwartym bądź też z zastosowaniem
technologii bezwykopowych
Ad 1 Naprawa kanału jest przeprowadzana gdy występują drobne pojedyncze
uszkodzenia konstrukcji Wśroacuted sposoboacutew punktowych napraw kanałoacutew rozroacuteżnić można
chemiczną stabilizację uszczelnianie połączeń wprowadzanie żywic impregnacja przewodu
czy przywracanie pierwotnego kształtu
Ad 2 Renowacja kanału jest preferowana gdy uszkodzenia są rozległe a średnica
przewodu może ulec nieznacznej redukcji Renowacje dotyczą zwykle dłuższych odcinkoacutew
przewodoacutew Ich celem jest ochrona ścian kanału uszczelnienie alboi wzmocnienie
konstrukcji Pokrywanie wnętrza warstwą izolacyjną służy oddzieleniu materiału
konstrukcyjnego od transportowanego agresywnego medium
Alternatywnie gdy stan techniczny kanału tego wymaga do wnętrza jest wprowadzany
specjalny liner (rękaw) o odpowiednio dobranych parametrach wytrzymałościowych -
grubości ścianek (związanej z redukcją średnicy istniejącego przewodu) Rękawy w Polsce
muszą posiadać aprobatę techniczną Centralnego Ośrodka Badawczo Rozwojowego Techniki
Instalacyjnej w Warszawie (COBRTI)
Przykładowo w technologii reliningu taśmowego - Spirally Wound Lining liner jest
formowany z taśmy na miejscu budowy W metodach ciasno pasowanych takich jak
Defromed Pipe Lining lub Swage amp Die Draw Lining czy w technologii rękawoacutew
utwardzanych na miejscu - Elestic Inserts linery nabierają właściwego kształtu dopiero po
KANALIZACJA I
170
umieszczeniu ich w starym przewodzie przy zastosowaniu ciepłej wody pary lub
promieniowania UV
Wkłady sztywne - Rigid Inserts nie ulegają zmianie kształtu Metody montażowe - Fitting
Methods polegają na wyściełaniu dna lub całych kanałoacutew przełazowych specjalnymi
prefabrykatami np płytami ceramicznymi odpornymi na ścieranie
Ad 3 Wymiana przewodu na nowy jest najbardziej kosztowną formą odnowy starego
przewodu - konieczna woacutewczas gdy jego konstrukcja nie jest w ogoacutele zdolna do
przenoszenia obciążeń bądźi gdy celowe jest zwiększenie wymiaru (średnicy) przewodu
Stosowane tutaj linery mają dużą wytrzymałość i są w stanie przejąć wszystkie
obciążenia dotychczas przenoszone przez stary kanał Przykładowo w metodzie Burstlining
stara rura jest rozkruszana przez specjalną głowicę prowadzącą ktoacutera roacutewnocześnie wpycha
odłamki ściany starego przewodu do otaczającego gruntu Następnie wprowadzana jest nowa
rura Ta technologia umożliwia nawet dwukrotne powiększenie średnicy
Pipe Splitting to odpowiednik Burstliningu tylko że stosowany do przewodoacutew z tworzyw
elastycznych takich jak plastik ktoacutere są cięte specjalnymi ostrzami Urządzenie używane do
Pipe Eatingu ma dodatkowo funkcję gromadzenia odłamkoacutew ścian ktoacutere są następnie
wydobywane na powierzchnię Ostatnia z wymienionych metod umożliwia wymianę wraz z
wyciągnięciem całości rury - Pipe Ejection amp Extraction
Dla każdego przypadku powinna zostać wybrana najbardziej odpowiednia metoda
odnowy kanału przykładowo wg bdquoKatalogu kryterioacutew do selekcji metod rehabilitacji rurrdquo
Niemieckiego Towarzystwa Technologii Bezwykopowych (GSTT 2000)
Częstym błędem przy wyborze metody odnowy przewodu jest kierowanie się tylko
kryterium ekonomicznym Koszt odnowy jest najczęściej proporcjonalny do jej efektu a ten
powinien być jak najlepszy Brane są tutaj pod uwagę koszty budowy (konstrukcji) i koszty
zakłoacuteceń społecznych spowodowanych pracami budowlanymi [1]
Koszty społeczne są ponoszone głoacutewnie przez mieszkańcoacutew i jeszcze jakiś czas temu nie
były w ogoacutele uwzględniane przy doborze metody odnowy Jednak coraz częstsze roboty
budowlane i ziemne a także rosnąca świadomość społeczeństwa o konsekwencjach z nimi
związanych stawiają za cel osiągnięcie jak najlepszego efektu odnowy jak najmniejszym
kosztem i w jak najkroacutetszym czasie (zgodnie z ideą zroacutewnoważonego rozwoju)
Negatywny wpływ na społeczeństwo mają zaburzenia komunikacyjne wywołują min
obniżenie aktywności ekonomicznej generowanie zanieczyszczenia i ogoacutelnie stwarzają
zagrożenie dla zdrowia ludzi i środowiska naturalnego
Koszty społeczne są największe na terenach miejskich W przypadku metod
tradycyjnych są one nieraz poroacutewnywalne do kosztoacutew konstrukcyjnych podczas gdy w
przypadku metod bezwykopowych są zazwyczaj znikome
Renowacja bądź wymiana przewodu może być więc przeprowadzana metodami
tradycyjnymi bądź bezwykopowymi Te pierwsze mają mniej zalet jednak w niektoacuterych
KANALIZACJA I
171
przypadkach np gdy kanał jest płytko zagłębiony i położony poza jezdnią są one nadal
preferowane W innych sytuacjach stosowane są coraz częściej nowoczesne i coraz tańsze
technologie bezwykopowe ktoacutere mają wiele zalet min
wykopy są całkowicie wyeliminowane lub znacznie ograniczone
zredukowana jest objętość powstających odpadoacutew
występują małe zakłoacutecenia w ruchu i aktywności ekonomicznej społeczeństwa
instalacja przebiega szybko i sprawnie
Technologie bezwykopowe zapewniają wysoką jakość wykonania przy relatywnie niskich
kosztach jednak mają też wady m in
trudności z podłączeniem istniejących przykanalikoacutew
dodatkowe koszty związane z kontrolą jakości i monitoringiem prac
brak możliwości dokładnego nadzorowania położenia linera
wysokie koszty związane z powtoacuterzeniem instalacji w wypadku komplikacji
Więcej informacji z zakresu bezwykopowych metod stosowanych przy modernizacji
systemoacutew kanalizacyjnych znaleźć można w pracach A Kuliczkowskiego w tym w
najnowszej monografii pt Technologie bezwykopowe w inżynierii środowiska
(Wydawnictwo Seidel-Przywecki Sp z oo Warszawa 2010)
106 EKSPLOATACJA SIECI KANALIZACYJNYCH
1061 WYMIAROWANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Sieci kanalizacyjne w terenach płaskich ilub o bardzo małych spadkach dna kanałoacutew
(nawet o ik lt ik min) a zwłaszcza o małych średnicach i wypełnieniach wymagają częstego
płukania w celu usunięcia zawiesin wytrącających się ze ściekoacutew i odkładających się osadoacutew
na dnie kanałoacutew
Kanały mogą być płukane
wodą wodociągową ndash ze specjalnych zbiornikoacutew (studzienek) zwanych płuczkami
ściekami ndash z innych kanałoacutew (sterowanie poprzez klapy i zastawki piętrzące)
wodą z wozoacutew asenizacyjnych (ciśnieniowo)
Płukanie kanałoacutew polega na wytworzeniu fali płuczącej poruszającej się cieczy z dużą
prędkością najczęściej υ gt 10 m tj większą niż prędkość samooczyszczania się kanałoacutew
Płuczki kanałowe mogą być umieszczone na końcoacutewkach sieci jako studzienki płuczące
(o pojemności rzędu kilku m3) lub centralnie jako zbiorniki podziemne (o objętości rzędu
kilkudziesięciu m3) Płuczki zasilane są najczęściej wodą wodociągową głoacutewnie ze
KANALIZACJA I
172
względoacutew praktycznych ndash sanitarnych Mogą być też zasilane wodą drenażową opadową
czy też ściekami
Studzienki płuczące czy zbiorniki do płukania kanałoacutew lokalizuje się najczęściej w
najwyżej położonych punktach sieci
Rys 1058 Schemat płuczki (sterowanej ręcznie)
Objętość wody V (w m3) niezbędną do przepłukania danego odcinka kanału oblicza się
ze wzoru Hansena
2
2
2
1
2 )(40
km iiLAV (1021)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego płukanego kanału m2
L - zasięg płukania (zasięg fali płuczącej) 100divide200 m
ik - spadek dna kanału permil
im - spadek miarodajny linii energii permil
2321
)( hmm Rn
i (1022)
υm - prędkość miarodajna ms
2
1
2
2
2
12 3050)ln1(
m (1023)
υ1 - prędkość początkowa (maksymalna) υ1 = 075 gh2 ms
h - wysokość ciśnienia roacutewna wysokości cieczy w płuczce m
υ2 - minimalna prędkość płukania υ2 = 08 ms
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
Płuczki zaopatrzone są często w urządzenia do automatycznego działania jak np płuczka
lewarowa czy płuczka z naczyniem wywrotnym
KANALIZACJA I
173
Rys 1059 Schemat ideowy płuczki automatycznej - lewarowej
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Podnoszący się poziom wody w zbiorniku płuczki lewarowej (przy jej napełnianiu)
wypiera powietrze w zamknięciu dzwonowym (wg rys 1059) z ktoacuterego uchodzi ono rurką
odpowietrzającą aż do momentu gdy woda zostanie zassana do syfonu przy maksymalnym
wypełnieniu zbiornika płuczki Woacutewczas woda płynie całym przekrojem syfonu gwałtownie
oproacuteżniając płuczkę Trwa to do momentu przerwania ciągłości strugi - zapowietrzenia
lewara przy minimalnym poziomie cieczy w zbiorniku W syfonie powinno pozostać
zamknięcie wodne Przelew nadmiarowy zapobiega przepełnieniu się płuczki w przypadku
awarii urządzenia
Rys 1060 Schemat ideowy płuczki automatycznej - z naczyniem wywrotnym
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Płuczka automatyczna z naczyniem wywrotnym (wg rys 1060) jest najczęściej zasilana
ciągłym dopływem wody do wywrotnego naczynia - zbiornika ktoacutery utrzymuje się w
roacutewnowadze do momentu aż środek ciężkości przemieści się poza oś naczynia Woacutewczas
następuje gwałtowny przechył i oproacuteżnienie się zbiornika z wodą po czym powraca on do
pozycji wyjściowej
KANALIZACJA I
174
Rys 1061 Przykłady płuczek automatycznych z naczyniem wywrotnym i lewarowa
1062 ROZMIESZCZANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Odcinki kanałoacutew wykonanie z przyczyn technicznych (np kolizji z istniejącym
uzbrojeniem terenu) o spadku dna ik mniejszym niż dopuszczalny hydraulicznie ikmin
wymagają częstego płukania (3divide6 razy na dobę) Efektywny zasięg fali płuczącej jest
ograniczony zwykle do 100divide200 m Dłuższe odcinki wymagają rozmieszczenia kilku płuczek
na trasie kanału gdy ik lt ikmin
Rys 1062 Schematyczne rozmieszczenie płuczek na trasie kanału
ułożonego z nieodpowiednim hydraulicznie spadkiem dna ik lt ik min
Przykłady sytuowania płuczek kanałowych w tzw punktach węzłowych sieci tj połączeń
kilku kanałoacutew sterowanych zasuwami bądź zastawkami do przemiennego płukania
określonych odcinkoacutew kanałoacutew podano na rysunkach 1063 i 1064
KANALIZACJA I
175
Rys 1063 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych pomiędzy zbieraczami (Zb)
widok i przekroacutej pionowy
Rys 1064 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych w węzłach sieci (P ndash płuczka)
1063 STOSOWANIE PŁUCZEK I KANAŁOacuteW PŁUCZĄCYCH
Kanały płuczące w komunalnych systemach kanalizacyjnych stosowane są sporadycznie
ze względu na wysokie koszty budowy i eksploatacji takich obiektoacutew
Rys 1065 Przykładowe zastosowanie kanałoacutew płuczących Kp ndash kanał płuczący
Zb ndash zbieracz P ndash płuczka (studzienka rozdzielcza z zastawkami)
KANALIZACJA I
176
Rys 1066 Schemat studzienki rozdzielczej z zastawkami na kanale płuczącym
(przekroacutej poprzeczny - do rys 1065)
Na rysunkach 1067divide1069 przedstawiono 3 przykłady rozwiązań koncepcyjnych płukania
sieci kanalizacyjnych w zależności od spadkoacutew terenu przy łącznym stosowaniu płuczek i
kanałoacutew płuczących
Rys 1067 Koncepcja płukania sieci kanalizacyjnej dwiema płuczkami z dwoma kanałami
płuczącymi - w zależności od relacji spadkoacutew terenu
Rys 1068 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej trzema płuczkami
- w zależności od relacji spadkoacutew terenu
KANALIZACJA I
177
Rys 1069 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej jedną płuczką z jednym kanałem płuczącym -
w zależności od relacji spadkoacutew terenu
107 ETAPY I ZAWARTOŚĆ TEMATYCZNA OPRACOWAŃ
PROJEKTOWYCH
Zgodnie z art 5 ust 3 Ustawy z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ U Nr 169 poz
1386) stosowanie Polskich Norm (PN) jest bdquodobrowolnerdquo podobnie też Norm Europejskich
(EN) w tym tzw zharmonizowanych PN-EN a także Norm Międzynarodowych (ISO)
Rangę prawną mają np ustawy czy rozporządzenia do ustaw
Norma nie jest już obecnie aktem prawnym Nie oznacza to jednak że nie należy je
stosować a zwłaszcza zaleceń wynikających z treści (bdquoduchardquo) norm jako źroacutedła przepisoacutew
pozaprawnych na roacutewni z np aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP)
czy publikowanymi wynikami z prac badawczych - odnośnie np metod wymiarowania
kanalizacji
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność i obowiązek starannego w tym bezpiecznego
projektowania i wykonywania obiektoacutew ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z
najnowszej dostępnej wiedzy technicznej (np BAT ndash best available techniques)
Idea ta znajduje zastosowanie min w odniesieniu do nowych metod wymiarowania
systemoacutew odwodnień terenoacutew [1] - wg zaleceń normy PN-EN 7522008 Uwzględniono przy
tym najnowsze branżowe propozycje niemieckiego Stowarzyszenia Techniki Ściekowej
(Abwassertechnische Vereinigung - ATV) oraz postulat Europejskiego Komitetu
Normalizacji (CEN) osiągnięcia w państwach członkowskich Unii Europejskiej daleko
idącego ujednolicenia poziomu wymagań co do ochrony przed wylaniem z systemoacutew
odwodnieniowych
KANALIZACJA I
178
Projektowanie nowych systemoacutew kanalizacyjnych czy modernizacja istniejących
odbywa się zwykle etapami w kolejności
Koncepcja Programowo Przestrzenna (KPP) - dawniej nazywana bdquoZałożenia
Techniczno - Ekonomicznerdquo (ZTE)
Projekt Budowlany (PB) - dawniej zwany bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash ogoacutelny
Projekt Budowlany Wykonawczy (PBW) - dawniej bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash
szczegoacutełowy
Przykładowy zakres dokumentacji technicznej dotyczącej projektu budowy czy
modernizacji bądź renowacji systemu kanalizacyjnego jednostki osadniczej (w etapach KPP
PB lub PBW) obejmuje
1 Opis uwarunkowań sytuacyjno-wysokościowych terenu i odbiornikoacutew ściekoacutew
2 Wyboacuter systemu kanalizacyjnego pod kątem wymagań ochrony środowiska
rozdzielczy - w przypadku budowy nowych sieci
poacutełrozdzielczy - w przypadku modernizacji istniejącej sieci rozdzielczej
ogoacutelnospławny - istniejący w przypadku braku możliwości przebudowy
3 Koncepcja rozplanowania sieci i obiektoacutew
kanałoacutew bocznych (zwykle na dużych spadkach terenu)
kolektoroacutew (na małych spadkach terenu)
lokalizacja obiektoacutew odciążających separatoroacutew przelewoacutew burzowych
zbiornikoacutew retencyjnych regulatoroacutew przepływu ściekoacutew pompowni itp)
lokalizacja wylotoacutew ściekoacutew deszczowych czy zmieszanych do odbiornikoacutew wraz
z urządzeniami do ich podczyszczania
lokalizacja oczyszczalni ściekoacutew wraz ze strefą ochronną
2 Bilans ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
5 Określanie powierzchni zlewni cząstkowych dopływu ściekoacutew do kanałoacutew
bytowo-gospodarczych i przemysłowych (czy ogoacutelnospławnych)
deszczowych
6 Obliczenia hydrauliczne sieci z doborem średnic spadkoacutew i zagłębień kanałoacutew
7 Wymiarowanie i projekty technologiczne obiektoacutew sieciowych (separatoroacutew
przelewoacutew burzowych zbiornikoacutew retencyjnych osadnikoacutew syfonoacutew płuczek
kanałowych pompowni oczyszczalni ściekoacutew itp) w tym projekty branżowe
8 Plan sieci kanalizacyjnej z obiektami
9 Profile kolektoroacutew i kanałoacutew z obiektami
10 Opis techniczny rozwiązań projektowych wraz z częścią kosztorysową i towarzyszącą
zgodnie z aktualnymi wymogami prawa [1]
4
Co nas czeka w przyszłości Kilka faktoacutew i prognoz [1]
TEZA
Rejestrowany (już od przeszło 200 lat) wzrost średniej rocznej temperatury powietrza
wywołuje zwiększoną cyrkulację wody w cyklu hydrologicznym i nasilenie się występowania
ekstremalnych zjawisk pogodowych - susze powodzie huragany trąby powietrzne
DOWODY
bull na polskim wybrzeżu Bałtyku w latach 1836-1990 nastąpił wzrost temperatury
powietrza o 109oC - 155 lat śr 007
oC na dekadę
- wg Miętus M Zmienność temperatury i opadoacutew w rejonie polskiego wybrzeża Morza Bałtyckiego i jej
spodziewany przebieg do roku 2030 Wyd IMGW nr 26 Warszawa 1996
bull w Warszawie w latach 1779-2010 wzrost temperatury o 16oC - 232 lat 007
oC na dekadę
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
bull globalny wzrost temperatury w latach 1960-2005 o 074oC - 46 lat śr 016
oC na dekadę
- wg IPCC 2007 The Physical Science Basis Cambridge University Press 2007
bull na przestrzeni lat 1901-2010 poziom moacuterz i oceanoacutew podnioacutesł się średnio o 019 m
- wg IPCC 2014 Impacts Adaptation and Vulnerability Cambridge University Press 2014
PROGNOZY ndash na przyszłość
bull Według prognoz IPCC - opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17oC do nawet 44
oC a na każdy
stopień wzrostu temperatury szacuje się globalnie ok 7 wzrost intensywności opadoacutew
- wg Landerink G Meijgaard EV Increase in hourly precipitation extremes beyond expectations from
temperature changes Nature Geosci 2008
bull W bieżącym stuleciu poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m - co
zagraża już zalaniem znacznych powierzchni przybrzeżnych
- wg IPCC 2014 Impacts Adaptation and Vulnerability Cambridge University Press 2014
bull Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce - w
projekcji na lata 2071-2100 - biorąc za podstawę okres 1951-2009 (wg modelu
klimatycznego dla Europy HadRM3-PRECIS) - wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia Komitet Gospodarki
Wodnej Polskiej Akademii Nauk Warszawa 2010
bull Na podstawie badań podjętych na PWr na przestrzeni ostatnich 50 lat (1960-2009)
nastąpił we Wrocławiu wzrost intensywności opadoacutew - średnio o około 13 przy
malejącym trendzie rocznych i sezonowych sum wysokości opadoacutew - wg Kaźmierczak B Kotowski A Trendy zmian wysokości i intensywności opadoacutew maksymalnych do
modelowania kanalizacji we Wrocławiu Gaz Woda i Technika Sanitarna nr 5 2013
5
Wspoacutełczesne standardy odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości [1]
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
Polska norma - zharmonizowana z europejską normą PN-EN 7522008 ogranicza
częstość wylewoacutew z kanalizacji do rzadkich powtarzalności ich występowania
raz na 10 lat - w przypadku terenoacutew pozamiejskich (wiejskich) oraz
raz na 20 30 lub 50 lat dla terenoacutew miejskich - odpowiednio do rodzaju
zagospodarowania przestrzennego terenu ndash standardu odwodnienia terenu (tab 11)
Cytowana norma zaleca do projektowania systemoacutew kanalizacyjnych częstości deszczu
obliczeniowego 1 raz na rok - dla terenoacutew pozamiejskich oraz raz na 2 5 lub 10 lat dla
terenoacutew miejskich przy czym nie mogą występować woacutewczas żadne przeciążenia w
działaniu systemoacutew grawitacyjnych (praca pod ciśnieniem) co jest roacutewnoznaczne z
projektowaniem kanałoacutew na niecałkowite wypełnienia
Tab 12 Wymagane częstości obliczeniowe opadoacutew deszczu do projektowania
odwodnienia droacuteg w Polsce - wg Rozporządzenia MTiGM z 1999 r
Rodzaj ndash klasa drogi
Częstości projektowe
opadoacutew deszczu
[1 raz na C lat]
Lokalna (L) dojazdowa (D) 1 na 1
Głoacutewna (G) zbiorcza (Z) 1 na 2
Głoacutewna ruchu przyspieszonego (GP) 1 na 5
Autostrada (A) ekspresowa (S) 1 na 10
Ustalenie zależności pomiędzy częstością deszczu obliczeniowego i częstością wylania
(tab 11) nie jest jednak możliwe do uogoacutelnienia zwłaszcza na etapie projektowania
kanalizacji Pomocne okazują się tutaj zalecenia niemieckie wg DWA-A 1182006
wprowadzające pojęcie częstości nadpiętrzenia do poziomu terenu do obliczeń
sprawdzających przy pomocy modelowania hydrodynamicznego przez co staje się możliwe
wyznaczenie stanu przeciążenia ktoacutery jest najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej
kolejności wylaniu (tab 13)
6
Tab 13 Dopuszczalne częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających projektowanych
bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych wg DWA-A 1182006
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia
[1 raz na C lat]
Tereny wiejskie 1 na 2
Tereny mieszkaniowe 1 na 3
Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 1 na 5
Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 1 na 10
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej w Polsce napotyka na
podstawową trudność wynikającą z braku wiarygodnego modelu opadoacutew do określania
miarodajnego natężenia deszczu Dotychczas stosowany wzoacuter Błaszczyka - oparty na opadach
z przełomu XIX i XX wieku (przeszło100 lat temu) zaniża bowiem wyniki obliczeń
obecnych natężeń deszczy o rząd 40 Ponadto stosowana dotychczas w Polsce tzw metoda
granicznych natężeń (MGN) dodatkowo redukuje strumień spływu woacuted opadowych (Qm) w
stosunku do innych metod - stosowanych przykładowo w Niemczech (MWO i MZWS) - w
podobnych warunkach hydrologicznych (patrz rozdział 82 w I tomie podręcznika [1])
Roacuteżnice obliczanych strumieni Qm sięgają nawet 100 - na niekorzyść MGN Wymagała
więc pilnej modyfikacji co zostało zaproponowane w podręczniku [1] (tom I rozdz 83)
Systemy kanalizacyjne projektowane są zwykle na perspektywę minimum 50divide100 lat Z
powodu systematycznego ocieplania się klimatu w przyszłości wystąpi jeszcze więcej
ekstremalnych zjawisk opadowych prowadzących do tzw powodzi miejskich ktoacutere
powodować będą jeszcze większe niż obecnie straty gospodarcze i społeczne (fot 1divide4)
Uwzględnienie tych prognoz w perspektywie 2100 roku jest niezbędne już dzisiaj do
bezpiecznego projektowania i wymiarowania wspoacutełczesnych systemoacutew odwodnień terenoacutew
zurbanizowanych
Fot 1 Warszawa - Trasa Toruńska w dn 9062013 r (httpkontakt24tvn24pl)
7
Fot 2 Gdańsk - Wrzeszcz w dn 25062013 r (httpnaszafotografiapl)
Fot 3 Wrocław ul Legnicka w dn 27052014 r (httpwwwgazetawroclawskapl)
Fot 4 Łoacutedź ul Dąbrowskiego w dn 8092014 r (httpwwwmmlodzpl)
8
STAN PRAWNY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI w POLSCE
Zgodnie Ustawą z 12 września 2002 roku o normalizacji (Dz U Nr 169 poz 1386)
stosowanie Polskich Norm (PN) jest dobrowolne podobnie też norm europejskich (EN) w
tym zharmonizowanych (PN-EN) a także norm międzynarodowych (ISO) Rangę prawną
mają obecnie ustawy czy rozporządzenia do ustaw Ustawa z 2002 roku dostosowała więc
krajową normalizację do reguł europejskiego systemu prawnego
Dla projektantoacutew wykonawcoacutew czy eksploatatoroacutew obiektoacutew budowlanych branży
sanitarnej (i nie tylko) od lat przyzwyczajonych do obowiązkowego stosowania polskich
norm (w tym branżowych) jest to istotna zmiana Normy nie są obecnie aktami prawnymi
Oznacza to tyle że należy je traktować jako źroacutedło przepisoacutew pozaprawnych na roacutewni z
aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP) czy też publikowanymi
wynikami z najnowszych prac badawczych - np odnośnie nowych metod wymiarowania
kanalizacji - sformułowanymi w [1]
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność tym obowiązek bezpiecznego wymiarowania czy
starannego wykonywania inwestycji ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z najlepszej
dostępnej wiedzy technicznej (BAT ndash Best Available Techniques BMP ndash Best Menagment
Practices LID ndash Law Impact Development ZWT ndash Zasady Wiedzy Technicznej)
Idea ta znajduje zastosowanie w podręczniku akademickim [1] z 2015 r w odniesieniu do
nowych zasad projektowania i metod wymiarowania systemoacutew odwodnień terenoacutew ndash w
duchu zaleceń najnowszej normy PN-EN 752 z 2008 roku dostosowanej do postulatu
Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) - ujednolicenia poziomu wymagań co do
ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed wylewami z systemoacutew kanalizacyjnych w
państwach członkowskich UE
Uwzględniono przy tym min branżowe wytyczne Niemieckiego Stowarzyszenia
Gospodarki Wodnej Ściekowej i Odpadowej wg DWA-A 117 z 2006 roku oraz DWA-A 118
z 2006 roku czy też zalecenia Krajowego Urzędu ds Środowiska Bawarii wg Merkblatt Nr
433 z 2009 roku oraz Merkblatt Nr 439 z 2012 roku
Na podstawie doniesień literaturowych i badań własnych dotyczących prognozowanego
wzrostu intensywności opadoacutew w perspektywie do 2100 roku zaproponowano podjęcie już
dzisiaj odpowiednich działań zaradczych w tym zaprezentowano scenariusze opadoacutew do
modelowania przeciążeń kanałoacutew w przyszłości - zalecane już do uwzględniania w wielu
krajach europejskich - dla zachowania obecnych standardoacutew odwodnień terenoacutew (tab
11divide13) także w przyszłości
W II wydaniu podręcznika bdquoPodstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień
terenoacutewrdquo (z 2015 r) sformułowano podstawy bezpiecznego projektowania grawitacyjnych
systemoacutew (tj sieci i obiektoacutew) kanalizacyjnych w Polsce [1]
tom I dotyczy metod wymiarowania Sieci kanalizacyjnych natomiast
9
tom II ndash dotyczy Obiektoacutew specjalnych takich jak przelewy burzowe separatory
strumieni objętości zbiorniki retencyjne regulatory hydrodynamiczne czy separatory
sedymentacyjno-flotacyjne
UWAGA 1 W celu ułatwienia percepcji treści II wydania książki ndash w prezentowanych
notatkach zachowano oryginalną numerację rysunkoacutew tabel i wzoroacutew jak w [1] (Wydaw
Seidel-Przywecki Warszawa 2015) - dostępne są na
wwwandrzejkotowskipl
UWAGA 2 II wydanie książki zawiera uaktualnienie i znaczne rozszerzenie treści -
względem I wydania z 2011 r - min o
charakterystykę niekonwencjonalnych systemoacutew kanalizacyjnych
zagrożenia dla infrastruktury miast wywoływane zmianami klimatu w przyszłości
zasady kalibracji i walidacji modeli hydrodynamicznych zjawiska opad-odpływ
przykłady modelowania przeciążeń hydraulicznych w kanalizacji deszczowej
zasady projektowania i metody wymiarowania przepompowni sieciowych ściekoacutew
najnowsze wytyczne techniczne wymiarowania (WTW) systemoacutew kanalizacyjnych
bezpieczną metodę obliczania objętości użytkowej zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew
Podręcznik [1] adresowany jest do studentoacutew i pracownikoacutew naukowych wyższych
uczelni technicznych i rolniczych a także do projektantoacutew wykonawcoacutew i eksploatatoroacutew
systemoacutew usuwania ściekoacutew i zagospodarowania spływoacutew woacuted deszczowych miast i gmin
Uzupełnieniem treści prezentowanego podręcznika w zakresie budowy i eksploatacji
kanalizacji jest książka pt Kanalizacja Podstawy projektowania wykonawstwa i
eksploatacji (autorstwa Kroacutelikowska J Kroacutelikowski A Żaba T) Wyd Politechniki
Krakowskiej 2015
2 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SYSTEMOacuteW
KANALIZACYJNYCH
21 RYS HISTORYCZNY ROZWOJU KANALIZACJI
Bliski Wschoacuted Na najstarsze ślady starożytnych przewodoacutew wodnych natrafiono w Syrii
(dawniej Asyria) gdzie już ok 3500 lat pne w miejscowości Habuba Kabira nad brzegiem
Eufratu istniała rozwinięta cywilizacja Znaleziono tam ślady przewodoacutew o przekroju
10
kołowym (z rur ceramicznych łączonych na bdquobosy koniec-kielichrdquo) lub prostokątnym
(układanych z kamieni i cegieł) doprowadzających wodę pitną bądź odprowadzających wody
opadoweścieki (rys 21)
Rys 21 Historyczne sposoby budowy przewodoacutew i kanałoacutew wodnych
Historia budowy i rozwoju systemoacutew odwodnień terenoacutew (kanalizacji) sięga 3000 lat
przed narodzeniem Chrystusa Przykładowo w Babilonie stosowano już woacutewczas drenaże i
studnie chłonne do odprowadzania woacuted deszczowych z dachoacutew czy utwardzonych placoacutew i
ulic do gruntu
W Egipcie w grobowcu z ok 2700 r pne w miejscowości Saqquara przy ujściu Nilu
odkryto pierwszą bdquotoaletęrdquo ndash bdquoprzeznaczonąrdquo dla zmarłych Około roku 2500 r pne w
miastach Mezopotamii budowane były już pierwsze sieci kanałoacutew do odprowadzania ściekoacutew
z toalet domowych spłukiwanych wodą - do dołoacutew kloacznych Kanały były budowane z rur
miedzianych
Europa Początki rozwoju systemoacutew kanalizacyjnych w starożytnym Rzymie sięgają
VIII do VII wieku pne Około 610 roku pne zaczęto budować głoacutewny kanał ściekowy
zwany bdquoCloaca Maximardquo ktoacutery funkcjonuje do dzisiaj (wymiar odcinka końcowego 31541
m) Początkowo służył do odprowadzania woacuted deszczowych a poacuteźniej i ściekoacutew bytowych
Retencjonowano też wody deszczowe w zbiornikach zwanych cysternami
Powstanie nowoczesnych systemoacutew kanalizacyjnych w Europie - z oczyszczaniem
ściekoacutew włącznie wiązało się z tzw rewolucją przemysłową i burzliwym rozwojem miast w
w XIX wieku Wybuch epidemii cholery w 1831 r zdecydowanie przyspieszył ten proces
Polska Początki rozwoju kanalizacji na ziemiach polskich sięgają XIV wieku ndash Gdańsk
Krakoacutew Kamieniec Bolesławiec Reszel i inne Przykładowo na Dolnym Śląsku w
Bolesławcu od 1531 roku ścieki komunalne odprowadzane były nie do rzeki Boacutebr lecz na
łąki w celu ich rolniczego wykorzystania (naturalny nawoacutez) a jednocześnie
unieszkodliwiania (oczyszczania) System eksploatowany był do początku XX wieku
W Reszlu natomiast pozostają nadal w eksploatacji kanały bdquokrzyżackierdquo stanowiące
istotny element systemu kanalizacyjnego miasta
Pierwsze bdquokompleksowerdquo systemy kanalizacyjne na ziemiach polskich powstały w
Gdańsku (1871) we Wrocławiu (1881-90) i w Warszawie (1900 - inż Lindley) Zaczęto też
wprowadzać coraz powszechniej w większych miastach tzw klozety wodne - bdquoWCrdquo
Jak uczy historia cywilizacji powinniśmy dążyć wspoacutełcześnie do projektowania i budowy
systemoacutew kanalizacyjnych w taki sposoacuteb - stosując odpowiednie metody obliczeniowe oraz
materiały i technologie - aby mogły one sprawdzać się w działaniu za 100 i więcej lat
11
22 RODZAJE I POCHODZENIE ŚCIEKOacuteW
Ścieki definiowane jako wody zużyte odprowadzane przez kanalizację zbierane są z [1]
gospodarstw domowych (budownictwo jedno- i wielorodzinne)
obiektoacutew użyteczności publicznej i zakładoacutew usługowych (biur urzędoacutew instytucji
szkoacuteł szpitali sklepoacutew myjni pralni basenoacutew kąpielowych itp)
zakładoacutew przemysłowych i rzemieślniczych
Ścieki powstają w wyniku wykorzystania wody (wodociągowej lub z własnych ujęć) na
cele
spłukiwania fekalioacutew - w ubikacjach (WC)
higieniczne - związane z myciem się kąpielami itp
gospodarcze - związane z praniem bielizny przygotowywaniem posiłkoacutew
utrzymaniem czystości pomieszczeń itp
technologiczno-produkcyjne - związane z przetwarzaniem surowcoacutew wytwarzaniem
żywności produkcją wyroboacutew itp
Ze względu na skład fizyko-chemiczny ścieki można podzielić na
ścieki bytowo-gospodarcze nazywane też bytowymi (a w żargonie inżynierskim
bdquosanitarnymirdquo) pochodzące z gospodarstw domowych zakładoacutew usługowych i
obiektoacutew użyteczności publicznej
ścieki przemysłowe zwane też poprodukcyjnymi pochodzące z zakładoacutew
przemysłowych i rzemieślniczych
Odrębne grupy stanowią
ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z opadoacutew deszczu bądźi
topnienia śniegu czy lodu - spłukujące zanieczyszczenia z uszczelnionych powierzchni
zlewni po okresach tzw suchej pogody (pogody bezopadowej bezdeszczowej)
ścieki ogoacutelnospławne (komunalne) będące najczęściej mieszaniną ściekoacutew bytowo-
gospodarczych przemysłowych woacuted podziemnych (infiltrujących do kanałoacutew przez
nieszczelności) oraz ściekoacutew opadowych
23 KLASYFIKACJA SYSTEMOacuteW USUWANIA ŚCIEKOacuteW
Kanalizacja to zespoacuteł urządzeń - czyli system (sieci i obiekty) do zbierania i
odprowadzania ściekoacutew i woacuted opadowych z terenoacutew zurbanizowanych i przemysłowych do
oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie Elementy składowe systemu
kanalizacyjnego jako całości to
kanalizacja wewnętrzna (instalacje wewnętrzne) - w budynkach z przyborami
sanitarnymi (WC wanny umywalki natryski wpusty podłogowe itp)
kanalizacja zewnętrzna
12
o sieć osiedlowa lub zakładowa (komunalna prywatna wspoacutelnotowa)
o sieć zbiorcza miejska (komunalna)
o obiekty sieciowe (pompowanie zbiorniki retencyjne przelewy burzowe
separatory syfony studzienki)
o oczyszczalnie ściekoacutew
Kanalizację zewnętrzną można podzielić według następujących kryterioacutew
A Strumienia odprowadzanych ściekoacutew
o pełna - wszystkie rodzaje ściekoacutew
o częściowa - np tylko ścieki bytowo-gospodarcze
o mieszana - fragmentami pełnaczęściowa
B Zasięgu terytorialnego
lokalna - osiedlowa zakładowa wspoacutelnotowa
miejska - całe miasto
grupowa - kilka miast wsi
C Konstrukcji kanałoacutew
kryta - podziemna
otwarta - powierzchniowa (rowy koryta)
mieszana
D Sposobu przepływu ściekoacutew
grawitacyjna
ciśnieniowa (pneumatyczna lub hydrauliczna)
podciśnieniowa (proacuteżniowa)
mieszana
E Rodzaju odprowadzanych ściekoacutew
bytowo-gospodarcza (ściekowa w żargonie bdquosanitarnardquo)
przemysłowa
deszczowa
ogoacutelnospławna (wszystkie rodzaje ściekoacutew)
F Funkcjonowania systemu
ogoacutelnospławna (jednoprzewodowa)
rozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
poacutełrozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
bezodpływowa (szamba i wozy asenizacyjne)
odciążona (szamba i sieć zbiorcza)
mieszana (fragmentami roacuteżna sieć)
13
Budowane obecnie systemy usuwania ściekoacutew można ogoacutelnie podzielić na (wg rys 22 i 23)
konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ściekoacutew
niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem
mieszane - fragmentami konwencjonalne i niekonwencjonalne
Rys 22 Generalny podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na przepływ ściekoacutew
Rys 23 Szczegoacutełowy podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na warunki działania
24 KANALIZACJA KONWENCJONALNA
Kanalizacja grawitacyjna tj działająca pod wpływem siły ciążenia stosowana jest
powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej Grawitacyjne systemy usuwania
ściekoacutew stają się w chwili obecnej rozwiązaniem coraz bardziej kosztownym zwłaszcza w
płaskim terenie o rozległej i luźnej zabudowie rozwijających się wciąż aglomeracji miast
Kanalizacja Konwencjonalna
(tradycyjna)
Niekonwencjonalna
(specjalna)
Mieszana
oparta na grawitacyjnym
przepływie ściekoacutew - ze swobodną
powierzchnią przy ciśnieniu
barometrycznym
oparta na wymuszonym przepływie
ściekoacutew - podciśnieniem bądź
nadciśnieniem
fragmentami kanalizacja
konwencjonalna i fragmentami
niekonwencjonalna
Kanalizacja konwencjonalna
Grawitacyjna Grawitacyjno-
pompowa
Kanalizacja niekonwencjonalna
Nadciśnieniowa
(tłoczna)
Podciśnieniowa
(proacuteżniowa)
Pneuma-
tyczna
Hydrauliczna
(pompowa)
Dwu
przewo-
dowa
Jedno
przewo-
dowa
14
Wynika to min ze znacznych kosztoacutew budowy kanałoacutew - na głębokościach
dochodzących nawet do 6divide8 m
Przykładowo dla minimalnego spadku dna kanału imin = 1permil wymagane przegłębienie
kanału wynosi 1 m na 1 km długości
Rys 24 Schemat (a) i profil (b) kanalizacji grawitacyjnej z pompownią pośrednią
(kanalizacja grawitacyjno-pompowa)
W dążeniu do zmniejszenia kosztoacutew budowy kanalizacji zaczęto już na przełomie XIX i
XX wieku stosować pośrednie pompownie ściekoacutew wyposażone początkowo w pompy
tłokowe z napędem parowym następnie gazowym (ok 1900 r) i elektrycznym (1920) ktoacutere
umożliwiły podniesienie dna kanału za pompownią do rzędnej wynikającej z możliwego -
minimalnego zagłębienia kanału (rys 24)
Pośrednie pompownie ściekoacutew nie zmniejszają jednak w zasadniczy sposoacuteb kosztoacutew
budowy systemoacutew grawitacyjno-pompowych a to głoacutewnie ze względu na fakt że same są
drogie w budowie i eksploatacji Z tych też względoacutew kanalizacja konwencjonalna należy do
najdroższych elementoacutew infrastruktury podziemnego uzbrojenia terenoacutew zurbanizowanych
(miejsko-przemysłowych)
Na terenach wiejskich o luźnej zabudowie przy kryterium gęstości zaludnienia
mniejszej od 120 mieszkańcoacutew na km sieci przyjętym w Polsce (a w Europie lt 150
mieszkańcoacutew na km) stosowane są nadal bezodpływowe zbiorniki ściekoacutew (szamba)
oproacuteżniane wozami asenizacyjnymi bądź też budowane są oczyszczalnie bdquonaturalnerdquo - z
drenażem rozsączającym ścieki do gruntu
Obecnie ciecz nadosadową z szamb proponuje się odprowadzać tzw odciążoną -
małośrednicową (do 100 mm) kanalizacją grawitacyjną do lokalnych oczyszczalni ściekoacutew
bądź też stosować kanalizację niekonwencjonalną nadciśnieniową lub podciśnieniową [1]
Układy takie wymagają jednak częstego płukania kanałoacutew w tym wodą z hydrantoacutew
pożarowych Ogoacutelnie są drogie w eksploatacji
15
25 KANALIZACJA NIEKONWENCJONALNA
Już na początku XX wieku w oparciu o nowe możliwości techniczne zaczęły pojawiać
się roacuteżnego rodzaju koncepcje konstruowania sieci kanalizacyjnych o przepływie
wymuszonym - w przewodach zamkniętych z wykorzystaniem nad- lub podciśnienia jako
czynnikoacutew do transportu ściekoacutew
Praktycznie możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej (tzw tłocznej) bądź
podciśnieniowej (tzw proacuteżniowej) zaistniała dopiero z końcem lat sześćdziesiątych dzięki
opracowaniu na zachodzie Europy i w USA konstrukcji małych i niezawodnych urządzeń do
usuwania ściekoacutew łącznie z zawartymi w nich ciałami stałymi
Urządzenia te instalowane na poszczegoacutelnych 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 układoacutew konwencjonalnych (grawitacyjnych)
Zastosowanie kanalizacji niekonwencjonalnej uzasadnione jest zwłaszcza gdy
o spadek terenu jest bliski zeru
o występuje wysoki poziom woacuted podziemnych
o są trudne warunki fundamentowe (np podłoże skaliste)
o zabudowa ma charakter pasmowy o małej gęstości zaludnienia
o odpływ ściekoacutew jest sezonowy (kempingi)
Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety
lepiej spełnia warunki sanitarne i zasady ochrony środowiska bowiem ze względu na
wymaganą szczelność przewodoacutew kanalizacyjnych wykluczona jest zaroacutewno
eksfiltracja ściekoacutew do gruntu jak i infiltracja woacuted podziemnych do kanałoacutew co
prowadzi do zmniejszenia wymiaroacutew i kosztoacutew oczyszczalni ściekoacutew
możliwe jest płytkie układanie przewodoacutew ściekowych - bdquoroacutewnoleglerdquo do powierzchni
terenu (na głębokościach poroacutewnywalnych z przewodami wodociągowymi) co
przyczynia się do znacznego skroacutecenia czasu i kosztoacutew realizacji inwestycji (poprzez
zmniejszanie objętości roboacutet ziemnych eliminację odwodnienia wykopoacutew itp)
uzyskuje się dość istotne zmniejszenie średnic kanałoacutew (przewodoacutew ściekowych)
wskutek większych prędkości przepływu (pełnym przekrojem) co przyczynia się do
zmniejszenia kosztoacutew budowy sieci
łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu
(analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej)
16
strumień ściekoacutew w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej (grawitacyjnej)
zmniejsza się nawet o 50 wskutek min braku infiltracji woacuted podziemnych oraz
woacuted deszczowych z tzw dzikich (lub błędnych) podłączeń czy też dopływających
przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek
Kanalizacja niekonwencjonalna ma roacutewnież wady w stosunku do tradycyjnego -
grawitacyjnego sposobu odprowadzania ściekoacutew mianowicie
większą zawodność działania ze względu na możliwość awarii elementoacutew
mechanicznych i elektrycznych w tym automatyki mogących prowadzić do skażenia
środowiska
konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia
energii elektrycznej
konieczność dokonywania regularnych przeglądoacutew i konserwacji urządzeń przez
wykwalifikowanych pracownikoacutew - generalnie znacznie droższa w eksploatacji
Ponadto kanalizacja niekonwencjonalna ma jak dotychczas ograniczony zasięg
działania limitowany min
wysokością ciśnienia w sieci ndash w praktyce do 04 MPa w przypadku systemu
tłocznego co ogranicza jego zastosowanie do dzielnic mieszkaniowych czy zakładoacutew
wysokością podciśnienia w sieci ndash w praktyce do 006 MPa w przypadku systemu
proacuteżniowego co ogranicza jego zasięg działania do ok 2 km wokoacuteł centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) i liczbę mieszkańcoacutew objętych systemem do ok 1500 Mk
251 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ
Częściej stosowana jest obecnie kanalizacja nadciśnieniowa zwana potocznie
ciśnieniową składa się z
wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach)
urządzeń zbiornikowo-tłocznych typu pneumatycznego bądź hydraulicznego
(pompowego)
ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodoacutew sieci zewnętrznych
pneumatycznych stacji do płukania bądź przewietrzania przewodoacutew (PSP)
oczyszczalni ściekoacutew
17
Rys 25 Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej typu pompowego (po lewej) oraz typu
pneumatycznego (po prawej) a) sytuacja terenowa b) profil podłużny
Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w konwencjonalnej
kanalizacji grawitacyjnej Elementem dodatkowym jest często osobny przewoacuted wentylacyjny
wyprowadzony ponad połać dachową służący do na- i odpowietrzania urządzenia
zbiornikowo-tłocznego
Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję miniaturowych pompowni ściekoacutew co
zgodnie z ideą kanalizacji ciśnieniowej umożliwia ich stosowanie nawet w najmniejszych
obiektach - budynkach jednorodzinnych Urządzenia te mogą być instalowane zaroacutewno w
piwnicach budynkoacutew jak i na zewnątrz bezpośrednio w gruncie z zachowaniem
odpowiedniego przykrycia gruntem (rys 25)
Produkowane obecnie zblokowane urządzenia zbiornikowo-tłoczne mają rozmaite
rozwiązania konstrukcyjne spośroacuted ktoacuterych można wyroacuteżnić dwa zasadnicze typy
pneumatyczne - oparte na zasadzie wytłaczania ściekoacutew sprężonym powietrzem z
ciśnieniowego zbiornika zamkniętego
hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową sprzęgniętą wspoacutelnym
wałem z rozdrabniarką umieszczone w zbiorniku (bezciśnieniowym)
18
Niezależnie od konstrukcji urządzenia zbiornikowo - tłoczne umieszcza się poniżej
wylotu wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych dla umożliwienia ich grawitacyjnego
napełniania się Urządzenia te pracują okresowo a czynnikiem sterującym ich działanie jest
poziom ściekoacutew w zbiorniku wyroacutewnawczym
W kanalizacji ciśnieniowej stosuje się też pompownie ściekoacutew budowane według
klasycznych schematoacutew - wyposażone w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji
odpornej na zapychanie się (wirniki odpowiedniego kształtu kraty bądź kosze na
zanieczyszczenia na dopływie) bądź też wyposażone w rozdrabniarki
Ostatnio zaleca się do stosowania tzw tłocznie ściekoacutew tj pompownie ściekoacutew
zblokowane z urządzeniami do separacji ciał stałych (dawniej znane jako pompownie sitowe)
Transport zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych typu włoacuteknistego (np tekstylia
produkty stosowane do wyroboacutew środkoacutew higieny osobistej) stwarza problemy
eksploatacyjne ndash zapychanie się wirnikoacutew pomp prowadzące do awarii W tłoczniach
ściekoacutew bytowo-gospodarczych na dopływach do zbiornikoacutew retencyjnych pomp instaluje
się osadniki wyposażone w kraty i zawory zwrotne w celu niedopuszczania do pomp
zanieczyszczeń grubych
Do zbiornikoacutew retencyjnych pomp dopływają tylko bdquopodczyszczone ściekirdquo ktoacutere są
następnie wytłaczane przez pompy a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik i płuczą go z
zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych (zwykle brak zagniwania ściekoacutew w zbiorniku
retencyjnym pompowni) Przykład tłoczni ściekoacutew podano na rys 251
Rys 251 Przykładowa tłocznia ściekoacutew (1 - pompa 2 ndash złącze 3 ndash prowadnice montażowe pompy
4 - krata 5 ndash dopływ ściekoacutew 6 - zawoacuter zwrotny kulowy 7 ndash osadnik 8 ndash kolano rewizyjne 9 ndash
przewoacuted tłoczny 10 ndash klapa zwrotna)
19
Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ściekoacutew powinny mieć odpowiednią
pojemność buforową na wypadek zaniku zasilania elektrycznego lub awarii pomp Wg ATV
A-116 pojemność ta wynosić powinna co najmniej 30 dm3 na mieszkańca i dobę
Sieć ciśnieniowych przewodoacutew ulicznych wraz z przykanalikami Sieci kanalizacyjne
systemu ciśnieniowego działają jako rozgałęźne
Stosowane są roacutewnież układy z pozoru bdquoobwodowe - pierścieniowerdquo umożliwiające
jedynie okresową zmianę kierunku przepływu ściekoacutew Układy bdquopierścieniowerdquo zwiększają
niezawodność systemu Zmiany kierunku (i prędkości) przepływu ściekoacutew odbywają się
okresowo w punktach podziałowych pierścieni poprzez zamykanie i otwieranie
odpowiednich zasuw działowych Tak więc z pozoru sieć bdquopierścieniowardquo jest tutaj nadal
siecią rozgałęźną - sterowaną
Pneumatyczne stacje płuczące (PSP) Doświadczenia wskazują na celowość instalowania
na końcoacutewkach sieci bądź w tzw węzłach newralgicznych urządzeń płuczących ndash zwykle
przedmuchujących sieć sprężonym powietrzem (kilka razy w ciągu doby głoacutewnie w
godzinach nocnych)
Przedmuchiwanie ktoacutere trwa zwykle od 5 do 10 minut poza tym że usuwa osady oraz
skraca czas przebywania ściekoacutew w sieci natlenia je i usuwa H2S i siarczki
PSP wyposażone są w sprężarki (kompresory) ze zbiornikami powietrza lub bez
Lokalizuje się je pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących
252 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ
Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody a także minimalizacji kosztoacutew
oczyszczania ściekoacutew (np na statkach dalekomorskich stacjach kosmicznych) doprowadziły
do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej
Oddzielnym przewodem odprowadzane są ścieki fekalne z WC oraz oddzielnym
przewodem pozostałe ścieki - z wanien natryskoacutew zlewozmywakoacutew wpustoacutew
posadzkowych itp
Podstawową zasadą układu dwuprzewodowego jest więc podział ściekoacutew na
silnie zanieczyszczone ścieki fekalne (z ciałami stałymi)
mało stężone pozostałe ścieki
i oddzielne ich oczyszczanie odpowiednio do ich składu wydajnymi - oszczędnymi
technologiami
Podstawową zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody na spłukiwanie
bdquoproacuteżniowychrdquo misek ustępowych Klasyczna miska ustępowa bdquozużywardquo od 5 do 10 litroacutew
wody na jedno zadziałanie zbiornika spłuczki Miska ustępowa wyposażona w zawoacuter
oproacuteżniający - sterowany podciśnieniem zużywa tylko ok 15 litra wody i do 100 litroacutew
powietrza na zassanie zawartości miski Pozwala to na zaoszczędzenie znacznych ilości wody
(3 do 6 razy)
20
Taki układ kanalizacji jest zwłaszcza celowy do zastosowania tam gdzie stosowany jest
podwoacutejny (dwuprzewodowy) system wodociągowy rozprowadzający wodę o zroacuteżnicowanej
jakości Np woda powstała po uproszczonym oczyszczeniu ściekoacutew - poza fekalnymi
używana jest ponownie np do spłukiwania misek ustępowych
W kanalizacji komunalnej miast i wsi bardziej praktycznym sposobem odprowadzania
ściekoacutew jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys 26)
Rys 26 Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego (układ jednoprzewodowy)
Kanalizację podciśnieniową zwaną potocznie proacuteżniową tworzą następujące elementy
1 Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne (w budynkach obiektach)
2 Studzienki zbiorcze z zaworami oproacuteżniającymi
3 Podciśnieniowe przyłącza domowe i przewody sieci zewnętrznych
4 Centralna stacja proacuteżniowa (CSP)
5 Oczyszczalnia ściekoacutew
W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane ze studzienek zbiorczych z zaworami
oproacuteżniającymi do zbiornikoacutew wodno-powietrznych znajdujących się w centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) skąd są następnie odprowadzane (najczęściej hydraulicznie ndash pompowo)
do oczyszczalni ściekoacutew (rys 261)
Rys 261 Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej)
21
O wyborze systemu odprowadzania ściekoacutew powinna decydować każdorazowo
analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji tj łącznie kosztoacutew budowy i
eksploatacji systemu [1]
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania budowy i eksploatacji systemoacutew kanalizacji
niekonwencjonalnej podane zostaną na II stopniu studioacutew - dla specjalności ZWUŚ i ZO
3 SYSTEMY KANALIZACJI GRAWITACYJNEJ
31 KANALIZACJA OGOacuteLNOSPŁAWNA
311 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Historycznie pierwsze systemy kanalizacyjne były budowane jako ogoacutelnospławne -
obecnie istnieją w najstarszych fragmentach zabudowy miast
Wspoacutełcześnie w wyniku rozbudowy miast nowe fragmenty zabudowy kanalizowane są
najczęściej w systemie rozdzielczym głoacutewnie ze względu na możliwość osiągnięcia wyższej
efektywności oddzielnego oczyszczania ściekoacutew bytowych-gospodarczych przemysłowych i
deszczowych
Istota kanalizacji ogoacutelnospławnej to
jednoprzewodowy transport wszystkich rodzajoacutew ściekoacutew do oczyszczalni
konieczność odciążania oczyszczalni ściekoacutew przez przelewy burzowe czy zbiorniki
retencyjne w okresie trwania opadoacutew (strumień ściekoacutew jest woacutewczas nawet kilkadziesiąt
razy większy niż w okresie tzw suchej pogody)
Poniżej podano schematy funkcjonalne grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej w skali
bdquomikrordquo - pojedynczych budynkoacutew oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości (rys 31 i 32)
Rys 31 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomikrordquo(A)
Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna st - studzienka kanalizacyjna
22
Rys 32 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomakrordquo
Pb - przelew burzowy zbr - zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew
312 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej - podczas
trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są obiekty specjalne takie jak przelewy
burzowe i zbiorniki retencyjne Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew przedstawiono
na rysunku 33
Przelew burzowy
Zbiorniki retencyjne
na boczniku
na kolektorze
odpływ awaryjny
Rys 33 Schematy ideowe sposoboacutew odciążeń kanalizacji ogoacutelnospławnej (oraz deszczowej)
23
Przelewy burzowe na kanalizacji ogoacutelnospławnej budowane są głoacutewnie w celu
zabezpieczenia oczyszczalni ściekoacutew przed przeciążeniem hydraulicznym i spadkiem
sprawności jej działania zwłaszcza części biologicznej i chemicznej podczas pogody
deszczowej
zmniejszenia wymiaroacutew kolektora - za przelewem
Zadaniem hydraulicznym przelewu burzowego jest podział strumienia dopływu Qd
ściekoacutew do obiektu na dwa strumienie
Qo - odpływu na oczyszczalnię ściekoacutew (Qo = Qd ndash Qb)
Qb - odpływu kanałem burzowym do odbiornika (Qb = Qd ndash Qo)
w ściśle określonych proporcjach
W Polsce wg RMŚ z 2006 r [1] limitowana jest wartość średniej rocznej liczby
zadziałań przelewoacutew burzowych w roku czyli zrzutoacutew ściekoacutew z przelewu do odbiornika ndash
dla miast o roacutewnoważnej liczbie mieszkańcoacutew RLM gt 100 000
Mianowicie w komunalnej kanalizacji ogoacutelnospławnej ścieki z przelewoacutew burzowych
mogą być odprowadzane do śroacutedlądowych woacuted powierzchniowych płynących lub
przybrzeżnych o ile średnia roczna liczba zrzutoacutew burzowych z przelewoacutew nie przekracza
10
W aglomeracjach miejskich o RLM lt 100 000 dopuszcza się zrzuty burzowe gdy w
chwili rozpoczęcia działania przelewu strumień objętości zmieszanych ściekoacutew jest co
najmniej czterokrotnie większy od średniego dobowego strumienia ściekoacutew w okresie
pogody bezopadowej (Qśc(pb))
Przelewy burzowe należy więc projektować na strumień graniczny - odpływu do
oczyszczalni
)( ) 1( bpścrpgro QnQQ (31)
gdzie
nrp - początkowe rozcieńczenie ściekoacutew (na podstawie RMŚ z 2006 r) nrp ge 3
Najczęściej stosowane są dwa rodzaje przelewoacutew burzowych
z jednostronną boczną krawędzią przelewową
z dwustronnymi bocznymi krawędziami przelewowymi
Każdy rodzaj przelewu może działać z dławionym (za pomocą rury dławiącej zastawki czy
regulatora wirowego) bądź niedławionym odpływem ściekoacutew (Qo) w kierunku
oczyszczalni
Schematy urządzeń do odciążania hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej za pomocą
przelewoacutew burzowych podano na rysunkach 34 35 i 36
24
Przelew boczny jednostronny
Rys 34 Schemat i przekroacutej poprzeczny jednostronnego bocznego przelewu burzowego
(z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd ndash strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Przelew boczny dwustronny
Rys 35 Schemat i przekroacutej poprzeczny dwustronnego bocznego przelewu burzowego
z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd - strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Rys 36 Przekroacutej podłużny bocznego przelewu burzowego z rurą dławiącą
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania przelewoacutew burzowych na
kanalizacji ogoacutelnospławnej z przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 2 w II
tomie podręcznika [1] (- w zakresie II stopnia studioacutew - magisterskich)
Zbiorniki retencyjne pełnią podobną funkcję hydrauliczną jak przelewy burzowe
Głoacutewnym parametrem eksploatacyjnym każdego zbiornika retencyjnego jest wspoacutełczynnik
redukcji strumieni ściekoacutew β
= QoQd (32)
gdzie
Qo - strumień objętości (natężenie przepływu) ściekoacutew odpływających ze zbiornika
Qd - strumień objętości ściekoacutew dopływających do zbiornika
25
Zbiorniki retencyjne buduje się je najczęściej na kanalizacji ogoacutelnospławnej i deszczowej
do przetrzymywania - retencjonowania ściekoacutew jako (rys 37)
otwarte - terenowe (w zagłębieniach naturalnych lub sztucznych) bądź jako
kryte - podziemne (tradycyjnie żelbetowe lub obecnie też z tworzyw sztucznych w
tym tzw bdquorurowerdquo zbudowane z odcinkoacutew rurociągoacutewkanałoacutew o dużych średnicach
oraz bdquoskrzynkowerdquo otoczone geowłoacutekniną)
A) B)
Rys 37 Rodzaje kanalizacyjnych zbiornikoacutew retencyjnych
A) zbiornik terenowy (otwarty) B) zbiornik podziemny (kryty)
Schematy przykładowych konstrukcji zbiornikoacutew retencyjnych do odciążania
hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej podano na rysunkach 38 i 39
Rys 38 Schemat zbiornika krytego na boczniku
(widok z goacutery i przekroacutej podłużny)
Na kanalizacji ogoacutelnospławnej nie dopuszcza się zasadniczo do podtopienia kanału
dopływowego przed przelewem min ze względu na możliwość odkładania się osadoacutew Stąd
konieczność stosowania wewnątrz krytych zbiornikoacutew przelewoacutew do awaryjnego zrzutu
ściekoacutew (rys 38)
26
Rys 39 Schemat zbiornika otwartego na kolektorze
(przekroacutej podłużny i widok z goacutery)
Podczas pogody bezdeszczowej ścieki bytowo-gospodarcze nie wpływają do otwartej
komory retencyjnej zbiornika przedstawionego na rysunku 39 a przepływają kanałami pod
dnem zbiornika
Ze względoacutew sanitarnych powierzchnie skarp i dna zbiornika powinny być uszczelnione
Zbiornik powinien być też ogrodzony i oznaczony tablicami ostrzegawczymi
Ograniczenie ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do odbiornikoacutew
W celu ochrony zwłaszcza małych odbiornikoacutew ściekoacutew (rzek potokoacutew) stosuje się
lokalne retencjonowanie i podczyszczanie ściekoacutew pochodzących ze zrzutoacutew burzowych o
wielkości strumienia Q gt 10 SNQ - średniego niskiego przepływu wody w odbiorniku (rys
310)
Rys 310 Schematy ideowe sposoboacutew ograniczenia ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do
odbiornikoacutew z przelewoacutew na kanalizacji ogoacutelnosławnej (pb ndash przelew burzowy)
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych z
przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 4 w II tomie podręcznika [1] (- w zakresie II
stopnia studioacutew - magisterskich)
27
313 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
OGOacuteLNOSPŁAWNEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowane były niewłaściwe - w świetle wspoacutełczesnej wiedzy
(rozdziały 5divide8 podręcznika [1]) opracowane jeszcze w latach pięćdziesiątych XX wieku
zasady projektowania i metody wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej
Podczas tzw suchej pogody kanałami ogoacutelnospławnymi płyną ścieki bytowo-gospodarcze
i przemysłowe oraz wody przypadkowe w tym infiltracyjne Podczas pogody deszczowej -
dodatkowo ścieki deszczowe
Wymiary (średnice) kanałoacutew dobierane były błędnie - do całkowitego wypełnienia
przekroju na strumień objętości (Q)
Q = Qh max śc + Qm (33)
gdzie
Qh max śc - maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysło-
wych
Qm - miarodajny strumień ściekoacutew deszczowych - obliczany z błędnego obecnie wzoru
Błaszczyka wg tzw metody granicznych natężeń (MGN) bądź metody stałych
natężeń (MSN)
Stosowany w obu metodach (MGN i MSN) wzoacuter Błaszczyka oparty na opadach z
przełomu XIX i XX wieku zaniża wyniki obliczeń obecnych natężeń jednostkowych deszczy
o rząd 40 [1] Ponadto założenia wyjściowe MGN - najczęściej dotychczas stosowanej w
Polsce prowadzą do dalszej redukcji strumienia spływu woacuted opadowych (Qm) w stosunku do
innych metod czasu przepływu stosowanych przykładowo w Niemczech w podobnych
warunkach hydrologicznych W rezultacie zaniżenie wartości bilansowanych strumieni woacuted
opadowych sięgać może nawet 100 (rozdz 85 podręcznika [1]) Tak zwymiarowane
systemy kanalizacyjne podatne są obecnie na częste wylania ktoacutere jeszcze w większym
stopniu wystąpią w przyszłości wskutek zmian klimatu (rozdz 4)
Podstawą nowoczesnego - bezpiecznego wymiarowania nowych bądź modernizowanych
systemoacutew kanalizacji ogoacutelnospławnej w Polsce powinien być właściwy bilans strumieni
ściekoacutew (patrz rozdział 5) i woacuted opadowych (rozdziały 6 7 i 8) ndash zapewniający osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych wg zaleceń
PN-EN 7522008 (rozdział 1 w II tomie podręcznika [1])
32 KANALIZACJA ROZDZIELCZA
321 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI ROZDZIELCZEJ
System kanalizacji rozdzielczej ze swej istoty jest dwu- lub więcej przewodowy W
miastach na ogoacuteł dwuprzewodowy złożony z
28
kanałoacutew ściekowych - odprowadzających ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe
do miejskiej oczyszczalni
kanałoacutew deszczowych - ze zrzutem ściekoacutew do odbiornika (po podczyszczeniu)
W zakładach przemysłowych system ten jest na ogoacuteł troacutejprzewodowy występują
kanały ściekowe (na ścieki bytowe pracownikoacutew)
kanały deszczowe
kanały ściekoacutew przemysłowych - zrzut ściekoacutew technologicznych po podczyszczeniu
na terenie zakładu do miejskiej kanalizacji ściekowej
Schematy funkcjonalne kanalizacji rozdzielczej przedstawiono w skali bdquomikrordquo ndash na
rys 311 oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości na rys 312
Rys 311 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomikrordquo
(Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna)
Rys 312 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomakrordquo
(zbr- zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew)
W przypadku gdy odbiornik charakteryzuje się małym - średnim niskim przepływem
(SNQ) bądź jest szczegoacutelnie chroniony nie należy w trakcie trwania opadu zrzucać dużych
objętości ściekoacutew deszczowych Należy woacutewczas budować zbiorniki retencyjne z
29
dławionym odpływem - sterowanym np regulatorami hydrodynamicznymi (omoacutewione
szczegoacutełowo w rozdziałach 4 i 5 - w II tomie podręcznika [1])
Na wylotach kanałoacutew deszczowych do odbiornikoacutew a najlepiej w miejscu powstawania
zanieczyszczeń wymagane jest obecnie stosowanie podczyszczalni mechanicznych ściekoacutew
opadowych - separatoroacutew sedymentacyjno-flotacyjnych (omoacutewionymi szczegoacutełowo w
rozdziale 6 - w II tomie podręcznika [1]) Zasady wymiarowania i doboru regulatoroacutew
hydrodynamicznych oraz osadnikoacutew-piaskownikoacutew i flotatoroacutew substancji ropopochodnych
zostaną podane na II stopniu studioacutew
322 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci deszczowej w systemie kanalizacji rozdzielczej -
podczas trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są najczęściej zbiorniki
retencyjne z dławionym odpływem
Zbiorniki retencyjne stanowią ważny element zaroacutewno modernizowanych jak i
nowoprojektowanych sieci kanalizacyjnych pełniąc rolę regulacyjno-redukcyjną strumieni
ściekoacutew Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew specjalnych (na boczniku bądź na
kolektorze) przedstawiono na rys 33
Na rys 312a podano przykład rozbudowy kanalizacji deszczowej z zastosowaniem
zbiornikoacutew retencyjnych
Nowa zlewnia F
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Regulator
QR = 1000 ls
Q3 = 1350 ls
Q2 = 600 lsZbiornik retencyjny V1
Q1 = 750 ls
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Q4 = 1000 ls
Q1 = 750 ls
Nowa zlewnia F
Zbiornik retencyjny V2
Regulator QR = 250 ls
Q2 = 600 ls
Q3 = 250 ls
Rys 312a Przyłączanie nowej zlewni (F) do istniejącego kolektora o ograniczonej
przepustowości (Qmax = 1000 dm3s) poprzez zbiornik retencyjny
a) na istniejącym kolektorze (V1) b) na nowym kanale (V2)
Głoacutewnie ze względu na zasadę działania grawitacyjne zbiorniki retencyjne ściekoacutew
deszczowych podzielić można na dwie grupy a mianowicie
przepływowe ndash klasyczne (najczęściej jednokomorowe)
przelewowe - nowej generacji (dwu- lub więcej komorowe)
30
Zaroacutewno konstrukcje przepływowe jak i przelewowe mają swoje zalety i wady Klasyczne
już przepływowe zbiorniki retencyjne budowane są z reguły jako ziemne - odkryte natomiast
przelewowe (wielokomorowe) zbiorniki retencyjne nowej generacji są z reguły żelbetowe -
podziemne Ma to niewątpliwie wpływ na koszty ich budowy O wyborze danej konstrukcji
zbiornika decydować powinna analiza techniczno-ekonomiczna wariantoacutew rozwiązań
technicznych przy uwzględnieniu miejscowych uwarunkowań terenowych
Zbiornik przepływowy
Rys 312b Schemat zbiornika przepływowego otwartego na kolektorze
deszczowym (przekroacutej podłużny i poprzeczny)
Zbiornik tradycyjny - przepływowy ma następujące wady
znaczna objętość użytkowa (Vu) komory retencyjnej (KR)
zmienny w czasie odpływ ze zbiornika (Qo) zależny od stopnia jego wypełnienia
odkładanie się zanieczyszczeń wleczonych na dnie zbiornika
znaczne koszty budowy i eksploatacji obiektu (płukanie po każdym opadzie)
max
dopływ
odpływ
dławiony
Qd
Qo
komora
retencyjna
Vu
min
Rys 312c Schemat działania jednokomorowego przepływowego zbiornika retencyjnego
Zbiornik przelewowy
Nowoczesne wielokomorowe przelewowe zbiorniki retencyjne (rys 33d) wyposażone są
w komorę przepływową (KP) z dławionym odpływem oddzieloną od komory retencyjnej
(KR) pionową przegrodą - z bocznym przelewem w części goacuternej i zaworem klapowym
(spustowym) przy dnie zbiornika
31
przegroda stała
rura wentylacyjna
kanał doprowadzający
komora akumulacyjna rura dławiąca
komora
przepływowa
zawoacuter klapowy
Rys 312d Schemat ideowy dwukomorowego zbiornika przelewowego
Zbiornik przelewowy cechuje się przede wszystkim mniejszą objętością użytkową (V1)
komory retencyjnej (KR) w poroacutewnaniu do zbiornika przepływowego ndash o rząd 30
max Qd
Qo
komora
retencyjna
dopływ
odpływ
dławiony
komora
przepływowa
otwoacuter
klapowy
krawędź
przelewowa
V1
V3
Rys 312e Schemat działania dwukomorowego przelewowego zbiornika retencyjnego (Vu = V1 + V3)
V1 - objętość komory retencyjnej (KR) V3 - objętość komory przepływowej (KP)
Graficzne poroacutewnanie objętości na akumulację ściekoacutew w zbiornikach przepływowym
(tradycyjnym) i przelewowym - dwukomorowym podano na rysunku 312f
Rys 312f Przebieg akumulacji ściekoacutew deszczowych w zbiornikach retencyjnych
1 - modelowy hydrogram przepływu w kanale dopływowym - przed zbiornikiem
2 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przelewowym (V1+V3)
3 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przepływowym (V1+V2+V3)
32
Z analizy przebiegu retencji wynika iż objętość użytkowa (Vu) zbiornika przepływowego
składa się z trzech objętości cząstkowych Vu = V1 + V2 + V3 a zbiornika przelewowego tylko
z dwoacutech Vu = V1 + V3
323 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
ROZDZIELCZEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowano (od lat pięćdziesiątych XX wieku) niewłaściwe obecnie - w
świetle wspoacutełczesnej wiedzy (rozdziały 4divide8 podręcznika [1]) zasady projektowania i metody
wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji rozdzielczej w odniesieniu zaroacutewno do kanałoacutew
ściekowych a zwłaszcza do kanałoacutew deszczowych z obiektami specjalnymi
Sieć deszczowa działa okresowo - w czasie tzw mokrej pogody Podczas suchej pogody
płyną tylko wody przypadkowe w tym infiltracyjne
Kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarne) wymiarowane były na strumień
Q = 2Qh max śc (34)
Średnice kanałoacutew ściekowych dobierane były w uproszczeniu - na
podwojony maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-
gospodarczych i przemysłowych tj przy uwzględnieniu woacuted
przypadkowych i infiltracyjnych w wysokości Qh max śc jako
mieszczących się w 100 rezerwie przepustowości dobranej
średnicy kanału
Kanały deszczowe
Q = Qm (35)
Wymiary kanałoacutew deszczowych dobierane były niewłaściwie - do
całkowitego wypełnienia przekroju Nie uwzględniano więc żadnej
rezerwy - na przyszłościowy rozwoacutej związanej ze zwiększaniem się
stopnia uszczelnienia powierzchni zlewni czy też wynikającej ze
zmian klimatycznych Miarodajny do wymiarowania kanałoacutew
deszczowych strumień ściekoacutew (Qm) obliczany był dwoma
metodami MGN lub MSN ndash obie z niewłaściwym obecnie wzorem
Błaszczyka na natężenie deszczy (zaniżającym wyniki o ok 40)
dla zakładanych częstości występowania opadoacutew - o wydłużonym
czasie trwania (o koncentrację terenową i retencję kanałową)
Ponadto przy wymiarowaniu kanałoacutew deszczowych w Polsce dopuszczano możliwość
częstszych ich przepełnień a więc i wylewoacutew z sieci w stosunku do kanałoacutew
ogoacutelnospławnych (zakładano roacuteżne skutki środowiskowe wylewoacutew) Przykładowo kolektory
deszczowe w terenach płaskich wymiarowane były na częstość występowania opadoacutew C = 2
lata a kanały boczne tylko na C = 1 rok (W kanalizacji ogoacutelnospławnej przyjmowano
odmiennie odpowiednio C = 5 i C = 2 lata)
Podobnie też jak w przypadku kanalizacji ogoacutelnospławnej wspoacutełczynnik spływu
powierzchniowego woacuted deszczowych uzależniano wyłącznie od stopnia uszczelnienia terenu
tj z pominięciem spadkoacutew i natężeń opadoacutew projektowych
33
W celu zapewnienia odpowiedniego standardu odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych w Polsce (- zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008) oraz
podniesienia niezawodności działania kanalizacji rozdzielczej (ściekowej i deszczowej) w
rozdziale 5 podręcznika [1] przedstawiono nowe zasady bilansowania strumieni ściekoacutew i
woacuted przypadkowych a w rozdz 8 zaproponowano modyfikację metody granicznych natężeń
(MGN) do postaci tzw metody maksymalnych natężeń (MMN) w tym zastąpienie wzoru
Błaszczyka wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych
W tomie II w rozdziale 1 [1] przedstawiono nowe zalecenia w formie wytycznych
technicznych wymiarowania (WTW) sieci odwodnieniowych i obiektoacutew specjalnych w
Polsce Omoacutewiono także wymagania odnośnie zachowania wspoacutełczesnych standardoacutew
odwodnień terenoacutew także w przyszłości jako przeciwdziałanie skutkom prognozowanych
zmian klimatu w perspektywie 2100 roku
33 KANALIZACJA POacuteŁROZDZIELCZA
331 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI POacuteŁROZDZIELCZEJ
System tzw kanalizacji poacutełrozdzielczej stosowany zwłaszcza przy modernizacjach
istniejących systemoacutew rozdzielczych czy przebudowywanych ogoacutelnospławnych jest
najczęściej dwuprzewodowy
Rys 313 Schemat funkcjonalny kanalizacji poacutełrozdzielczej w skali bdquomakrordquo
(s ndash separator zbr ndash zbiornik retencyjny OŚ ndash oczyszczalnia ściekoacutew)
System zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i
przemysłowe) połączone separatorami tj obiektami specjalnymi na kanałach deszczowych
do kierowania tzw pierwszej fali odpływu - zawierającej zanieczyszczenia spłukiwane ze
zlewni oraz osady wypłukiwane z kanałoacutew deszczowych (po okresie suchej pogody) do
kanałoacutew ściekowych i do oczyszczalni ściekoacutew (rys 313)
Następna (II) fala deszczu przy wzroście strumienia Q - jako mniej zanieczyszczona
odpływa już kanałami deszczowymi do odbiornika
34
Z doświadczeń eksploatacyjnych wynika że celowe jest stosowanie separatoroacutew
burzowych o działaniu ciągłym tzn w całym okresie trwania odpływu deszczowego takich
jak np przelewy boczne z dławionym odpływem czy też upusty denne z progiem piętrzącym
a technologicznie niewłaściwe jest stosowanie separatoroacutew o działaniu okresowym - jedynie
dla pierwszej fali odpływu jak np separatory kaskadowe czy rynnowe
Rys 314 Schemat separatora kaskadowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 315 Schemat separatora rynnowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 316 Schemat separatora w postaci przelewu bocznego z rurą dławiącą - o działaniu ciągłym
Kanalizacja poacutełrozdzielcza zapewnia dobrą ochronę odbiornika ściekoacutew ndash środowiska
bowiem najbardziej zanieczyszczone ścieki opadowe (zwłaszcza tzw I fali) kierowane są
poprzez separatory na oczyszczalnię miejską pracującą pod stałym nadzorem
35
332 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
POacuteŁROZDZIELCZEJ W POLSCE
Dotychczasowe zasady wymiarowania kanalizacji poacutełrozdzielczej są obecnie
niewłaściwe zaroacutewno w odniesieniu do kanałoacutew ściekowych jak i kanałoacutew deszczowych za
separatorami
Kanały ściekowe - za separatorami były wymiarowane na maksymalny godzinowy
strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych (Qh max śc) plus strumień ściekoacutew
deszczowych - tzw I-szej fali (QmI) - zależnej od natężenia granicznego deszczu płuczącego
qs przyjmowanego jak dotychczas w zakresie qs [6 15] dm3s ha stąd
Q = Qh max śc + Qm I (36)
Obecnie wg RMŚ z 2006 r qs ge 15 dm3s ha ndash dla zanieczyszczonej zlewni [1]
Kanały deszczowe analogicznie jak w kanalizacji rozdzielczej wymiarowane były na
zaniżony strumień Qm - wywołany deszczem miarodajnym o natężeniu q(C) - obliczanym z
niewłaściwego obecnie wzoru Błaszczyka
Q = Qm (37)
Nowe zasady ndash bezpiecznego projektowania i wymiarowania hydraulicznego kanalizacji
poacutełrozdzielczej z separatorami strumieni objętości ściekoacutew deszczowych podano w II tomie
książki [1] (- w rozdziałach 1 i 3)
34 ZALETY I WADY SYSTEMOacuteW KANALIZACYJNYCH
341 CZYNNIKI WPŁYWAJĄCE NA WYBOacuteR SYSTEMU
System kanalizacji ogoacutelnospławnej
Zalety Wady
1 Kroacutetsza łączna sieć kanałoacutew 1 Małe prędkości przepływu ściekoacutew przy
suchej pogodzie (odkładanie się osadoacutew)
2 Prostszy układ sieci ndash mniejsza możliwość
kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym
2 Nieroacutewnomierna praca miejskiej
oczyszczalni ściekoacutew
3 Sieć zajmuje mniej miejsca (np pod
jezdnią)
3 Duże średnice i zagłębienia kanałoacutew
(kolizje z innym uzbrojeniem)
4 Mniejsze koszty przyłączy posesji (jeden
przykanalik)
4 Konieczność budowy przelewoacutew
burzowych zbiornikoacutew retencyjnych
5 Mniejsze koszty budowy i eksploatacji 5 Niebezpieczne dla środowiska skutki
przepełnień kanałoacutew ndash wylewoacutew
6 Brak błędnych przyłączy (jedna sieć) 6 Gnilne zapachy ze studzienek i
wpustoacutew
36
System kanalizacji rozdzielczej
Zalety Wady
1 Efektywniejszy proces oddzielnego
oczyszczania ściekoacutew
1 Praktycznie podwoacutejna sieć
2 Bardziej roacutewnomierna praca oczyszczalni
ściekoacutew
2 Skomplikowany układ sieci (kolizje
kanałoacutew ściekowych z deszczowymi)
3 Mniejsze średnice kanałoacutew ściekowych
(większe prędkości przepływu)
3 Podwoacutejny pas zabudowy terenu
4 Mniejsze zagrożenie środowiskowe
wylewoacutew z kanałoacutew deszczowych
4 Większe koszty przyłączy
5 Możliwość etapowania budowy kanalizacji
(np najpierw ściekowa poacuteźniej deszczowa)
5 Występowanie błędnych podłączeń
(np kanałoacutew ściekowych do kanałoacutew
deszczowych lub odwrotnie)
6 Możliwość przebudowy na kanalizację
poacutełrozdzielną ndash dobudowa separatoroacutew
6 Najczęściej większe koszty budowy
i eksploatacji
Na wyboacuter systemu kanalizacyjnego wpływ mają następujące czynniki [1]
Istniejąca sieć hydrograficzna (rzeki potoki kanały otwarte) rozwinięta - sprzyja
wyborowi kanalizacji rozdzielczej
Wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich zdolność do samooczyszczania się duże rzeki
sprzyjają kanalizacji ogoacutelnospławnej
Ilość i rodzaj ściekoacutew ndash zwłaszcza przemysłowych (podczyszczonych na terenie
zakładu) ndash czy mogą być odprowadzane przez przelewy najczęściej nie ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Gęstość zabudowy terenu zwarta zabudowa sprzyja kanalizacji ogoacutelnospływowej
Możliwości finansowe w przypadku konieczności etapowania inwestycji ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Czynniki przemawiające za wyborem kanalizacji ogoacutelnospławnej
Brak rozwiniętej sieci hydrograficznej do odprowadzania woacuted deszczowych
Odbiornik gwarantuje samooczyszczanie się ndash możliwe zrzuty ściekoacutew z przelewoacutew
Gęsta zabudowa - znaczne uszczelnienie terenu
Analiza ekonomiczna innego wariantu (kosztoacutew budowy i eksploatacji) systemu
wskazuje na większe koszty
Czynniki przemawiające za wyborem systemu rozdzielczego bądź poacutełrozdzielczego
Rozwinięta sieć hydrograficzna ndash kroacutetkie kanały deszczowe
Brak możliwości zrzutu z przelewoacutew ściekoacutew mieszanych ndash małe odbiorniki
37
Luźna zabudowa - mniejsze uszczelnienie terenu mniejszy odpływ woacuted deszczowych
Większa pewność poprawnego działania z punktu widzenia ochrony środowiska (w
poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
Możliwość etapowania inwestycji - z braku środkoacutew finansowych (najczęściej
większe koszty budowy i eksploatacji w poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
342 ETAPOWANIE BUDOWY KANALIZACJI
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji ściekowej Sprzyjają
temu następujące czynniki
Dostarczanie wody z sieci wodociągowej co przyczynia się do większego jej zużycia
przez odbiorcoacutew i konieczność odprowadzania większego strumienia ściekoacutew bytowo-
gospodarczych w poroacutewnaniu do braku wodociągu
Niski poziom woacuted podziemnych grunt przepuszczalny i duże spadki powierzchni terenu
w kierunku odbiornikoacutew
Luźna zabudowa małe uszczelnienie powierzchni terenu i duża infiltracja opadoacutew do woacuted
podziemnych
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji deszczowej Sprzyjają
temu
Mniejsze wskaźniki odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych (np brak wodociągu) i
możliwość ich gromadzenia w zbiornikach bezodpływowych (bądź z drenażem
rozsączającym) oraz wywożenia wozami asenizacyjnymi do oczyszczalni
Wysoki poziom woacuted podziemnych grunt słabo przepuszczalny i małe spadki powierzchni
terenoacutew
Brak naturalnych odbiornikoacutew woacuted deszczowych
Etapowanie budowy kanalizacji stosuje się obecnie rzadko głoacutewnie na terenach
pozamiejskich (wiejskich) Etap II realizowany jest najczęściej po okresie 10divide20 lat
W Europie odchodzi się obecnie od idei pełnego odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
tj odprowadzania do kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej wszystkich woacuted
opadowych
Prawidłowa gospodarka wodna w zlewniach rzek powinna polegać na pozostawianiu
na miejscu (w zlewni) jak największej ilości bdquoczystychrdquo woacuted deszczowych aby zapobiec
trwałemu obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych
Przyczynia się to też do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze
maksymalne stany i przepływy wody w rzekach [1]
38
4 KWANTYFIKACJA ZMIAN KLIMATU DO
WYMIAROWANIA ODWODNIEŃ TERENOacuteW
41 ZAGROŻENIA WYNIKAJĄCE ZE ZMIAN KLIMATU
W Polsce podobnie jak w innych krajach Europy i świata obserwowane są zmiany
klimatu przejawiające się głoacutewnie wzrostami
średniej rocznej temperatury powietrza
intensywności opadoacutew atmosferycznych i
częstości występowania zdarzeń ekstremalnych (min susze powodzie huragany
trąby powietrzne)
Wzrost średniej rocznej temperatury powietrza odnotowywany jest we wszystkich
regionach kraju Według raportu Międzyrządowego Zespołu ds Zmian Klimatu
(IPCC2007) tylko w okresie 1960-2005 (46 lat) nastąpił wzrost średniej rocznej temperatury
globu o 074 degC Przyrost temperatury wynioacutesł więc już około 016 degC na dekadę Natomiast
poziom moacuterz i oceanoacutew na przestrzeni lat 1901-2010 podnioacutesł się o 019 m (IPCC2014)
Przyczyna ocieplania się klimatu ndash paradoksalnie największy przyrost temperatury
obserwuje się w zimie nie jest w pełni rozpoznana i budzi wciąż kontrowersje (tzw efekt
cieplarniany wywołany głoacutewnie emisją pary wodnej i CO2 do atmosfery) Bezsprzecznie
wzrost temperatury powietrza wywołuje istotne zmiany w cyrkulacji wody w cyklu
hydrologicznym (parowanie ndash kondensacja ndash opad) i nasilenie się występowania zwłaszcza w
ostatnich dziesięcioleciach ekstremalnych zjawisk pogodowych takich jak susze czy
powodzie
Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17 oC do nawet 44
oC a na każdy stopień
wzrostu temperatury przewiduje się globalnie wzrost intensywności opadoacutew o około 7
Natomiast poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m co zagraża już zalaniem
znacznych powierzchni przybrzeżnych (IPCC2014) Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce w tym roczna
wysokość i częstość występowania ekstremalnych opadoacutew regionalnych Zmiany w
strukturze opadoacutew objawiają się min tym że kroacutetkie (pojedyncze) intensywne opady
deszczu będą ulegać przegrupowaniu w dłuższe nawet kilkudniowe okresy o sumie
wysokości znacznie wyższej niż dawniej
Przykładowo we Wrocławiu na przestrzeni ostatnich 5 pełnych dekad (1960-2009)
odnotowano
spadkowy trend rocznej wysokości opadoacutew
wzrostowy trend odnośnie liczby dni deszczowych w roku
wzrostowy trend intensywności opadoacutew o czasach trwania od 5 min do 3 dni - średnio
na poziomie 13 [1]
Wywoływane zmianami klimatu zagrożenia ludności i infrastruktury miast związane są
przede wszystkim z niedoborem bądź nadmiarem wody
39
Ryzyko zaistnienia niekorzystnych w skutkach zjawisk takich jak susza czy powoacutedź
określa się zwykle jako kombinację prawdopodobieństwa wystąpienia oraz miary ich
negatywnych skutkoacutew - najczęściej jako iloczyn miary zagrożenia i miary zawodności
(straty gospodarcze i społeczne)
Przewidywanie zagrożeń związanych z niskimi oraz wysokimi stanami i przepływami
woacuted w warunkach zmieniającego się klimatu jest niezbędne dla racjonalnej gospodarki
wodnej miast Dotyczy to zwłaszcza podstaw projektowania budowy i eksploatacji ujęć
wody (powierzchniowej i podziemnej) czy też odwodnień - kanalizacji deszczowej czy
ogoacutelnospławnej na terenach zurbanizowanych Obserwowanym efektem zmian klimatycznych i poza klimatycznych jest zjawisko
wzrostu temperatury powietrza w miastach w stosunku do terenoacutew otaczających ndash tzw
Miejska Wyspa Ciepła MWC jest wynikiem min uwalniania się ciepła w środowisku
miejskim z procesoacutew przemysłowych i komunalnych ktoacutere modyfikują lokalnie warunki
meteorologiczne Związany z niedoborem wody w miastach spadek wilgotności gleby
przejawia się przede wszystkim przesuszeniem zieleni miejskiej co ogranicza możliwości
terenoacutew biologicznie czynnych w łagodzeniu wpływu wysokiej temperatury (rys 41)
Rys 41 Prądy konwekcyjne i opady w rejonie miejskiej wyspy ciepła [wwwwikipediapl]
Zagrożenia wynikające z warunkoacutew termicznych w miastach (MWC) wzrastają na ogoacuteł
liniowo wraz ze wzrostem wielkości miast Przeciętnie intensywność oddziaływania MWC
charakteryzują lokalne przyrosty temperatury od wartości niewiele przekraczających 10 ordmC -
w małych miastach do około 25 ordmC - w dużych miastach Jednakże w dużych aglomeracjach
w przypadku wystąpienia upałoacutew ponad 35 oC roacuteżnica temperatury powietrza pomiędzy
miastem a terenami otwartymi może sięgać nawet 10 oC Skutkuje to już istotnym wzrostem
wskaźnika śmiertelności mieszkańcoacutew
Zagrożeniami w funkcjonowaniu sieci i obiektoacutew infrastruktury miast takich jak systemy
wodociągowe z ujęciami systemy kanalizacyjne z oczyszczalniami ściekoacutew czy składowiska
odpadoacutew związanymi z nadmiarem wody są głoacutewnie powodzie i podtopienia Według
prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (SRES A1B) przykładowo
woda stuletnia w państwach środkowej Europy będzie zdarzać się średnio częściej niż raz na
50 lat [1]
40
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych
(powodzie rzeczne) i w strefie wybrzeża (powodzie sztormowe) Natomiast lokalne
podtopienia terenoacutew (powodzie miejskie) mogą wystąpić wszędzie najczęściej w efekcie
gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew Sprzyja
temu duże zagęszczenie zabudowy miejskiej oraz uszczelnienie powierzchni terenu
prowadzące do zmniejszenia bądź znacznego ograniczenia infiltracji woacuted opadowych do
gruntu
Zagrożenia i straty generowane powodziami miejskimi objawiają się lokalnymi wylewami
z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie ulic piwnic) wskutek min
niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci kanalizacyjnych -
zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Konieczna staje się więc modernizacja infrastruktury wodno-kanalizacyjnej na terenie całego
kraju (zwiększenie przepustowości sieci budowa zbiornikoacutew retencyjno-infiltracyjnych
obwałowań terenoacutew itp)
42 ROGNOZOWANE ZMIANY STRUKTURY OPADOacuteW W
PRZYSZŁOŚCI
421 TRENDY ZMIAN ROCZNYCH WYSOKOŚCI OPADOacuteW
Przykłady badań - prognoz
bull W Niemczech w XX wieku odnotowano ogoacutelny wzrost wysokości opadoacutew na poziomie
około 10 Jednak w środkowej i wschodniej części Niemiec wykazano zaroacutewno istotne
statystycznie trendy rosnące (np Jena) jak i malejące (np Goumlrlitz)
- wg Haumlnsel S Petzold S Matschullat J Precipitation Trend Analysis for Central Eastern Germany 1851ndash
2006 Bioclimatology and Natural Hazards 2009 vol 14
bull W Polsce analizowano trendy zmian rocznych wysokości opadoacutew (na 28 stacjach
IMGW) dla danych z lat 1951ndash2009 wykazano istotny statystycznie trend rosnący np
dla Rzeszowa ale też istotny trend malejący opadoacutew np na Śnieżce Ogoacutelnie przewaga
trendoacutew malejących
- wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia KGW PAN 2010
bull Szczegoacutełowe badania szeregoacutew czasowych opadoacutew z okresu 60 lat (1954-2013) dla 4
stacji IMGW Kłodzko Legnica Opole i Wrocław - położonych w dorzeczu Goacuternej
Odry wykazały zmniejszanie się rocznej i sezonowej wysokości opadoacutew Dla Legnicy i
Opola trendy malejące były na wyższym poziomie istotności niż dla Kłodzka i Wrocławia
(zaroacutewno w przypadku regresji liniowej jak i testu Manna-Kendalla)
- wg Kaźmierczak B Kotowski A Wdowikowski M Analiza tendencji rocznych i sezonowych zmian wysokości
opadoacutew atmosferycznych w zlewni Goacuternej Odry Ochrona Środowiska 2014 vol 36 nr 3
41
Rys 11 Lokalizacja stacji meteorologicznych IMGW-PIB w zlewni Goacuternej Odry
Zagrożenia wynikające z niedoboru wody
Zasoby wodne Polski należą do najuboższych w Europie Ich wielkość w przeliczeniu na rok
i mieszkańca jest trzykrotnie mniejsza od średniej europejskiej 4560 m3 w Europie w Polsce
ndash tylko 1580 m3 Wg danych GUS znakomita większość ujmowanej wody - około 85
pochodzi z zasoboacutew woacuted powierzchniowych a 15 z zasoboacutew woacuted podziemnych
W przyszłości zwiększać się będzie ryzyko zagrożenia tzw suszami hydrologicznymi
pogłębiającymi w wieloleciu niedobory wody w miastach (niskie stany i przepływy)
422 TRENDY ZMIAN CZĘSTOŚCI WYSTĘPOWANIA
INTENSYWNYCH OPADOacuteW
Przykład badań - prognoz
We Wrocławiu na przestrzeni lat 1960-2009 stwierdzono wzrost intensywności opadoacutew
- o czasach trwania od 5 min do 3 dni - dla częstości występowania
C ge 1 rok o 8 - na poziomie istotności 69
C ge 2 lata o 13 - na poziomie istotności 75
C ge 5 lat o 43 - na poziomie istotności 98
C ge 10 lat o 68 - na poziomie istotności 99
C ge 1 rok C ge 2 lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
42
C ge 5 lat C ge 10 lat
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
Rys 12 Trendy zmian przedziałowych wysokości opadoacutew maksymalnych dla częstości
występowania C ge 1 C ge 2 C ge 5 oraz C ge 10 lat we Wrocławiu w okresie 1960-2009
- wg Kaźmierczak B Kotowski A The influence of precipitation intensity growth on the urban drainage
systems designing Theoretical and Applied Climatology 2014 vol 118 nr 1
Zagrożenia wynikające z nadmiaru wody
Według prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (IPCC2007 -
SRES A1B) przykładowo bdquowoda 100-letniardquo w państwach środkowej Europy będzie zdarzać
się średnio częściej niż raz na 50 lat
- wg Kundzewicz Z W Zmiany ryzyka powodziowego w Europie Sympozjum Paryż - Orlean 28-3003 2012
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych -
powodzie rzeczne i w strefie wybrzeża - powodzie sztormowe (cofkowe)
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
Lokalne podtopienia terenoacutew - powodzie miejskie mogą wystąpić wszędzie najczęściej w
efekcie gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew
Zagrożenia i straty (gospodarcze i społeczne) generowane powodziami miejskimi
objawiają się lokalnymi wylewami z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie
ulic posesji piwnic) wskutek niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci
kanalizacyjnych - zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości
43
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 [1] Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[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
Biorąc pod uwagę obecną wiedzę na temat trendoacutew zmian klimatu do 2100 roku
dostosowanie typowych opadoacutew projektowych do wymiarowania i modelowania odwodnień
terenoacutew (tab 11 divide 13) można dokonać poprzez korektę ich intensywności - krzywych IDF o
obecnych częstościach występowania lub zmieniając częstości występowania wspoacutełczesnych
opadoacutew projektowych Oznacza to że dzisiejsze intensywności opadoacutew należy zwiększyć o
około 20 dla C = 1 rok do około 50 dla C = 10 lat lub też częstości występowania
obecnych opadoacutew należy zredukować około 2 razy
Na tej podstawie opracowano wytyczne do identyfikacji przyszłych przeciążeń
hydraulicznych w systemach kanalizacyjnych Flandrii w Belgii [1]
W Niemczech zaproponowano korektę częstości opadoacutew projektowych przyjmowanych
obecnie do weryfikacji nadpiętrzeń i wylewoacutew - wg standardu DWA-A1182006
Przykładowo dla terenoacutew mieszkaniowych zaproponowano scenariusz opadoacutew C = 5 lat
zamiast C = 3 lata (wg tab 13) - do weryfikacji występowania przyszłych nadpiętrzeń oraz
scenariusz opadoacutew ekstremalnych o C = 100 lat - dla zapewnienia wymaganej obecnie
dopuszczalnej częstości wylewoacutew raz na 20 lat (wg tab 11)
Na tej podstawie Krajowy Urząd ds Środowiska w Bawarii wydał w 2009 roku zalecenie
odnośnie częstości opadoacutew do identyfikacji przyszłych przeciążeń kanalizacji deszczowej i
ogoacutelnospławnej w Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii co przedstawiono w tabeli 44
Tab 44 Zmiany do zaleceń DWA-A1182006 (wg tab 13) odnośnie scenariuszy opadoacutew do
identyfikacji przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości dla Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii
wg Merkblatt Nr 4332009 [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu
Częstości opadoacutew do symulacji
- nadpiętrzeń - wylewoacutew
[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
44
43 DZIAŁANIA PREWENCYJNE I ZARADCZE
431 Identyfikacja potencjalnych przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości
Z powodu globalnych regionalnych i lokalnych zmian klimatycznych w przyszłości
wystąpi jeszcze więcej ekstremalnych zjawisk opadowych ktoacutere będą powodować lokalne
szkody na terenach zurbanizowanych Odpowiednie działania prewencyjne i zaradcze w celu
zminimalizowania negatywnych skutkoacutew takich zdarzeń w przyszłości są już dziś pilnie
potrzebne bowiem budowane obecnie systemy odwodnień terenoacutew powinny sprawdzać się w
działaniu w horyzoncie czasowym 2100 roku
Tak więc wymiarując dzisiejsze systemy kanalizacyjne powinniśmy uwzględniać
prognozowane scenariusze zmian klimatycznych w przyszłości
Pierwszym etapem do identyfikacji przeciążeń kanałoacutew i obiektoacutew w przyszłości
powinna być symulacja działania istniejącego bądź nowoprojektowanego systemu
odwodnienia odnośnie nadpiętrzeń
Parametrami kryterialnymi do wykazania konieczności dostosowania danego systemu
odwodnienia do zmian klimatycznych mogą być objętość właściwa wylewoacutew (OWW)
stopień zatopienia studzienek (SZS) i stopień wykorzystania kanałoacutew (SWK) Wskaźnik OWW
(w m3ha) wynika z obliczonej objętości wylewoacutew z kanałoacutew (V w m
3) względem
uszczelnionej ndash zredukowanej powierzchni Fzr danej zlewni (w ha)
zrF
VOWW (46)
Wskaźnik SZS ujmuje stosunek liczby zalanych do powierzchni terenu studzienek (Nz) do
ogoacutelnej liczby studzienek (N) danego systemu lub tylko powiązanych wzajemnie jego części
N
NSZS
z (47)
Wskaźnik SWK pozwala na ocenę średniego ważonego stopnia wykorzystania
przepustowości hydraulicznej całej sieci danego systemu odwadniającego lub jego części
i
n
iproj
i
i
l
Q
Ql
SWK1
max
(48)
gdzie
Qmaxi - maksymalna obliczona wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału m3s
Qproji - maksymalna projektowa wartość strumienia odpływu i-tego odcinka m3s
li - długość i-tego odcinka sieci kanalizacyjnej złożonej z n odcinkoacutew m
Wartości graniczne wskaźnikoacutew OWW SZS i SWK powinny być ustalane indywidualnie
dla danego systemu Przykład z [1] podano w tab 49
45
Tab 49 Parametry do oceny konieczności adaptacji kanalizacji do zmian klimatu Skala wartości wskaźnikoacutew
SWK [-]
00 02 04 06 08 10 12 14 16 18 2 gt2
SZS [-]
0 005 01 015 02 025 03 035 04 045 05 gt05
OWW [m3ha]
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 gt20
Potrzeba
dostosowania
brak średnia duża
W przypadku gdy zidentyfikowane zostaną lokalne przeciążenia systemu (wg scenariuszy
z tab 44) konieczne są dalsze analizy ryzyka podatności Można tego dokonać na podstawie
ocen GIS ilub in-situ a w przypadku stwierdzenia rozległych przeciążeń niezbędna staje się
dodatkowa symulacja działania systemu w połączeniu z cyfrowym modelem terenu
Zalecane jest to zwłaszcza w przypadku gdy co najmniej dwa kryterialne parametry oceny
(OWW i SZS lub SWK) wskazują na wysoką potrzebę adaptacji (tab 49) Szczegoacutełowa
analiza wynikoacutew symulacji pozwala na wytyczenie granic terenoacutew zalewowych a także na
specyfikację głębokości wody szybkości strumienia i objętości spływu wody
Dalsze kroki planowania powinny polegać na wskazaniu potencjalnych rezerwuaroacutew (np
zagłębień terenowych) do retencjonowania lub ewentualnie kierowania fali spływu
powierzchniowego na tereny słabiej zagospodarowane (nieużytki ogrody działkowe boiska
sportowe) z ewentualnym zaleceniem podwyższenia krawężnikoacutew lub też budowy wałoacutew
przeciw powodziowych (trwałych bądź zastawkowych)
432 Zasady miejscowego zagospodarowania woacuted opadowych
Zagrożenia dla systemoacutew kanalizacyjnych wynikające ze zmian klimatu wywoływane są
zaroacutewno omoacutewionymi już czynnikami klimatycznymi (wzrost temperatury powietrza i
zmiany w strukturze opadoacutew) jak i poza klimatycznymi związanymi min ze zmianami
sposobu zagospodarowania czy użytkowania terenu
Na zmiany klimatu nakłada się więc wpływ szeregu procesoacutew urbanizacyjnych w tym
intensywna działalność gospodarcza i zajmowanie nowych obszaroacutew szczegoacutelnie wrażliwych
na skutki zmian klimatu (np obszary zalewowe) Wzrasta też na ogoacuteł udział powierzchni
nieprzepuszczalnych na terenach już zabudowanych
Naturalny obieg wody w przyrodzie charakteryzuje się roacutewnowagą pomiędzy zjawiskami
opadoacutew atmosferycznych a procesami spływu powierzchniowego infiltracji do gruntu (i do
woacuted podziemnych) oraz parowania do atmosfery Dynamiczna urbanizacja terenoacutew miejskich
przyczynia się do zwiększenia powierzchni uszczelnionych na obszarach do niedawna słabo
zagospodarowanych lub pokrytych roślinnością Skutkuje to zmianami intensywności spływu
powierzchniowego woacuted opadowych
Wielkość infiltracji woacuted opadowych do gruntu w warunkach naturalnych szacowana jest
zwykle na poziomie 80divide100 przy spływie powierzchniowym wynoszącym 20divide0
Rozwoacutej miast i związany z tym proces uszczelniania powierzchni burzy te proporcje W
zależności od stopnia urbanizacji spływ powierzchniowy może sięgać nawet powyżej 80
46
a naturalna infiltracja woacuted opadowych może zostać ograniczona do poziomu poniżej 20
(rys 47)
Rys 47 Spływ powierzchniowy i podziemny woacuted opadowych w zależności
od stopnia urbanizacji terenu [httplincolnnegov]
Zgodnie z zasadą zroacutewnoważonego rozwoju prawidłowa gospodarka wodna na
terenach zurbanizowanych powinna polegać na zagospodarowaniu jak największej objętości
bdquoczystychrdquo woacuted opadowych tak aby
zmniejszyć i opoacuteźnić spływ powierzchniowy woacuted do odbiornikoacutew oraz
zapobiec obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych w miastach
Wykorzystuje się w tym celu procesy retencji infiltracji i ewapotranspiracji w takich
obiektach jak zbiorniki retencyjno-infiltracyjne naturalne niecki terenowe czy lansowane
ostatnio tzw zielone dachy [1] Unikać przy tym należy generalnie nadmiernego
uszczelniania powierzchni terenu (stosować np utwardzanie ażurowe) Przyczyni się to w
bezpośredni bądź pośredni sposoacuteb do ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed powodziami
miejskimi ndash wylewami z kanałoacutew
Wodyścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z zanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych przed wprowadzeniem ich do gruntu
powinny być podczyszczane Wynika to z Rozporządzeń Ministra Środowiska (RMŚ) z
2006 i 2014 roku Nie dotyczy to woacuted opadowych pochodzących z niezanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni ndash jako umownie bdquoczystychrdquo (np z dachoacutew na terenach
mieszkaniowych)
Infiltracja z retencją powierzchniową stosowana jest na terenach zielonych Najczęściej
wykorzystuje się do tego celu naturalne zagłębienia terenu jako tzw niecki rozsączające w
ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza zwykle 03 m Zbiorniki rozsączające to zazwyczaj
wyprofilowane zagłębienia terenu w ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza 10 m
Poprawę zdolności chłonnych zbiornikoacutew oraz efektoacutew samooczyszczania woacuted
opadowych można uzyskać poprzez obsianie dna i skarp odpowiednio dobranymi
mieszankami traw i innej roślinności
47
Infiltracja z retencją podziemną - rozsączanie podziemne woacuted opadowych może się
odbywać poprzez skrzynki czy komory rozsączające oraz studnie czy drenaże chłonne (rys
48)
a) b) c)
Rys 48 Schematy przykładowych urządzeń do rozsączania podziemnego woacuted deszczowych
a) skrzynki rozsączające b) komora rozsączająca c) studnia chłonna
Skrzynki rozsączające umieszcza się zwykle w odpowiednio głębokich wykopach w
ktoacuterych wykonuje się warstwę drenażową - o dużej wartości wspoacutełczynnika filtracji
Komory rozsączające charakteryzują się na ogoacuteł bardziej wytrzymałą konstrukcją nośną
w stosunku do skrzynek rozsączających Są najczęściej stosowane do odwadniania dużych
powierzchni
Studnie i drenaże chłonne znajdują zastosowanie przy braku naturalnych odbiornikoacutew i
przy ograniczonych możliwościach zastosowania urządzeń o większej powierzchni infiltracji
5 METODY BILANSOWANIA STRUMIENI ŚCIEKOacuteW
51 ŚCIEKI BYTOWO-GOSPODARCZE I PRZEMYSŁOWE
Grawitacyjne kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarnerdquo) są wymiarowane na
maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew bytowo-gospodarczych i
przemysłowych przy uwzględnieniu dodatkowo strumienia woacuted przypadkowych w tym
infiltracyjnych oraz rezerwy na przyszłościowy rozwoacutej
Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej ilub przemysłowej jest
właściwy bilans strumieni ściekoacutew Obecnie odstępuje się często od sporządzania
szczegoacutełowych bilansoacutew wodnych na rzecz bilansoacutew opartych na wskaźnikach scalonych ndash
na perspektywę ge 50 lat
Bilans odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych oraz przemysłowych opracować można
wg podobnej metodyki - jak bilans zapotrzebowania na wodę
48
Ogoacutelnie średnie dobowe w roku (Qdśr) zużycie wodyodpływ ściekoacutew (w m3d) wynosi
idisrd QQ
365
1365
1
(51)
Rys 51 Nieroacutewnomierność poboru wody bądź odpływu ściekoacutew w roku (0274=100365 d)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (Nd) i odpływ maksymalny dobowy odpływ
ściekoacutew (Qdmax) wynosi
ddsrd
dsr
dd NQQ
Q
QN max
max (52)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności godzinowej (Nh) i odpływ maksymalny godzinowy
odpływ ściekoacutew (Qhmax) w dobie o Qdmax wynosi
hhsrh
d
h
hsr
hh NQQ
Q
Q
Q
QN max
max
maxmax 24 (53)
Rys 52 Nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew w dobie (4167=10024 h)
Stąd ogoacutelnie maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew (w dm3s) wyniesie
86400max srdhdh QNNQ (54)
Wielkość zużycia wody w danej jednostce osadniczej określić można najdokładniej na
podstawie zarejestrowanego poboru wody (z wodomierzy) Odpływ ściekoacutew bytowo-
gospodarczych czy przemysłowych jest mniejszy od 100 - zarejestrowanego poboru wody i
ma mniejszą nieroacutewnomierność godzinową (retencja sieci) w stosunku do poboru wody w
tym przesuniętą w czasie (rys 53)
49
Rys 53 Nieroacutewnomierność poboru wody i odpływu ściekoacutew w dobie
Dotychczasowe wytyczne techniczne projektowania (WTP) kanalizacji z roku 1965 a
zwłaszcza zalecenia Instytutu Kształtowania Środowiska (IKŚ) z 1978 r ndash straciły swą
aktualność co do wartości wskaźnikoacutew zużycia wody i odpływu ściekoacutew z gospodarstw
domowych
Były mocno przeszacowane podawały bardzo duże wartości wskaźnikoacutew qj zużycia
wody w przeliczeniu na mieszkańca i dobę (- nawet 300 dm3d na Mk)
Obecnie bdquoobowiązująrdquo zalecenia wg Rozporządzenia Ministra Infrastruktury z 2002
roku znacznie niższe - przeciętne bdquonormy zużycia wodyrdquo w gospodarstwach domowych
(bdquomieszkalnictwordquo ndash wg tab 51)
Tab 51 Wskaźniki zapotrzebowania na wodę w miastach
Elementy zagospodarowania
przestrzennego
terenu zurbanizowanego
Jedno-
stka
Wskaźnik
zużycia wody qj
dm3d
Wspoacutełczynnik
nieroacutewnomierności
dobowej Nd
1 Mieszkalnictwo
- wielorodzinne kl I
i jednorodzinne wg kl II
klasy wyposażenia kl III
instalacyjnego kl IV
mieszkań kl V
Mk
Mk
Mk
Mk
Mk
140divide160
80divide100
70divide90
50divide60
30
15divide13
15divide13
2divide15
2divide15
2divide15
2 Usługi ogoacutelnomiejskie
3 Komunikacja zbiorowa
4 Mycie ulic i placoacutew
5 Podlewanie zieleni miejskiej
Mk
Mk
Mk
Mk
60
4
10
10
13
12
24
60
6 Tereny przemysłowo-składowe
- wskaźnik na mieszkańca
- przemysł niewodochłonny
- przemysł wodochłonny
Mk
m3d∙ha
m3d∙ha
70
30 divide 100
100 divide 500
115
115
115
I klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z dostawą ciepłej wody użytkowej z zewnątrz
II klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
III klasa - niepełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
IV klasa - wodociąg ubikacja bez łazienki
V klasa - wodociąg bez ubikacji i łazienki brak kanalizacji
niższe wartości dotyczą przypadku braku sieci kanalizacyjnej - zbiorniki bezodpływowe
zaniżone wartości (w II klasie) - niezgodne z badaniami zużycia wody w miastach
50
UWAGA Zaznaczyć jednak należy że zalecenia wg RMŚ z 2002 r dotyczą głoacutewnie
rozliczeń ryczałtowych w sytuacji braku pomiaru zużycia wody przez odbiorcoacutew do czego
ograniczała się delegacja ustawowa dla ministra na podstawie Ustawy z dnia 7 czerwca 2001
r o zbiorowym zaopatrzeniu w wodę i zbiorowym odprowadzaniu ściekoacutew (Dz U Nr 72)
Metodyka bilansoacutew ściekoacutew Najpierw bilansuje się średnie dobowe (w m3d)
zapotrzebowanie na wodę w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego
(tab 51) posługując się liczbą mieszkańcoacutew (Mk) miastaosiedla i wskaźnikiem średniego
dobowego zapotrzebowania na wodę (qj)
Qd śr = 0001
6
1i
q j middot Mk (55)
gdzie
qj - wskaźnik dobowego zużycia wody przez mieszkańca w dm3d (tab 51)
a następnie oblicza się maksymalny dobowy strumień odpływu ściekoacutew (w m3d) z wzoru
Qd max śc = Σ (Qd śr middot Nd middot η) (56)
lub
Qd max śc =0001 Σ (qj middot Mk middot Nd middot η) (57)
gdzie
Nd ndash wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (tab 51)
η ndash wspoacutełczynnik zmniejszający - określający strumień odpływu ściekoacutew
Przyjmuje się więc że odpływ ściekoacutew jest mniejszy od poboru wody wodociągowej o
wartość mnożnika
η = 095 dla mieszkalnictwa i usług ogoacutelno miejskich (urzędoacutew szkoacuteł szpitali itd)
η = 10 dla komunikacji zbiorowej
η = 025divide050 dla mycia ulic i placoacutew - w kanalizacji ogoacutelnospławnej oraz η = 0 - w
kanalizacji rozdzielczej (kanały ściekowe) ndash niezgodne z rzeczywistością
η = 0 dla podlewania zieleni miejskiej (woda nie trafia do kanalizacji)
η = 085 dla terenoacutew przemysłowo-składowych
Przyjmując za podstawę obliczony maksymalny dobowy odpływ ściekoacutew Qd max śc =
100 w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego (poz 1divide4 i 6 - tab
51) sporządza się histogramy odpływoacutew godzinowych ściekoacutew - wykorzystując
dotychczasowe (z braku aktualnych) modele symulacyjne zapotrzebowania na wodę tj
rozbioroacutew w poszczegoacutelnych godzinach doby - wg tab 52
51
Tab 52 Modele symulacyjne rozkładoacutew godzinowych zapotrzebowania na wodę w dobie
maksymalnej i wartości wspoacutełczynnikoacutew (η) określających dobowy odpływ ściekoacutew [1]
Godziny
od - do
Elementy zagospodarowania przestrzennego terenu zurbanizowanego Mieszkalnictwo Usługi
ogoacutelno-
miejskie
Komunika-
cja zbiorowa
Mycie ulic i
placoacutew
Podlewanie
zieleni
Tereny
przemy-
słowe wieloro-
dzinne
jedno-
rodzinne
0 ndash 1 125 135 100 - 625 - 050
1 ndash 2 085 065 100 1650 625 - 050
2 ndash 3 085 065 100 1650 625 - 050
3 ndash 4 085 065 100 1650 625 - 050
4 ndash 5 210 085 100 1650 625 1250 050
5 ndash 6 250 (300) 300 100 - 625 1250 050
6 ndash 7 545 (625) 515 100 - - 1250 875
7 ndash 8 625 (545) 475 200 - - 1250 875
8 ndash 9 495 (445) 445 300 - - - 875
9 ndash 10 440 420 700 850 - - 875
10 ndash 11 420 340 1000 850 625 - 875
11 ndash 12 405 340 1200 850 625 - 875
12 ndash 13 390 340 1200 850 625 - 875
13 ndash 14 430 400 1200 - 625 - 875
14 ndash 15 440 420 1000 - - - 325
15 ndash 16 475 380 700 - - - 325
16 ndash 17 565 435 300 - - - 325
17 ndash 18 530 500 300 - - 1250 325
18 ndash 19 565 685 300 - 625 1250 325
19 ndash 20 630 915 300 - 625 1250 325
20 ndash 21 660 900 200 - 625 1250 325
21 ndash 22 680 745 200 - 625 - 325
22 ndash 23 545 550 100 - 625 - 050
23 ndash 24 320 480 100 - 625 - 050
Suma 100 100 100 100 100 100 100
η 95 95 95 100 0 divide 50 0 85
- przy założonej przeciętnej zmianowości I zmiana - 70 II zmiana - 26 III zmiana - 4
( ) - wartości dla miast o przewadze funkcji przemysłowych
Zsumowanie odpływoacutew godzinowych ściekoacutew z wszystkich elementoacutew
zagospodarowania (w danej godzinie w dobie maksymalnej) prowadzi do określenia
największej wartości Qh max śc (najczęściej występującej w godzinach rannych 600
divide 800
lub
wieczornych - 1900
divide 2200
) ktoacutera jest podstawą doboru średnic kanałoacutew ściekowych
Bilanse odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych opracowuje się
najczęściej na perspektywę ge 50 lat Należy uwzględnić planowane zagospodarowanie
przestrzenne terenoacutew w tym liczbę mieszkańcoacutew rodzaj przemysłu oraz usług w danych
jednostkowych osadniczych Decydujący o wielkości odpływu ściekoacutew jest zwykle udział
mieszkalnictwa (wielo- i jednorodzinnego) ndash zwykle 60divide80 Qd max śc
52
Wg danych ATV-DVWK-A11819992006 średnie dobowe zużycie wody przez
mieszkańca łącznie z usługami kształtuje się w Niemczech na poziomie od 80 do 200 dm3d
Odpowiednio w Polsce wg danych z tabeli 51 wynosi od 90 dm3d do 220 dm
3d
Przeciętnie w polskich miastach szacowane jest obecnie na poziomie 130 dm3dmiddotMk i
maleje wraz ze wzrostem liczby wodomierzy co jest skutkiem oszczędnego gospodarowania
wodą - min likwidacji przeciekoacutew z zaworoacutew spłuczek większej liczby zmywarek do
naczyń pralek montażu kabin natryskowych zamiast wanien kąpielowych itd
UWAGA W przypadku terenoacutew wiejskich nie przekracza na ogoacuteł 100 dm3dmiddotMk
Z braku danych w polskiej literaturze można posługiwać się wytycznymi niemieckimi
(ATV A-118) ktoacutere na perspektywę 2050 roku przewidują wskaźnik scalony [1]
qbg = 0004 divide 0005 dm3s na mieszkańca
- jako maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych - miarodajny do
wymiarowania miejskich kanałoacutew ściekowych
Na tej podstawie strumień Qbg (w dm3s) wynosi
Qbg = qbg middot Z middot Fbg (58)
gdzie
Z - gęstość zaludnienia Mkha
Fbg - powierzchnia zlewni ściekoacutew bytowo-gospodarczych ha
Zaludnienie terenoacutew (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mkha - tereny wiejskie o luźnej
zabudowie do 300 Mkha - centra miast
Odnośnie terenoacutew przeznaczonych na przemysł można tutaj roacutewnież posługiwać się
wskaźnikami scalonymi wg ATV A-118 skąd Qp (w dm3s)
ppp FqQ (59)
gdzie
qp(n) = 02divide05 dm3s ha - dla przemysłu niewodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(n) = 03divide12 dm3s ha)
qp(w) = 05divide10 dm3s ha - dla przemysłu wodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(w) = 12divide58 dm3s ha)
Fp ndash powierzchnia terenoacutew przemysłowych ha
Ogoacutelnie wartość Qp zależny od branży technologii produkcji czasu pracy -
zmianowości i liczby pracownikoacutew itp Przemysł może mieć też istotny wpływ na
nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew (rys 54)
Polskie dotychczasowe wytyczne znacznie przeszacowują racjonalnie uzasadnione
potrzeby wodne zwłaszcza przemysłu wodochłonnego w poroacutewnaniu do państw unijnych
53
UWAGA Odpływ ściekoacutew z terenoacutew przemysłowych może być większy niż
zarejestrowany poboacuter wody wodociągowej Zakłady posiadają często własne ujęcia
wody Woacutewczas ilość i nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew przemysłowych ustalać
należy na podstawie ankiet ilub pomiaroacutew
Rys 54 Wpływ zmianowości pracy w przemyśle na nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew
52 WODY PRZYPADKOWE
Szczegoacutełowe ustalenie strumieni ściekoacutew miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
powinno uwzględniać dodatkowo dopływ woacuted przypadkowych tj głoacutewnie infiltracyjnych i
opadowych
Wskutek niestarannego wykonania kanałoacutew oraz starzenia się materiałoacutew dochodzi do
braku szczelności kanałoacutew co powoduje
- infiltrację woacuted podziemnych do wnętrza kanałoacutew bądź też
- eksfiltrację ściekoacutew do gruntu i skażenie woacuted podziemnych
Tabela 53 Możliwe składowe woacuted przypadkowych w zależności od rodzaju kanałoacutew
wg ATV A-11819992006 [1]
Kanał ogoacutelnospławny Kanał deszczowy Kanał ściekowy (bdquosanitarnyrdquo) - infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające wody drenażowe
źroacutedlane oraz powierzchniowe (ze
strumieni potokoacutew itp)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające ścieki (bdquosanitarnerdquo)
poprzez błędne podłączenia
- dopływające wody deszczowe
poprzez włazy studzienek i błędne
podłączenia
54
Wg dotychczasowych polskich wytycznych technicznych z 1965 roku w przypadku gdy
dno kanału zagłębione jest pod zwierciadłem wody podziemnej dla H le 4 m (wg rys 55)
wartość infiltracji należało przyjmować
dla sieci osiedlowej qinf = 10 m3d km lub 05 divide 20 m
3d ha
dla sieci miejskiej
qinf = 10 m3d km lub 05divide20 m
3d ha - kanały murowane i tworzywowe
qinf = 30 m3d km lub 15divide60 m
3d ha - kamionkowe
qinf = 40 m3d km lub 20divide80 m
3d ha - betonowe
Rys 55 Zagłębienie kanału względem zwierciadła wody podziemnej
Przy zagłębieniu kanałoacutew H gt 4 m należało zwiększyć qinf o 20 co 1 m powyżej 4 m
(Dla przykładu dla H = 6 m i kanału miejskiego z kamionki qinf = 14 middot 30 = 42 m3d km)
UWAGA Obecnie wykonuje się proacuteby szczelności nowych kanałoacutew - przy odbiorze
technicznym - mniejsza infiltracja w przyszłości
Wody przypadkowe to obok infiltracyjnych głoacutewnie wody deszczowe dopływające do
kanałoacutew ściekowych (podczas pogody deszczowej) przez
otwory wentylacyjne we włazach studzienek kanalizacyjnych
błędne podłączenia np rynien dachowych wpustoacutew podwoacuterzowych itp
Wielkość dopływu woacuted przypadkowych zależy od charakterystyki miastaosiedla (rodzaju
materiału kanałoacutew jakości wykonania i wieku kanałoacutew oraz zagłębienia pod zwierciadłem
wody podziemnej spadkoacutew powierzchni terenu rodzaju nawierzchni droacuteg itp)
Można ją oszacować przez pomiar strumienia przepływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych
i przemysłowych w godzinach nocnych - przy odciętym dopływie wody wodociągowej
podczas pogody deszczowej i bezdeszczowej
Na podstawie wytycznych niemieckich ATV A-11819992006 zaleca się przyjmowanie
następujących wartości wskaźnikoacutew
55
qinf [005 015] dm3s∙ha - dla infiltracji (wg polskich wytycznych dla H le 40 m
wskaźnik ten wynosił qinf = 0006divide010 dm3s ha )
qwd [02 07] dm3s∙ha - dla dopływu woacuted deszczowych (nie uwzględniany w
dotychczasowych polskich wytycznych )
czyli łącznie
qprzyp [025 085] dm3s∙ha - do wymiarowania kanałoacutew ściekowych
53 ZALECANE WYPEŁNIENIA KANAŁOacuteW ŚCIEKOWYCH
Dotychczas w Polsce (wg WTP z 1965 r) błędnie przyjmowano ryczałtowo strumień
woacuted przypadkowych w tym infiltracyjnych z rezerwą na przyszłościowy rozwoacutej w
wysokości 100 Qh max śc tj ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych a wymiar
kanału dobierano na 2Qh max śc - do całkowitego wypełnienia kanału
Zmienione zasady projektowe z 1983 roku [IKŚ] zalecały przyjmowanie wypełnień
względnych kanałoacutew ściekowych hD le 06 (tj do 60 średnicy) dla kanałoacutew o średnicach D
lt 10 m ale dla miarodajnego (maksymalnego godzinowego) strumienia samych ściekoacutew Q
= Qbg + Qp czyli do 67 obliczeniowej przepustowości całkowitej (Qo = 100) kanału
kołowego
Tym samym ograniczono rezerwę przepustowości takich kanałoacutew ndash łącznie na wody
przypadkowe i infiltracyjne oraz na przyszłościowy rozwoacutej - z ok 50 do ok 33 (rys
56) przepustowości całkowitej (Qo) Prowadzi to do niedowymiarowania średnic kanałoacutew
Rys 56 Przykładowe krzywe sprawności hydraulicznej kanału kołowego (QQo od hD)
Wypracowane w Niemczech zasady wymiarowania kanałoacutew ściekowych są
poprawniejsze bowiem rezerwa bezpieczeństwa przepustowości kanałoacutew ściekowych (na
przyszłościowy rozwoacutej) jest uwzględniana dopiero po wyznaczeniu miarodajnego odpływu
ściekoacutew Qśc tj łącznie ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz woacuted
przypadkowych (- infiltracyjnych i nieuniknionego dopływu woacuted deszczowych)
56
Tak więc miarodajny strumień objętości ściekoacutew wyznacza się dla 4 składowych
dopływu
Qśc = Qbg + Qp + Qinf + Qwd (511)
- a kanały ściekowe dobiera się na wypełnienie hD od 50 do 70 co odpowiada
przepustowości całkowitej (Qo = 100) przekroju kołowego od 50 do 83 (rys 56) czyli
pozostaje bdquoczystardquo rezerwa na przyszłościowy rozwoacutej od 50 do 17 Qo ndash w zależności od
ważności kanału ściekowego w systemie
Powstająca w ten sposoacuteb bdquonadwyżkardquo przepustowości kanału nie może być w żadnym
wypadku traktowana w kategorii bdquorozrzutnościrdquo lecz jako zabezpieczenie pewności działania
systemu (ochrony przed wylaniem) a także jako rezerwa rozwojowa do ewentualnego
wykorzystania w przyszłości
W ten sposoacuteb wymiarowanie staje się bardziej bezpieczne a jego rezultat daje się
potwierdzać w trakcie eksploatacji już istniejących systemoacutew
Przykład metodyczny 1
Podział zlewni miejskiej ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych na
powierzchnie cząstkowe przynależne do danego odcinka kanału ściekowego (A-B-C) i
obliczenia strumieni ściekoacutew miarodajnych do doboru średnic (rys 57)
Rys 57 Schemat podziału zlewni ściekoacutew na powierzchnie cząstkowe
Wymiar kanału na odcinku AB dobieramy na strumień miarodajny - maksymalny
godzinowy QB (w dm3s) - bezpośrednio przed węzłem B
QB = qbg middot Z middot sumFbg AB + [(qinf + qwd) middot sumFbg AB]
a wymiar kanału na odcinku BC na łączny strumień QC (na odcinkach AB i BC) -
bezpośrednio przed węzłem C
QC = QB + qbg middot Z middot Fbg BC + [(qinf + qwd) middot Fbg BC] + qpmiddot Fp BC + [(qinf + qwd) middot Fp BC]
57
Przykład metodyczny 2
Przyporządkowanie pośrednich średnic kanałoacutew na odcinkach kolektora A-B-C-D wg
rysunku 58
Kolektor ściekowy AD podzielono na 3 odcinki i obliczono miarodajne strumienie
ściekoacutew QB QC i QD
ndash dla odcinka AB ndash dla QB i spadku dna kanału ik1 dobrano D1 = 06 m
ndash dla odcinka BC ndash dla QC i spadku dna kanału ik2 dobrano D2 = 08 m
ndash dla odcinka CD ndash dla QD i spadku dna kanału ik3 dobrano D3 = 12 m
Do wyznaczenia położenia pośrednich średnic kolektora pomocny jest wykres Q = f(LAD)
na podstawie ktoacuterego zakładając proporcjonalny przyrost strumienia na długości kanału
można określić położenie innych średnic np D = 03 m D = 04 m D = 05 m i D = 10 m
Rys 58 Wykres metodyczny do określania pośrednich średnic kanałoacutew
UWAGA Spadek dna kanału o średnicy Di musi być odpowiedni dla tej średnicy (ik min ge 1Di)
6 PODSTAWY BILANSOWANIA WOacuteD OPADOWYCH
61 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SPŁYWOacuteW OPADOWYCH
611 OPADY ATMOSFERYCZNE
Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głoacutewnie w postaci
deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej) Ze względu na odmienny charakter spływu tych
woacuted
natychmiastowy w przypadku deszczu
przesunięty w czasie w przypadku topnieniu śniegu czy lodu
do wymiarowania kanalizacji rozważane są wyłącznie opady deszczowe jako dające
największe chwilowe odpływy
Spływy woacuted pochodzące z topnienia śniegu czy lodu stwarzają problemy natury
jakościowej - są silnie zanieczyszczone min pyłami atmosferycznymi po długim okresie
zalegania na powierzchni terenu
58
Ogoacutelnie zjawisko opadoacutew deszczowych charakteryzują 3 parametry
intensywność deszczu I = ΔhΔt (zmiany wysokości opadu Δh w czasie Δt)
czas trwania deszczu t
zasięg terytorialny F
Intensywność deszczu nie jest stała w czasie jego trwania jak też w przestrzeni objętej
opadem
Deszcze wyjątkowo intensywne (tzw ulewne czy nawalne) zdarzają się rzadko (raz na kilka
czy raz na kilkanaście lat) trwają kroacutetko i mają mały zasięg terytorialny Przykład lokalne
bdquooberwanie chmuryrdquo
Deszcze mało czy średnio intensywne występują częściej trwają dłużej i obejmują większe
obszary Przykład opad regionalny typu bdquokapuśniaczekrdquo
Do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych największe znaczenie mają intensywne a
więc maksymalne opady o czasie trwania do kilku godzin Wywołują one bowiem
największe przepływy w kanałach deszczowych czy ogoacutelnospławnych
UWAGA W kanalizacji posługujemy się częściej pojęciem jednostkowego natężenia
deszczu q w dm3s ha zamiast intensywności deszczu I = ΔhΔt w mmmin Między tymi
wielkościami zachodzi związek wynikający z przeliczenia jednostek miar
q = 16667∙I (63)
i odwrotnie I = q 16667
Zasięg deszczu (w km2) opisuje w przybliżeniu formuła Rosłońskiego dla I lt 5 mmmin
F = 5(5 ndash I)3
(64)
Przykładowo
- dla I = 1 mmmin (q = 167 dm3s ha) - F = 320 km
2 (- obszar dużego miasta np Wrocław)
- dla I = 2 mmmin (q = 333 dm3s ha) - F = 135 km
2 (- mniejsze miasto)
- dla I = 3 mmmin (q = 500 dm3s ha) - F = 40 km
2 (- dzielnica miasta)
- dla I = 4 mmmin (q = 667 dm3s ha) - F = 5 km
2 (- osiedle mieszkaniowe)
612 POROacuteWNANIE ILOŚCIOWE SPŁYWOacuteW DESZCZOWYCH ZE ŚCIEKAMI
Nie cały opad na obszarze zurbanizowanym - zlewni deszczowej o powierzchni F spływa
do kanalizacji Część opadu deszczowego zwilża powierzchnie i wyparowuje część wypełnia
nieroacutewności terenu i wsiąka w grunt bądź też odpływa poza zlewnię zgodnie ze spadkiem
terenu Wielkość opadu ktoacutery nie stał się częścią spływu określa się jako straty
59
Tzw opad efektywny - dający spływ powierzchniowy związany jest ze zlewnią
zredukowaną Fzr (szczelną)
FFzr (65)
gdzie
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = (H ndash (E + straty))H ψ[0 1]
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mrok
E - wysokość parowania terenowego mrok bdquostratyrdquo - głoacutewnie wsiąkanie mrok
Poroacutewnanie spływoacutew ściekoacutew i woacuted opadowych w czasie
Jednostkową wielkość spływu powierzchniowego z opadoacutew w okresie obliczeniowym np 1
roku z powierzchni zlewni F = 10 ha oszacować można (w m3rok) z wzoru
FHQ (66)
Przyjmując dla Polski opad normalny H = 06 m spływ woacuted opadowych z 1 ha powierzchni
przykładowej zlewni miejskiej przy średnim wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 wyniesie
Odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych z 10 ha zabudowy miejskiej przy przyjęciu
gęstości zaludnienia Z = 200 Mkha i wskaźnika odpływu ściekoacutew qj = 02 m3Mk∙d ndash wraz z
usługami wyniesie w roku
rokmha
haMk
dMkmdFZqQ j
rocz
ść
33
1460001200)(
20365365
Wynika stąd że roczny odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych jest ok 8 razy większy od
odpływu woacuted opadowych
18180014600 rocz
op
rocz
ść QQ
Poroacutewnując jednak odpływy woacuted deszczowych i ściekoacutew w kroacutetkich okresach czasu - w
czasie trwania intensywnych opadoacutew (miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
ogoacutelnospławnych i deszczowych) powyższe relacje odwroacutecą się
Przykładowo przyjmując średnie natężenie deszczu np q = 100 dm3s ha przy średnim
wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 otrzymamy z powierzchni 1 ha
sdmhahasdmFqQ sek
op
33
300130)(100
a maksymalny godzinowy odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych przy Nd = 13 Nh = 20
qj = 200 dm3Mkmiddotd i Z = 200 Mkha wyniesie z powierzchni 1 ha
rokmmrokmFHQ rocz
op
32 1800100003060
60
sdmha
haMk
dMkdmFZqNNQ jhd
sek
ść
33
2186400
01200)(
20023186400
Wynika stąd stosunek 252130 sek
ść
sek
op QQ 1
(czasem nawet 1001 - przy bardzo rzadkich częstościach występowania intensywnych
opadoacutew)
62 POMIARY OPADOacuteW DESZCZOWYCH
621 DESZCZOMIERZE KLASYCZNE
Do rejestracji wysokości opadoacutew atmosferycznych powszechnie stosowany jest
deszczomierz Hellmanna (rys 62) Składa się z cylindrycznej osłony i 2 naczyń
montowanych na wysokości 10 m npt Naczynie goacuterne zakończone lejkiem kieruje opady
do naczynia dolnego - zbiornika Średnica wlotu wynosi 1596 cm stąd F = 200 cm2 Zwarta
budowa urządzenia zmniejsza parowanie Deszczomierze umieszczane są w okolicy
pozbawionej wysokich obiektoacutew drzew
Rys 62 Deszczomierz Hellmanna
Odczyty odbywają się raz na dobę (najczęściej o godz 7 rano) Woda przelewana jest
woacutewczas ze zbiornika do szklanej menzurki gdzie odczytuje się jej objętość skąd wysokość
opadu h = VF (10 mm wysokości opadu oznacza 10 dm3m
2)
Deszczomierz Hellmanna nie pozwala na śledzenie zmian intensywności opadoacutew w
czasie czy też rejestrację czasu trwania poszczegoacutelnych faz opadoacutew Do tych celoacutew służą (od
połowy XX wieku) pluwiografy pływakowe z graficznym zapisem zdarzeń na
pluwiogramach papierowych (rys 63) Dokładność pomiaru i zapisu takich urządzeń jest
rzędu 01 mm wysokości opadu tj 01 dm3m
2
61
Rys 63 Schemat pluwiografu pływakowego
622 DESZCZOMIERZE NOWEJ GENERACJI - BEZOBSŁUGOWE
Pluwiometry wagowe Istotną wadą klasycznych deszczomierzy jest ich uciążliwa
obsługa - codzienna w przypadku deszczomierza Hellmanna i co kilka dni w przypadku
pluwiografu pływakowego (w tym także obecnie konieczność digitalizacji zapisoacutew na
pluwiogramach papierowych do formatu cyfrowego do ich interpretacji czy archiwizacji)
Rozwoacutej automatyki elektroniki i radiotelefonii nowej generacji skutkował opracowaniem
nowych konstrukcji urządzeń do rejestracji opadoacutew deszczowych (ciekłych) i śnieżnych
(stałych) zwanych też pluwiointensometrami
Rys 64 Schemat pluwiointensometru wagowego
Pluwiointensometry wagowe pozwalają na rejestrację opadoacutew atmosferycznych (śniegu i
deszczu - opad łączny) z dokładnością do 001 mm wysokości opadu (h) Termostat z grzałką
umożliwia eksploatację urządzenia w okresach wczesnowiosennych i poacuteźnojesiennych ndash
przymrozki (rys 64) Pluwiogram w zapisie cyfrowym jest analogiczny do wyżej
omoacutewionego (papierowego) przesyłany może być drogą radiową do centrali
Pluwiometry korytkowe Deszczomierze z naczyniami wywrotnymi (korytkami)
stosowane są w automatycznych stacjach meteorologicznych min od 2007 r w sieci
62
IMGW-PIB - deszczomierze typu RG 50 firmy SEBA Wyposażone są w dwa na przemian
napełniane i oproacuteżniane zbiorniczki o małej pojemności (2 cm3)
Rys 65 Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r z deszczomierza SEBA na
stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu 1820
divide2255
ndash h = 387 mm)
Impulsy zadziałania rejestrowane są z dokładnością sekundową i wysyłane drogą radiową
do centrali w zapisie cyfrowym - w formie zestawień tabelarycznych wykresoacutew słupkowych
(hietogramoacutew) czy pluwiogramoacutew - przykład na rysunku 65 Jeden impuls odpowiada
opadowi o wysokości h = 01 mm (tj 01 dm3m
2)
623 DOKŁADNOŚĆ POMIAROacuteW OPADOacuteW I REPREZENTATYWNOŚĆ STACJI
Rejestratory elektroniczne mają istotne wady W odniesieniu do tradycyjnych
pluwiografoacutew pływakowych ktoacutere funkcjonują w zasadniczo niezmienionej postaci od
kilkudziesięciu lat urządzenia automatyczne są wrażliwe na zanieczyszczenia i ulegają często
rozregulowaniu a co za tym idzie ich wskazania stają się woacutewczas niemiarodajne
Rys 66 Deszczomierze na stacji meteorologicznej IMGW w Legnicy od lewej
pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna
Przestawiając system pomiarowy wyłącznie na rejestrację elektroniczną nie można więc
zapominać o okresowych kontrolach i kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych
metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy)
63
63 CHARAKTERYSTYKA ILOŚCIOWA OPADOacuteW
631 KRZYWE WZORCOWE OPADOacuteW
O zjawisku (tzw reżimie) opadowym określonego obszaru decyduje
położenie geograficzne
odległość od moacuterz i oceanoacutew
ukształtowanie powierzchni i wyniesienie nad poziomem morza
pokrycie i sposoacuteb użytkowania terenu
Ekstremalnie intensywne opady występujące w warunkach polskich nie roacuteżnią się
znacząco pod względem zwłaszcza dobowych sum wysokości od notowanych w krajach
ościennych (położonych na granicy klimatu morskiego i kontynentalnego jak Niemcy czy
Czechy) podobnie jak i opady we Wrocławiu (na Strachowicach) w poroacutewnaniu do
Warszawy (na Bielanach) ndash tabela 62
Tab 62 Maksymalne wysokości opadoacutew (w mm) o czasie trwania od 5 minut do 72 godzin w
wybranych krajach Europy na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany)
Kraj
Miejscowość
Czas trwania opadu
minuty godziny doby
5 10 15 30 1 2 3 6 12 1 2 3
Polska 253 80 798 126 1761 1179 220 2218 - 300 428 557
Niemcy - 126 - 40 200 239 246 112 - 312 3799 458
Czechy 298 398 502 799 928 117 1266 1585 2036 3451 380 5367
Wrocław 131 187 247 329 353 577 619 631 642 801 1039 1169
Warszawa 206 219 28 366 408 495 504 57 68 801 1097 1133
Podstawową formą ilościowego opisu opadoacutew deszczowych są modele na zależność
intensywności I (mmmin) lub natężenia jednostkowego q (dm3s ha) bądź wysokości h (mm)
opadu od czasu jego trwania t i prawdopodobieństwa wystąpienia p lub zamiennie częstości
(powtarzalności) C opadu (lata) typu
( ) ( ) ( )I I t p q q t p h h t p (67)
Związek intensywności (czy natężenia jednostkowego) bądź wysokości opadu z czasem
jego trwania prezentowany jest najczęściej w postaci krzywych typu IDF (Intensity-Duration
Frequency) bądź krzywych typu DDF (Depth-Duration Frequency) dla roacuteżnych
prawdopodobieństw p (zamiennie częstości C) wystąpienia opadu Krzywe te stanowią
rodzinę hiperbol o ogoacutelnym roacutewnaniu
cbt
aI
n
)( (68)
w ktoacuterym a b c n - wspoacutełczynniki empiryczne zależne od prawdopodobieństwa pojawienia
się danego deszczu oraz od czynnikoacutew klimatycznych i fizjograficznych zlewni
64
Krzywe deszczy typu IDF czy DDF są tworami syntetycznymi ustalanymi na podstawie
materiału empirycznego Na ich podstawie tworzony jest opad blokowy - o stałej wartości
natężenia ktoacutery jest podstawą wymiarowania kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej tzw
metodami czasu przepływu
632 ZWIĄZEK NATĘŻENIA OPADU Z CZĘSTOŚCIĄ WYSTĘPOWANIA
Zależność pomiędzy natężeniem jednostkowym a czasem trwania deszczu o określonym
prawdopodobieństwie pojawiania się - czyli częstości występowania (tj powtarzalności w
latach) przedstawiono poglądowo na rysunku 68
Rys 68 Zależność (typu IDF) natężenia q od czasu trwania t deszczu o określonym
prawdopodobieństwie p pojawiania się - częstości występowania C
Prawdopodobieństwo (p) pojawienia się danego deszczu z częstością (C) jego
występowania ujmuje związek
C
p100
(69)
gdzie p ndash prawdopodobieństwo występowania deszczu wyrażane w (bądź w ułamku
woacutewczas p = 1C) określa ile razy w przeciągu 100-lecia zostanie osiągnięte lub
przekroczone dane natężenia deszczu q (w dm3s ha)
C ndash częstość pojawiania się deszczu wyrażana w latach oznacza że w danym C letnim
cyklu zdarzy się przynajmniej raz deszcz o natężeniu roacutewnym lub większym od q
stąd
p
C100
(610)
- co interpretujemy jako 1 raz na C lat
65
W krajach zachodniej Europy funkcjonuje pojęcie częstotliwości n występowania opadu
[6 201]
bdquoCzęstotliwośćrdquo df
C
n1
[1rok] (611)
- stąd fizykalnie n = p100 gdy p wyrazimy w oraz n = p gdy p wyrazimy w ułamku
Tab 63 Prawdopodobieństwo (p) częstotliwość (n) a częstość (C) występowania opadoacutew
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby w czasie dowolnie intensywnego deszczu zagwarantować
pełną ochronę terenu przed wylaniem
Nieopłacalne jest więc projektowanie kanalizacji na bardzo niskie prawdopodobieństwo
pojawienia się ekstremalnie intensywnych deszczy np o p = 001 = 1 tj zdarzających się
(teoretycznie) 1 raz na 100 lat gdyż średnice kanałoacutew byłyby woacutewczas bardzo duże i
niewykorzystywane przez dziesięciolecia
Nie można też za pomocą obliczeń w wiarygodny sposoacuteb określić fizycznie największego
(np o C = 100 lat) odpływu ze względu na stochastyczny tj losowy charakter opadoacutew
Do projektowania odwodnień terenoacutew brane są pod uwagę intensywne opady o
częstości występowania C [1 10] lat oraz o C [10 50] lat - do weryfikacji częstości
wylewoacutew
Wymagany standard odwodnienia terenu wg PN-EN 7522008 definiowany jest jako
przystosowanie systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych)
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną akceptowanej społecznie częstości wystąpienia
wylania z kanalizacji na powierzchnię terenu
64 MODELE OPADOacuteW DO PROJEKTOWANIA KANALIZACJI
641 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU OGOacuteLNOPOLSKIM
Model Reinholda
W 1940 roku Reinhold opublikował zasady projektowania kanalizacji obiektoacutew
komunikacyjnych typu autostrady mosty i wiadukty przejścia i przejazdy pod ulicami czy
lotniska w ktoacuterych sformułował model fizykalny opadoacutew postaci [1]
Prawdopodobieństwo
występowania
deszczu p
Częstotliwość
występowania
deszczu n
Częstość
- powtarzalność
deszczu C
[] [-] [rok-1
] [1 raz na C lat] 100 1 1 1
50 05 05 2
20 02 02 5
10 01 01 10
5
1
005
001
005
001 20
100
66
368409
3836840
1
9
38 41154115
C
tq
ntqq (612)
gdzie
q - jednostkowe (maksymalne) natężenie deszczu dm3s ha
q151 - natężenie deszczu (wzorcowego) o czasie trwania t = 15 min i częstotliwości
występowania n = 1 rok-1
- czyli o częstości występowania C = 1 rok dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
n - częstotliwość występowania deszczu o natężeniu q lub większym (n = 1C) rok-1
W modelu Reinholda przestrzenna zmienność natężenia opadoacutew (q) uzależniona była od
przyjmowanej wartości lokalnego natężenia deszczu wzorcowego (q151)
Po wojnie model Reinholda był powszechnie stosowany do projektowania kanalizacji w
państwach zachodnich (Niemcy Szwajcaria Austria) a także w państwach Europy środkowej
min w Polsce - najczęściej do wymiarowania odwodnień przyjmowano q151 = 100 dm3s ha
Obecnie w Niemczech zaleca się odczytywanie jednostkowego natężenia deszczu
wzorcowego z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej zlewni miejskiej bowiem q151
zmienia się w granicach od 90 do 170 dm3s ha
UWAGA model Reinholda (z 1940 roku) zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o
rząd 15 [1]
Model Błaszczyka
Dotychczas w Polsce najczęściej stosowanym do projektowania kanalizacji był model
fizykalny opadoacutew ndash wzoacuter Błaszczyka (z 1954 r) o postaci
32
3 26316
t
CHq (614)
gdzie
q - jednostkowe (średnie w czasie t) natężenie deszczu dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mm
C - częstość (powtarzalność) występowania deszczu o natężeniu q z przewyższeniem lata
Wzoacuter Błaszczyka oparty został na analizie statystycznej (79) intensywnych deszczy
zarejestrowanych w Warszawie w latach 1837divide1891 i 1914divide1925 ndash czyli od 180 do 90 lat
temu ndash obecnie nieaktualny
Zmienność opadoacutew na obszarze kraju scharakteryzowano za pomocą tzw opadu
normalnego (średniego w wieloleciu min 30 lat ndash rys 69)
Według wydawnictw atlasowych opad normalny zmienia się od 500 mm (Kujawy) do
1800 mm (Kasprowy Wierch) jednak na przeważającej części Polski zawiera się w granicach
H [500 700] mm
67
Rys 69 Opad normalny (w mm) w Polsce w latach 1971-2000
Po przyjęciu średniej H = 600 mm wzoacuter Błaszczyka upraszczał się do postaci
32
3470
t
Cq (615)
UWAGA wzoacuter Błaszczyka oparty na deszczach zarejestrowanych przszło 100 lat temu
zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o rząd 40 (q151 = 77 dm3s ha) co
wykazano min na przykładzie opadoacutew zmierzonych na stacji meteorologicznej IMGW we
Wrocławiu z okresu 1960-2009 (q151 = 112 dm3s ha) [1]
Model Bogdanowicz i Stachy
Bogdanowicz i Stachy na podstawie ogoacutelnopolskich pomiaroacutew deszczy (w latach
1960divide1990) na 20 stacjach meteorologicznych IMGW opublikowali w 1998 roku tzw
bdquocharakterystyki projektowerdquo opadoacutew w postaci modelu probabilistycznego
5840330
max )ln() (421 ptRth (616)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
t - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p(01]
α - parametr (skali) zależny od regionu Polski i czasu t (rys 610)
68
R1
R1
R1
Wrocław Wrocław Wrocław
R2
R3
R3
c)b)a)
Rys 610 Regiony opadoacutew maksymalnych a) dla czasoacutew trwania deszczy t [5 60) min b) dla
t [60 720) min c) dla t [720 4320] min (R1 - region centralny R2 - region poacutełnocno-zachodni
R3 - regiony południowy i nadmorski)
Dla p = 1 (czyli dla C = 1 rok) model (616) upraszcza się do funkcji będącej dolnym
ograniczeniem przyjętego rozkładu prawdopodobieństwa postaci
330
max 421 th (617)
Dla prawdopodobieństw przewyższenia p lt 1 (czyli dla C gt 1) w regionie centralnym
Polski (R1) parametr α obliczany jest z wzoroacutew (rys 610)
2491)1ln(6934)( ttR - dla t [5 120) min (618)
63910)1ln(2232)( ttR - dla t [120 1080) min (619)
1735)1ln(013)( ttR - dla t [1080 4320] min (620)
Analogicznie dla regionu poacutełnocno-zachodniego (R2) parametr α obliczany jest z wzoroacutew
(dla czasoacutew trwania opadoacutew ge 60 minut region R2 zanika przechodząc w R1)
6621)1ln(923)( ttR - dla t [5 30] min (621)
619)1ln(1609)( ttR - dla t (30 60) min (622)
Dla regionoacutew południowego i nadmorskiego (R3) parametr α obliczany jest z wzoru
03237)1ln(4729)( ttR - dla t [720 4320] min (623)
UWAGI
1 Model Bogdanowicz i Stachy nie obejmuje obszaroacutew goacuterskich i podgoacuterskich (rys 610)
2 Model Bogdanowicz-Stachy obarczony jest błędem odnośnie wysokości opadoacutew dla
częstości deszczy pojawiających się raz na rok (C = 1 rok) Wykazano to w badaniach
poroacutewnawczych na podstawie wynikoacutew pomiaroacutew opadoacutew we Wrocławiu w tym samym
okresie obserwacyjnym tj w latach 1960-1990
Łatwo bowiem wykazać że z przekształcenia wzoru (617) Bogdanowicz-Stachy do
postaci wzoru na jednostkowe natężenie deszczu q (w dm3s ha) dla p = 1 (tj C = 1 rok)
otrzymamy
q(max) = 2367t 067
(624)
69
a z wzoru Błaszczyka (615) dla H = 600 mm i C = 1 rok mamy q = 470t
067 (625)
a zatem identyczne funkcje czasu t ale roacuteżniące się wartością wspoacutełczynnika w liczniku aż 2-
krotnie
Tak więc dla C = 1 rok wyniki obliczeń q z wzoru (624) są dwukrotnie mniejsze nawet w
stosunku do wzoru Błaszczyka
Dla częstości deszczy C = 2 5 i 10 lat z modelu Bogdanowicz-Stachy przykładowo dla
centralnej Polski (R1) otrzymujemy o ok 50 większe natężenia deszczy względem
obliczanych z modelu Błaszczyka oraz o ok 15 większe względem modelu Reinholda
Te maksymalne natężenia opadoacutew są już bliskie (nieznacznie wyższe) względem
zmierzonych we Wrocławiu (1960-2009) [1]
642 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU LOKALNYM ndash DLA WROCŁAWIA
Model Lambora
Model fizykalny Lambora (z 1953 r) na intensywność opadoacutew we Wrocławiu ma
postać
70)030(
log15743
t
pI (626)
gdzie
I - intensywność opadu deszczu mmh
p - prawdopodobieństwo wystąpienia opadu
t - czas trwania deszczu h
Przykładowo dla t = 15 min i p = 100 (C = 1 rok) z modelu Błaszczyka (615) otrzymujemy
q151 = 77 dm3s ha a z modelu (626) Lambora (dla Wrocławia) q151 = 928 dm
3s ha
Model Licznara i Łomotowskiego
Licznar i Łomotowski dla danych pluwiograficznych ze stacji UP Wrocław-Swojczyce z
wielolecia 1975-2002 wyestymowali wspoacutełczynniki empiryczne fizykalnego modelu opadoacutew
o ogoacutelnej postaci
cbt
aq
n
)(max (627)
gdzie
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadoacutew dm3s ha
t - czas trwania deszczu t [5 180] min
a b c n - wspoacutełczynniki regresji zależne od prawdopodobieństwa empirycznego (tab 64)
70
Tab 64 Wartości wspoacutełczynnikoacutew a b c i n do wzoru (627)
Prawdopodobieństwo p
10 20 50 100
a = 7138329 a = 8241363 a = 6436455640 a = 1573239
b = -388429 b = 1957292 b = 6488700 b = 4787518
c = -210067 c = 2040978 c = 2062691 c = 6351722
n = 0218073 n = 1752958 n = 3535880 n = 0949642
Modele Kotowskiego i Kaźmierczaka
Dla danych pluwiograficznych z wielolecia 1960-2009 ze stacji IMGW Wrocław-
Strachowice opracowano dwa modele (fizykalny i probabilistyczny) na maksymalną
wysokość opadoacutew we Wrocławiu [1]
1 Model fizykalny opadoacutew maksymalnych w zakresie t [5 4320] minut i C [1 50] lat
ma postać
2650
max )4503()5300ln(67716706 tCh (628)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
12650
max ])4503()5300ln(67716706[7166 ttCq (629)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
2 Model probabilistyczny (oparty na kwantylu rozkładu prawdopodobieństwa Fishera-
Tippetta typ IIImin) dla zakresu t [5 4320] minut i p [1 001] (tj C [1 100] lat)
przyjmuje postać
8090022202420
max ln 675981059741275834 ptth (630)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
18090022202420
max ]ln675981059741275834[7166 tpttq (631)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p (0 1] -
71
643 POROacuteWNANIE MODELU BŁASZCZYKA Z INNYMI MODELAMI OPADOacuteW
Do celoacutew poroacutewnawczych przyjęto wynik obliczeń natężenia opadu z wzoru Błaszczyka
(qB) za 100 Względne przewyższenia wynikoacutew obliczeń q z innych modeli względem
modelu Błaszczyka (qqB) zaznaczono pogrubioną czcionką (tab 65)
Tab 65 Poroacutewnanie natężeń deszczy obliczonych z modeli roacuteżnych autoroacutew względem modelu
Błaszczyka (qqB) - najczęściej stosowanego w Polsce do wymiarowania kanalizacji
Częst
ość
desz
czu
C la
ta
Cza
s tr
wa
nia
desz
czu
t m
in
Bła
szczy
k
qB
= 1
0
(100
)
Rein
hold
q1
51 =
100
dm
3s
ha
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n p
oacutełn
ocn
o-z
acho
dn
i
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n c
entr
aln
y
Lam
bor
- W
rocł
aw
Lic
zn
ar-
Łom
oto
wsk
i
- W
rocł
aw-S
wojc
zyce
Ko
tow
ski
-Ka
źm
iercza
k
mod
el f
izyk
aln
y
- W
rocł
aw-
Str
acho
wic
e
Ko
tow
ski-
Kaźm
ierc
zak
mo
del
pro
bab
ilis
tycz
ny
- W
rocł
aw-
Str
ach
ow
ice
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
C = 1
10 100 125 050 050 118 127 147 138
15 100 130 050 050 121 128 149 140
30 100 127 050 050 123 125 148 141
60 100 115 050 050 123 119 144 140
120 100 098 050 050 121 117 139 138
180 100 087 050 050 107 120 136 137
C = 2
10 100 129 122 146 124 136 158 144
15 100 134 125 149 127 146 160 149
30 100 131 127 149 129 142 159 153
60 100 118 146 146 130 119 155 153
120 100 101 139 139 128 112 149 150
180 100 090 130 130 127 125 145 148
C = 5
10 100 131 128 157 144 138 146 130
15 100 136 132 161 148 141 150 139
30 100 133 134 161 150 131 149 144
60 100 120 157 157 150 113 145 144
120 100 102 149 149 149 106 139 141
180 100 091 138 138 147 113 136 138
C = 10
10 100 130 120 148 115 125 132 117
15 100 135 124 152 117 128 135 125
30 100 132 126 152 119 135 134 131
60 100 119 148 148 119 132 130 131
120 100 101 140 140 118 105 126 128
180 100 090 130 130 117 067 123 125
UWAGI
Przewyższenia qqB są ogoacutelnie roacuteżne w roacuteżnych zakresach t i C - sięgają nawet 60
Przeciętnie są na poziomie o 40 większym
Dla C = 1 rok model Bogdanowicz-Stachy zaniża wyniki o 50 - nawet względem modelu
Błaszczyka
WNIOSEK
Wynika stąd pilna konieczności zastąpienia modelu Błaszczyka (z 1954 r) w wymiarowaniu
systemoacutew kanalizacyjnych w Polsce wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych ndash w
tym o zasięgu lokalnym na podstawie ktoacuterych możliwe byłoby w przyszłości opracowanie
szczegoacutełowego atlasu opadoacutew w Polsce - na wzoacuter atlasu KOSTRA w Niemczech
72
7 DOTYCHCZASOWE METODY WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ
71 METODY CZASU PRZEPŁYWU
711 ZASADY OBLICZENIOWE MCP
Zjawisko opad-odpływ w danej zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem złożonym i
trudnym do uogoacutelnienia Proces spływu woacuted opadowych można podzielić na 3 fazy
tworzenia spływu
koncentracji terenowej
odpływu kanałowego
Tworzenie spływu obejmuje procesy fizyczne takie jak zwilżanie wypełnianie zagłębień
terenu parowanie i wsiąkanie w grunt poprzedzające przekształcenie opadu w efektywny
spływ powierzchniowy Część opadu ktoacutera nie tworzy spływu określa się jako straty
Wielkość efektywnego spływu powierzchniowego zależy od wielu czynnikoacutew takich jak
rodzaj i stopień uszczelnienia (utwardzenia) powierzchni
nachylenie terenu (powierzchni przepuszczalnych i nie przepuszczalnych)
natężenie deszczu i czas jego trwania
rodzaj gruntu i pokrycie roślinnością powierzchni przepuszczalnych
wilgotność i temperatura powietrza
Koncentracja terenowa obejmuje przekształcenie powierzchniowo rozdzielonego opadu
efektywnego w powstający w najniższym punkcie rozpatrywanej zlewni hydrogram odpływu
Odgrywają przy tym rolę procesy spływu na powierzchni (przesunięcie w czasie) i efekty
opoacuteźniające (retencja terenowa)
Odpływ w kanałach podlega roacutewnież efektom przesunięcia w czasie i retencji min w
wyniku istnienia oporoacutew przepływu (spowodowanych chropowatością ścian kanałoacutew na
zwilżonym obwodzie) jak i wypełnianiem się kanałoacutew do przepływu obliczeniowego
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej (wraz z obiektami) opiera
się z konieczności na szeregu założeniach upraszczających Mianowicie zakłada się że
dana zlewnia (F) zasilana jest deszczem o stałym natężeniu - opad blokowy
rozdział powierzchniowy opadu jest roacutewnomierny - zlewnia homogeniczna
- woacutewczas uzyskuje się największy miarodajny do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych
odpływ woacuted deszczowych (Qm) przy czasie trwania deszczu (td) roacutewnym czasowi spływu
woacuted ze zlewni
73
Rys 71 Schemat zlewni deszczowej o powierzchni F
(Qm - miarodajny do wymiarowania kanału strumień objętości)
Ogoacutelny wzoacuter wyjściowy na miarodajny odpływ woacuted deszczowych Qm (w dm3s) ze
zlewni
FqQm (71)
gdzie
q - natężenie jednostkowe deszczu q = q(td C H) dm3s ha
φ - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) -
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego -
F - powierzchnia zlewni ha
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia (φ) zwany też wspoacutełczynnikiem redukcji natężenia deszczu
związany jest z czasem spływu woacuted deszczowych od najdalszego punktu zlewni do przekroju
obliczeniowego Zależy od wielu czynnikoacutew (opoacuteźnienia i retencji) tj głoacutewnie od czasoacutew
przepływu w kanale (tp) oraz koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr)
Wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego (ψ) ujmuje stosunek wielkości spływu woacuted
opadowych Qsp ze zlewni o powierzchni F do wielkości opadu Qop w tej zlewni
1op
sp
Q
Q (72)
Wartość wspoacutełczynnika spływu zależy głoacutewnie od rodzaju zagospodarowania
(uszczelnienia) terenu zlewni ale także od spadkoacutew powierzchni oraz natężenia i czasu
trwania deszczu
W wymiarowaniu kanalizacji oblicza się zastępczy ndash tj średni ważony wspoacutełczynnik
spływu dla zlewni cząstkowej (podzlewni) przyporządkowanej do danego odcinka kanału
F
F
F
F
FFF
FFF zr
n
i
i
n
i
ii
n
nn
1
1
21
2211
)(
(73)
gdzie
ψi - wspoacutełczynnik spływu (i-tej) powierzchni składowej podzlewni kanału -
Fi - (i-ta) powierzchnia składowa podzlewni F ha
74
Spływ powierzchniowy pochodzi ze zlewni zredukowanej - o roacutewnoważnej szczelnej
powierzchni - Fzr Stąd powierzchnia zredukowana zlewnipodzlewni kanału wyniesie
FFzr (74)
UWAGA W projektowaniu odwodnień terenoacutew w Polsce wspoacutełczynnik spływu ψ
utożsamiany był błędnie ze stopieniem uszczelnienia powierzchni zlewni - niezależnie od
spadkoacutew terenu a zwłaszcza od natężenia deszczu miarodajnego (q(t C))
Wartość wspoacutełczynnika spływu (ψi) danej powierzchni cząstkowej (Fi) zlewni deszczowej
przyjmowano błędnie w zależności od rodzaju pokrycia (uszczelnienia) terenu
Gdy znane były szczegoacutełowe plany zagospodarowania przestrzennego terenoacutew
dachy szczelnehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]95090[
drogi asfaltowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]900850[
bruki kamienne klinkierowe helliphelliphelliphelliphelliphellip ]850750[
drogi tłuczniowehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]600250[
drogi żwirowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]300150[
parki ogrody łąki zieleńce helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]10000[
Gdy brak było szczegoacutełowych planoacutew zagospodarowania przestrzennego miast
zabudowa zwarta helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]7050[
zabudowa luźna helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]5030[
zabudowa willowahelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]3020[
powierzchnie niezabudowanehelliphelliphelliphelliphelliphellip ]2010[
parki i duże obszary zieleni helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]1000[
Edel (w 2002 roku) zaproponował uzależnianie wartości wspoacutełczynnika spływu
dodatkowo od spadkoacutew powierzchni co przedstawiono w tabeli 71
Tab 71 Wartości wspoacutełczynnika spływu w zależności od rodzaju i spadku powierzchni wg Edela
Rodzaj powierzchni
zagospodarowanie
terenu
Spadek powierzchni []
05 10 25 50 75 100
Wartość wspoacutełczynnika spływu ψ
Dachy 085 090 096 098 099 100
Bruki szczelne 070 072 075 080 085 090
Bruki zwykłe 050 052 055 060 065 070
Aleje spacerowe 020 022 025 030 035 040
Parki i ogrody 010 012 015 020 025 030
Grunty rolne 005 008 010 015 020 025
Lasy 001 002 004 006 010 015
Zabudowa zwarta 080 082 085 090 095 100
Zabudowa luźna 060 062 065 070 075 080
Zabudowa willowa 040 042 045 050 055 060
75
Był to już pewien postęp metodyczny Nadal jednak nie uwzględniano wpływu natężenia
opadoacutew deszczu (o danej częstości występowania) na wartość wspoacutełczynnika spływu co
proponuje się obecnie (w rozdziale 83 [1]) w metodzie MMN - na wzoacuter niemieckiej MWO
(wg rozdziału 731 [1])
Norma PN-EN 752 z 2008 r podaje tutaj ogoacutelne graniczne wartości
ψ = 10 dla dachoacutew o powierzchni F lt 100 m2 i ψ = 05 dla dachoacutew żwirowych i z
zielenią ekstensywną o F gt 1 ha
ψ = 09divide10 dla powierzchni nieprzepuszczalnych i stromych dachoacutew
ψ = 0divide03 dla powierzchni przepuszczalnych
W przypadku stromych dachoacutew oraz przy występowania dużych powierzchni pionowych
(wysokich budynkoacutew) wielkość powierzchni nieprzepuszczalnych należy zwiększyć do 30
UWAGA Należy zdawać sobie sprawę z faktu że w wraz z rozwojem miast w efekcie
postępującego doinwestowania terenoacutew rośnie wartość wspoacutełczynnika spływu w skutek
wzrostu stopnia uszczelnienia powierzchni (zabudowy terenoacutew)
712 WYBOacuteR CZASU TRWANIA DESZCZU MIARODAJNEGO
Po przyjęciu określonej częstości C występowania deszczu obliczeniowego (z tab 11 wg
PN-EN 752) pojawiania się pytanie jakie jest miarodajne natężenie deszczu (qm - zależnie od
miarodajnego czasu jego trwania - tdm) - do zwymiarowania kanału w konkretnym węźle
obliczeniowym
Rys 72 Zależność (typu IDF) natężenia deszczu q od czasu trwania td
dla danej częstości C występowania
Ogoacutelnie Każdemu przekrojowi (x) kanału na jego trasie (rys 73) odpowiada inny czas
spływu deszczu a zatem inna wartość qm(tdm) jest miarodajna do zwymiarowania kanału w
kolejnym przekroju (x+1)
Im dalszy przekroacutej obliczeniowy tym dłuższy czas spływu i tym mniejsze są wartości qm (dla
danej częstości C ndash rys 72)
Rys 73 Idea wymiarowania kanałoacutew w poszczegoacutelnych węzłach obliczeniowych zlewni deszczowej
76
W przekroju x kanału obliczeniowy strumień objętości Qm zapisać można jako
zrdmmzrxm FtqFqQ )(
(76)
gdzie
qm(tdm) = qφ - miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane natężenie deszczu
Dla ideowej - modelowej zlewni deszczowej o F = Fzr (rys 75) zostaną rozpatrzone 3
przypadki związane z czasem trwania deszczu (td) w relacji do czasu przepływu (tp) w kanale
deszczowym (A-B) ndash od początku zlewni (punktu A) do przekroju obliczeniowego (punktu
B)
I przypadek td gt tp Q max 1
II przypadek td lt tp Q max 2
III przypadek td = tp Q max 3
Okaże się że dla td = tp qm(B) Qm(B) ndash strumień ten będzie największy
Rys 74 Przykładowa krzywa natężenia deszczu o częstości występowania C
Z krzywej deszczu (rys 74) o danej częstości występowania (C) ustalono następujące
natężenia jednostkowe
dla tdm 1 gt tp q1
dla tdm 2 lt tp q2
dla tdm 3 = tp q3
Rys 75 Schemat ideowy modelowej zlewni deszczowej (F = Fzr) kanału A - B
77
I przypadek td gt tp
Dla modelowej zlewni deszczowej kanału A-B (rys 75) gdy td gt tp = t3
- po czasie t1 do punktu B spłynie deszcz z powierzchni F1 o strumieniu 111 qFQ
- po czasie t2 1212 )( qFFQ
- a po czasie t3 = tp 1max13213 )( QqFFFQ - cała zlewnia (Fzr) objęta będzie spływem
deszczu o stałym natężeniu (q1) ndash co zobrazowano na rys 76
Rys 76 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td gt tp = t3
II przypadek td lt tp
Na przykład gdy td = t2 lt tp = t3 woacutewczas 211
qFQ oraz 2max2212
)( QqFFQ
Ponieważ q2 gt q1 pomimo że deszcz nie objął całej zlewni to najczęściej Qmax 2 gt Qmax 1
(rys 77)
Rys 77 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td lt tp = t3
78
III przypadek td = tp
Dla td = tp = t3 woacutewczas311
qFQ 3212
)( qFFQ i 3max33213
)( QqFFFQ
Ponieważ q1 lt q3 lt q2 a deszcz obejmuje całą zlewnię to przepływ Qmax 3 w punkcie B
będzie największy (rys 78)
Rys 78 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td = tp = t3
Tak więc gdy maxmpd Qtt - co jest podstawą wyjściową dotychczasowych
metod (tzw metod czasu przepływu) wymiarowania kanalizacji w wielu krajach świata
metody wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) - w krajach niemieckojęzycznych
rational method - w krajach anglojęzycznych
metody granicznych natężeń (MGN) ndash dotychczas stosowanej w Polsce
metody maksymalnych natężeń (MMN) ndash proponowanej do stosowania w Polsce [1]
72 METODA GRANICZNYCH NATĘŻEŃ (MGN)
721 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MGN
W MGN przyjmowano że miarodajny strumień objętości ściekoacutew deszczowych (Qm) w
rozpatrywanym przekroju kanału występuje z pewnym opoacuteźnieniem w stosunku do momentu
rozpoczęcia opadu (co jest prawdą ale tylko po okresie suchej pogody ) o czas niezbędny
na
tk - koncentrację terenową - zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności teren i
dopływ po powierzchni do kanału (poprzez wpust deszczowy)
tr - retencję kanałową - wypełnianie się kanału od wysokości bdquo0rdquo do wysokości
wypełnienia obliczeniowego h(Qm)
tp - przepływ w kanale - od początku kanału do przekroju obliczeniowego
79
Tak więc w MGN oproacutecz opoacuteźnienia (redukcji) odpływu związanego z czasem przepływu
(tp) uwzględniano dodatkowo czasy opoacuteźnienia-retencji tk i tr ndash dodatkowo redukujące
wartość natężenia jednostkowego opadoacutew stąd dla
)()()( pmdmmdmprkdmd tQtQtqttttt (77)
gdzie FtqtQ dmdmm )()( (78)
lub FtqtQ pdmm )()( (79)
UWAGA Należy podkreślić że założenie wyjściowe metody MGN jest poprawne jedynie w
przypadku opadu deszczu występującego po długim okresie suchej pogody
Ponieważ opady kryterialne do wymiarowania kanałoacutew deszczowych - o częstości C = 1divide10
lat występują z reguły w okresach długotrwałej mokrej pogody założenie to prowadzi do
niedowymiarowania średnic kanałoacutew bowiem miarodajny strumień objętości ściekoacutew
deszczowych Qm(tdm) jest woacutewczas zawsze mniejszy od Qm(tp) ndash wg relacji (77)
Zostało to wykazane w podręczniku [1] (w II wydaniu z 2015 roku w rozdz 85) na
przykładach wymiarowania i modelowania działania kanalizacji
Czas koncentracji terenowej - tk
Czas koncentracji terenowej zależy głoacutewnie od rodzaju i stopnia uszczelnienia terenu
spadkoacutew powierzchni oraz natężenia deszczu ale także pośrednio od gęstości zabudowy czy
rozmieszczenia wpustoacutew deszczowych na trasie kanału itp
Jest to czas niezbędny na zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności terenu
(- jedynie po okresie suchej pogody) jak i sam dopływ po powierzchni do wpustu
deszczowego i dalej przykanalikiem do kanału
W MGN wg WTP z 1965 r uśredniony czas tk - w warunkach miejskich należało
przyjmować od 2 do 10 minut
Według bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w aglomeracjach
miejsko - przemysłowych i dużych miastachrdquo z 1984 r zmniejszono zalecane czasy
koncentracji terenowej tk z 2divide10 minut do 2divide5 minut (tab 71)
Tab 71 Dotychczas zalecane prawdopodobieństwa (zamiennie częstości) występowania deszczu
miarodajnego do projektowania kanalizacji w Polsce
Lp
Warunki terenowe w zlewni deszczowej
Prawdopodobieństwo p (częstość C)
występowanie opadoacutew dla kanalizacji
Czas
koncentracji
terenowej
tk min
- deszczowej
- ogoacutelnospławnej
1 Kanały boczne w płaskim terenie 100 (C = 1 rok) 50 (C = 2 lata) 10 (5)
2 Kolektory kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 2
50 (C = 2 lata) 20 (C = 5 lat) 5 (2)
3 Kolektory w głoacutewnych ulicach o trwałych
nawierzchniach kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 4
20 (C = 5 lat) 10 (C = 10 lat) 2
80
4 Szczegoacutelnie niekorzystne warunki terenowe
(niecki o utrudnionym odpływie zbocza
głębokie piwnice przy gęstej zabudowie)
10 (C = 10 lat) 5 (C = 20 lat) 2
5 Rowy otwarte w obrębie miast 10 (C = 10 lat) 2 (C = 50 lat) 2
wartości zalecane wg bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych helliprdquo z 1984 r
wartości zalecane do projektowania przepustoacutew pod torami kolejowymi w wojewoacutedztwie dolnośląskim
Prawdopodobieństwo p (lub zamiennie częstość C) pojawiania się deszczu miarodajnego
było przyjmowane w dostosowaniu do zalecanych woacutewczas standardoacutew ochrony terenoacutew
przed wylaniami ndash odrębnych dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
wartości tk Czas tk powiększa bowiem czas trwania deszczu a więc redukuje natężenie q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN wg zależności
Qm(tdm) lt Qm(td = tp)
2 W przypadku serii występujących po sobie intensywnych opadoacutew wartość tk jest znikomo
mała
3 Koncentracja terenowa jest pomijana w niemieckich metodach czasu przepływu
wymiarowania kanalizacji deszczowej
Czas retencji kanałowej - tr
W okresie braku opadoacutew kanały deszczowe są prawie puste Płyną jedynie wody
przypadkowe najczęściej infiltracyjne Czas wypełniania się kanałoacutew do wysokości
obliczeniowej h(Qm) tj wypełnienia normalnego hn(Qm) w ruchu roacutewnomiernym w MGN
wyrażano w procentach czasu przepływu tp ściekoacutew - od początku sieci do przekroju
obliczeniowego Czas ten szacowany był na
tr = (14 divide 20) tp (711)
Wg zaleceń WTP z 1965 r w MGN należało przyjmować wartość tr w wysokości aż 20
czasu tp czyli tr = 02tp
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
czasu retencji kanałowej bowiem wartość tr znacznie redukuje natężenie deszczu q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN
2 W przypadku wystąpienia serii intensywnych opadoacutew czas tr ma małą wartość ndash kanały są
częściowo wypełnione po poprzednim opadzie
3 Czas tr jest pomijany w obliczeniach kanalizacji metodami czasu przepływu stosowanymi
w Niemczech (MWO MZWS) gdzie przyjmuje się td = tp
81
722 TOK OBLICZEŃ W WYMIAROWANIU KANAŁOacuteW wg MGN
Czas przepływu ściekoacutew tp (w minutach) w kanale A-B (wg rys 79) - od jego początku
(A) do przekroju obliczeniowego (B) określa się z wzoru
60
Lt p (712)
znając długość kanału L (w m) i zakładając prędkość przepływu υ (w ms)
Przykład
Dla danych Qm(B) i projektowanego spadku dna kanału ik dobieramy przekroacutej (np
średnicę) kanału i ustalamy wypełnienie h( ) oraz prędkość υ( ) przepływu - z
nomogramoacutew lub ze wzoroacutew (Qm(B) ik h( ) υ( ))
Rys 79 Schemat zlewni deszczowej do doboru średnicy (wymiaru) kanału A-B
Ponieważ do obliczenia strumienia objętości Qm(B) potrzebny jest rzeczywisty czas
przepływu tp toteż doboacuter wymiaru kanału z określeniem wypełnienia oraz prędkości
przepływu prowadzi się iteracyjnie
W pierwszym przybliżeniu zakładano bdquodowolnąrdquo prędkość przepływu np υz(1) = 10 ms i
obliczano czas przepływu tp(1) = L60υz(1) a następnie wyznaczano miarodajny czas trwania
deszczu tdm(1) z ogoacutelnej postaci wzoru
krpdm tttt (713)
W MGN podstawiano za tr = 02tp
kpkppdm tttttt 2120 (714)
stąd
kkdm tL
tLL
t 60
2160
2060
(715)
Dalej (w 1 przybliżeniu) obliczano natężenie deszczu miarodajnego q(tdm)(1) (z wzoru
Błaszczyka) i strumień objętości Qm(tdm)(1) oraz dobierano wymiar kanału (przy spadku ik) i
ustalano jego wypełnienie h(1) oraz bdquorzeczywistąrdquo prędkość przepływu υrz(1)
W 2 przybliżeniu dla nowej założonej prędkości υz(2) = υrz(1) obliczano nowe czasy tp(2) i
tdm(2) oraz strumienie q(tdm)(2) i Qm(tdm)(2) Dla dobranego już kanału ustalano nowe wartości
82
h(2) oraz υrz(2) Obliczenia należało prowadzić do momentu aż prędkość rzeczywista w n-tym
przybliżeniu υrz(n) dla Qm(n) w dobranym kanale o wypełnieniu h(n)( ) nie roacuteżniła się więcej
niż plusmn 01 ms od υrz(n-1)
Dla kanału złożonego z wielu odcinkoacutew czas tp był sumowany - od początku kanału do
ostatniego przekroju obliczeniowego woacutewczas
kpdm ttt 21 (716)
Minimalny czas trwania deszczu miarodajnego przyjmowano w MGN roacutewny
tdm min = 10 min
- co oznaczało w praktyce że bdquokroacutetkierdquo kanały - na początkowych odcinkach sieci gdzie tdm le
10 minut były wymiarowane na stały opad q10(C) tj dla tdm = 10 minut
Łatwo wykazać że dla tdm = 10 minut czas przepływu będzie wynosił tp = 417 minut dla
tk = 5 minut oraz tp = 667 minut dla tk = 2 minuty
W MGN miarodajne jednostkowe natężenie deszczu q(tdm) (w dm3s ha) obliczano z
nieaktualnego już wzoru Błaszczyka postaci
32
3 26316)(
dm
dmt
CHtq (717)
gdzie
tdm - czas trwania deszczu miarodajnego tdm = tp + tr + tk min
H - wysokość opadu normalnego (średniego z wielolecia) mm
C - częstość występowania deszczu lata
724 METODA UPROSZCZONA ndash STAŁYCH NATĘŻEŃ (MSN)
Do wymiarowania kanalizacji deszczowej stosowana była też mniej pracochłonna ndash
bardzo uproszczona metoda zwana metodą stałych natężeń (MSN) mająca jednak
ograniczone zastosowanie - do projektoacutew wstępnych i do zlewni o F le 50 ha
Nie wyznaczano tutaj czasu trwania deszczu miarodajnego a natężenie deszczu
redukowano najczęściej funkcją uwzględniającą przyrost powierzchni zlewni (F)
Wzoacuter do obliczania miarodajnego strumienia Qm (w dm3s) w MSN ma postać
zrIICm FqQ )(10 (723)
gdzie
q10C - natężenie jednostkowe deszczu o czasie trwania tdm = 10 minut dla danej częstości
występowania C lat (w dm3s ha) obliczane z wzoru (717) Błaszczyka postaci
83
constAA
t
CHq
dm
C 64410
6316667032
3 2
10 (724)
φ(II) - wspoacutełczynnik redukcji natężenia deszczu (oznaczony w MSN indeksem II - dla
odroacuteżnienia od MGN) obliczany najczęściej z formuły Buumlrkli-Ziglera w
zależności od wielkości powierzchni zlewni dla F ge 10 ha
nII
F
1)( (725)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
n - parametr zależny od spadkoacutew powierzchni terenu i kształtu zlewni -
Dla przeciętnych warunkoacutew terenowych gdy spadek terenu warunkował prędkość
przepływu w kanałach rzędu 12 ms a długość zlewni była około dwa razy większa niż jej
szerokość zalecano dawniej przyjmowanie (intuicyjnie) n = 6 Dla spadkoacutew mniejszych i
zlewni wydłużonych n = 4 a dla spadkoacutew większych i zlewni zwartych n = 8
UWAGA metoda stałych natężeń (MSN) jako uproszczona i nie należąca do tzw
metod czasu przepływu w świetle zaleceń PN-EN 7522008 nie powinna być stosowna
do wymiarowania kanalizacji deszczowej
725 OSOBLIWOŚCI OBLICZENIOWE W MGN
MGN bdquosprawdzała sięrdquo w przypadkach tzw zlewni regularnych tj o zbliżonych
wartościach parametroacutew podzlewni cząstkowych w innych przypadkach prowadziła do
błędnych wynikoacutew
Konieczne było więc wykonywanie obliczeń sprawdzających tj poroacutewnań aktualnie
obliczanej wartości Qm(x) - w węźle (przekroju) niżej położonym względem obliczonej już
wartości Qm(x-1) - w węźle (przekroju) wyżej położonym W zlewni regularnej zawsze
Qm(x) ge Qm(x-1) (726)
W przypadku gdy Qm(x) lt Qm(x-1) - do wymiarowania dolnego odcinka kanału należało
przyjmować większą wartość strumienia tj Qm(x-1) - z goacuternego odcinka
Dotyczy to głoacutewnie przypadkoacutew
zlewni o roacuteżniących się znacznie parametrach podzlewni (Fi ψi li iihellip)
występowania kanałoacutew tranzytowych
połączeń w węźle kilku kanałoacutew
Przykład zlewni regularnej kanału A-B-C przedstawiono poglądowo na rys 712
84
Rys 712 Schemat zlewni regularnej kanału deszczowego A-B-C (Fc ψsr = Fzr c Fc = F1 + F2)
Cechy szczegoacutelne przykładowej zlewni regularnej
kanał A-B-C złożony jest z dwoacutech odcinkoacutew o podobnych długościach l1 + l2 = l
podzlewnie deszczowe F1 i F2 są podobnej wielkości
wspoacutełczynniki spływu ψ1 i ψ2 są podobnej wartości
spadki terenu czy dna kanałoacutew i1 i i2 są podobnej wartości
Dla zlewni regularnej
QmC gt QmB
)(1)(2 BC DD
Przykłady obliczeń zlewni nieregularnych ndash konieczne sprawdzenia Qm w węzłach
Nieregularność zlewni powodowana jest najczęściej znacznymi roacuteżnicami wielkości
powierzchni cząstkowych zlewni (Fi) bądź wspoacutełczynnikoacutew spływu (ψi) na wymiarowanych
odcinkach (i) kanału lecz nie tylko
Nieregularność może być też wywołana znacznymi roacuteżnicami wartości takich parametroacutew
kanału jak długość i spadek dna a więc związanych z czasem przepływu (tp)
Dla przykładu w podręczniku [1] rozpatrzone zostały cztery klasyczne przykłady
występowania zlewni nieregularnych - zwanych także wspoacutełzależnymi tj wzajemnie
oddziaływującymi na siebie Poniżej omoacutewiono dwa najczęstsze przypadki (I i IV)
Przykład I 21
Rys 713 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 gtgt ψ2
zrmm FqQ - strumień zwiększa się
pomimo że maleje qm ale szybciej rośnie Fzr
średnice kanałoacutew nie mogą maleć
wraz ze wzrostem długości kanału
85
Wymiarowanie w przekroju B (odcinka A-B o długości l1 ndash rys 713)
1
1
1 )()(60
zrdmBmBdmBdmBpAB FtqQtqtl
t
Wymiarowanie w przekroju C (odcinka B-C o długości l2)
2
2
60
lt pBC )()()( 21 zrzrdmCmCdmCdmCpACpBCpABp FFtqQtqttttt
Sprawdzenie relacji wynikoacutew obliczeń strumieni QmB i QmC
- jeżeli QmB gt QmC to odcinek B-C wymiarujemy na strumień QmB Ma to miejsce zawsze
woacutewczas gdy pACpAB tt i jednocześnie 21 zrzr FF
Uzasadnienie hipotezy wg rys 714
Rys 714 Wpływ relacji tpAB ltlt tpAC i Fzr1gtgt Fzr2 na wynik obliczeń strumieni QmB i QmC
Przykład IV Połączenie dwoacutech kanałoacutew w węźle
Założenie wyjściowe tp1 ltlt tp2 - wg rys 718
86
Rys
718 Schemat zlewni nieregularnej wywołanej połączeniem kanałoacutew węźle C gdy tp1 ltlt tp2
Kanał A-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmAC - dla czasu przepływu tp2
Kanał B-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmBC - dla czasu przepływu tp1
Kanał C-D wymiarujemy na strumień miarodajny dla węzła D - największy z 4 możliwych
1) dla sumy czasoacutew tp2 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 + Fzr3 (najczęściej w praktyce)
2) dla sumy czasoacutew tp1 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 + Fzr3 (sprawdzenie)
3) dla czasu tp2 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 (sprawdzenie)
4) dla czasu tp1 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 (sprawdzenie)
Aby obliczyć Frsquozr2 (do sprawdzeń 2 i 4) należy określić położenie punktu Arsquo tak aby
czas przepływu od Arsquo do C był roacutewny tp1 tzn długość odcinka ArsquoC = tp1 2 Zakładając
proporcjonalny do długości kanału przyrost powierzchni zlewni
2
2
zr
zr
F
F
AC
CA (727)
Otrzymamy
AC
FCAF zr
zr2
2
(728)
87
73 METODA WSPOacuteŁCZYNNIKA OPOacuteŹNIENIA
731 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MWO
W metodzie wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) stosowanej w Niemczech pomija się
czasy retencji terenowej i kanałowej - czyli td = tp Wyznaczone w ten sposoacuteb spływy woacuted
deszczowych (Qm) są większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
W MWO miarodajny odpływ deszczu Qm dla td = tp określa się (w dm3s) z wzoroacutew [1]
- dawniej
FCtqQ sdm )(115 (729)
- obecnie (od 1999 r)
FCtqQ sdm )( (730)
gdzie
q151 - wzorcowe natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania td = 15 minut i
częstości występowania C = 1 rok przyjmowane dawniej jako średnie dla
Niemiec q151 = 100 dm3s ha Obecnie ustalane jest indywidualnie dla każdej
miejscowości z atlasu KOSTRA q151 [90 170] dm3s ha
(tdC) - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) dla czasu trwania
deszczu td (w minutach) i częstości wystąpienia C (w latach)
368409
38)( 4
C
tCt
d
d (731)
q(tdC) - miarodajne (maksymalne) natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu
trwania td = tp i częstości występowania C obecnie ustalane na podstawie
krzywych IDF z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej miejscowości
ψs - szczytowy wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany w zależności od
stopnia uszczelnienia powierzchni grupy nachylenia terenu i natężenia
wzorcowego deszczy (q15C) -
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
Stąd miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane jednostkowe natężenie
deszczu (wg bdquostaregordquo wzoru (729)) Reinholda
)36840(9
38)( 4
115115
Ct
qCtqd
d (732)
Dla q151 = 100 dm3s ha z (732) otrzymamy obliczeniowe natężenia deszczy zależne od C
o q152 = 130 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 2 lata ((tdC) = 1300)
o q155 = 180 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 5 lat ((tdC) = 1784)
o q1510 = 225 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 10 lat ((tdC) = 2232)
88
W tabeli 74 podano pomocne w obliczeniach miarodajnego do wymiarowania
kanalizacji zredukowanego natężenia deszczu (wg Reinholda) wartości wspoacutełczynnika
opoacuteźnienia (tdC) w zależności od czasu trwania td i częstości deszczy obliczeniowych C
Tab 74 Wartości wspoacutełczynnika (tdC) dla roacuteżnych czasoacutew trwania
i częstości deszczy obliczeniowych wg ATV A-118 cytowane w [1]
Czas trwania
deszczu
td minuty
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (tdC)
dla deszczu o czasie td i częstości C
C = 20 lat C = 10 lat C = 5 lat C = 2 lata C = 1 rok
5 4740 3827 3059 2228 1714
6 4424 3572 2855 2079 1600
7 4148 3348 2676 1949 1500
8 3904 3151 2519 1835 1412
9 3687 2976 2379 1733 1333
10 3493 2820 2254 1642 1263
11 3318 2679 2141 1559 1200
12 3160 2551 2039 1485 1143
13 3016 2435 1947 1418 1091
14 2885 2329 1862 1356 1043
15 2765 2232 1784 1300 1000
16 2654 2143 1713 1248 0960
18 2458 1984 1586 1155 0889
19 2370 1913 1529 1114 0857
20 2288 1847 1477 1076 0828
30 1702 1374 1098 0800 0615
40 1354 1093 0874 0637 0490
60 0962 0776 0621 0452 0348
80 0746 0602 0481 0350 0270
100 0609 0492 0393 0286 0220
120 0514 0415 0332 0242 0186
150 0417 0337 0269 0196 0151
Najkroacutetsze miarodajne czasy trwania deszczu (td min) przyjmowane są w MWO w
zależności od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni ndash wg tab 75
Tab 75 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w MWO w zależności
od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni wg ATV A-118 cytowanej w [1]
Średni spadek
terenu Stopień
uszczelnienia
Minimalny czas
trwania deszczu
Deszcz
obliczeniowy
lt 1 le 50 15 minut q15C
gt 50 10 minut
q10C 1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut q5C
89
Wartość wspoacutełczynnika spływu szczytowego zależy głoacutewnie od stopnia uszczelnienia
zlewni i spadkoacutew powierzchni terenu oraz od natężenia deszczu (tab 76)
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) dla roacuteżnych natężeń i częstości deszczy
obliczeniowych (q15C) o czasie trwania 15 minut w zależności od grupy spadkoacutew terenu (it)
oraz stopnia uszczelnienia (ψ) wg ATV A-118 cytowanej w [1]
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań wspoacutełczynnika s
() natężenia q15C = 100 130 180 i 225 dm3s ha odpowiadają odpowiednio C = 1 2 5 i 10 lat
Zasady doboru kanałoacutew deszczowych i ogoacutelnospławnych w MWO
W projektowaniu wymiaroacutew kanałoacutew deszczowych bądź ogoacutelnospławnych według ATV
A-118 zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli wyznaczony strumień
miarodajny (Qm) przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
obliczanej wg metody opartej na wzorze Prandtla-Colebrooka (w Polsce nazywanego wzorem
Colebrooka-Whitersquoa)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
- hD le 075 - w przypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
- hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych
Przestrzeganie tych zaleceń prowadzi więc do uzyskania większej pewności poprawnego
pod względem hydraulicznym działania grawitacyjnego kanału jak i stworzenia dodatkowej
rezerwy bezpieczeństwa na przyszłościowy rozwoacutej czy też na wypadek jego przeciążenia
podczas intensywniejszych niż obliczeniowe opady
Należy zdawać sobie sprawę z faktu że wraz z postępującym uszczelnienia powierzchni
zlewni deszczowych miast rośnie wartość spływu powierzchniowego
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Grupy spadkoacutew terenu
1) it le 1 2) 1 lt it le 4 3) 4 lt it le 10 4) it gt 10
Wzorcowe natężenie deszczu q15C - w dm3s ha ()
100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225
0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
90
UWAGA W Polsce utrwalił się błędny sposoacuteb wymiarowania kanałoacutew deszczowych bądź
ogoacutelnospławnych - do całkowitego wypełnienia przekroju tj praktycznie bez pozostawienia
odpowiedniej rezerwy bezpieczeństwa
732 OSOBLIWOSCI OBLICZENIOWE W MWO
Procedura wymiarowania hydraulicznego kanalizacji wg MWO jest podobna jak w MGN
Ogoacutelnie dla każdego przekroju obliczeniowego kanału (węzła x sieci) wyznacza się
miarodajny czas trwania deszczu (td) odpowiadający sumarycznemu czasowi przepływu (tp)
w kanałach (sieci) wyżej położonych
Dla bardzo zroacuteżnicowanych powierzchni cząstkowych zlewni pod względem kształtu
spadkoacutew terenu czy wspoacutełczynnikoacutew spływu szczytowego występowanie zlewni
wspoacutełzależnych (oddziałujących na siebie) ndash czyli nieregularnych jest często spotykane
Rys 719 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 ltlt ψ2
Przykładowo dla zlewni przedstawionej na rys 719 - gdy ψs1 ltlt ψs2 i Fzr1 ltlt Fzr2 uzyska
się w MWO największy miarodajny strumień w węźle C przy pominięciu zlewni F1 i wy-
znaczeniu parametroacutew deszczu tylko dla zlewni cząstkowej F2 (zwłaszcza gdy tp1 gtgt tp2 -
uzasadnienie hipotezy analogiczne jak na rysunku 716 w [1])
Pomimo mniejszej zlewni całkowitej uzyskuje się w tym przypadku większy
obliczeniowy strumień ponieważ z przyczyny kroacutetszego czasu przepływu wspoacutełczynnik
opoacuteźnienia odpływu (czyli redukcji natężenia deszczu) (tdC) ma woacutewczas wyższą wartość
niż dla sumarycznego czasu przepływu
W przypadku połączenia dwoacutech kanałoacutew (jak na rysunku 718) jeżeli w wyniku
oddzielnego wymiarowania tych kanałoacutew otrzymamy zależność
1
2
29
m
p
m Qt
Q (734)
gdzie
Qm1 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Qm2 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o dłuższym czasie przepływu tp2
to za miarodajny (skorygowany) strumień objętości (Qms) po połączeniu tych kanałoacutew
uznajemy wynik z wzoru
91
)(2
1
211
p
p
mmmst
tQQQ (735)
gdzie
φ1 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Do dalszego toku obliczeń przyjmuje się woacutewczas kroacutetszy czas przepływu (tp1) oraz przepływ
skorygowany za pomocą wzoru (735)
Gdy warunek (734) nie jest spełniony to do obliczenia miarodajnego skorygowanego
strumienia (Qms) stosujemy wzoacuter
)( 212 mmms QQQ (736)
gdzie
φ2 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o dłuższym czasie przepływu tp2
W przypadku połączenia większej liczby (n) kanałoacutew o zroacuteżnicowanych czasach
przepływu (tpi) należy wyznaczyć skorygowany - średni ważony czas przepływu tps z wzoru
n
mi
n
mipips QQtt11
(737)
Wartość wspoacutełczynnika opoacuteźnienia odpływu φ w dalszych obliczeniach sieci ustala się na
podstawie tak uśrednionego czasu przepływu tps w węźle połączeniowym kanałoacutew
8 WSPOacuteŁCZESNE STANDARDY ODWODNIENIA
TERENOacuteW ZURBANIZOWANYCH
81 WYMAGANIA DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby dla każdego intensywnego opadu deszczu w wieloleciu
mogły zagwarantować pełną ochronę terenoacutew przed wylaniem tj zapobiec w pełni szkodom
w wyniku podmoknięcia terenu czy podtopienia budowli czy też utrudnieniom
komunikacyjnym
Zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu definiuje się jako
przystosowanie sieci kanalizacyjnej do przyjęcia maksymalnych - prognozowanych
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej - akceptowalnej społecznie
częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu
Określenie dopuszczalnych częstości z jaką średnio w okresie wieloletnim użytkownik
systemu kanalizacyjnego ma tolerować występowanie zaburzeń w funkcjonowaniu
kanalizacji powinno uwzględniać każdorazowo we właściwy sposoacuteb miejscowe
uwarunkowania terenu (tab 81)
92
Tab 81 Zalecane wg PN-EN 7522008 dopuszczalne częstości wylewoacutew z kanalizacji [1]
Częstość deszczu
obliczeniowego C )
[1 raz na C lat]
Kategoria standardu odwodnienia terenu
(Rodzaj zagospodarowania)
Częstość wystąpienia
wylania Cw
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie (wiejskie) 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne przejścia i
przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
) Dla deszczu obliczeniowego nie mogą wystąpić żadne przeciążenia systemoacutew
Wdrożona w Polsce norma europejska PN-EN 7522008 przyjmuje dopuszczalną
częstość wylania (Cw) jako miarę stopnia ochrony terenoacutew przed wylaniem - w zależności od
rodzaju jego zagospodarowania
Jak wynika z tabeli 81 o wymaganym standardzie odwodnienia terenu decyduje rodzaj
zagospodarowania w tym obecność obiektoacutew specjalnych infrastruktury podziemnej Tym
samym wyroacuteżniono cztery kategorie standardu odwodnienia terenu roacuteżniące się istotnie
dopuszczalną częstością wystąpienia wylania (Cw)
Podobną kategoryzację (I - IV) przyjęto w Polsce w latach osiemdziesiątych ubiegłego
wieku - w zależności od zagospodarowania i spadkoacutew terenu rozroacuteżniając przy tym jeszcze
rodzaj systemu kanalizacyjnego (tab 82)
Były to jednak znacznie niższe dopuszczalne wartości częstości (1 2 5 i 10 lat ndash dla
kanalizacji deszczowej) wystąpienia wylania w poroacutewnaniu do podanych w tabeli 81
Tab 82 Dopuszczalne prawdopodobieństwa (częstości) wystąpienia zalewoacutew terenu dla kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych wg IKŚ
Kategoria
standardu
odwodnie-
nia terenu
Rodzaju ukształtowania i zagospodarowania terenu -
w standardach odwodnienia I II III i IV kategorii
Prawdopodobieństwo p w
(częstość Cw w latach)
- kanalizacja
deszczowa
- kanalizacja
ogoacutelnospławna
I Wszystkie rodzaje zagospodarowania z wyjątkiem
dzielnic śroacutedmiejskich centroacutew miast oraz ulic klasy E i P
- teren płaski
100 (1) 50 (2)
II
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jw teren o
spadkach 2divide4
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach płaskich
50 (2) 20 (5)
III
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jak w 1 lecz w
szczegoacutelnie niekorzystnych warunkach ze względu na
odwodnienie (niecki terenowe)
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach o spadkach 2divide4
20 (5) 10 (10)
IV
Dzielnice śroacutedmiejskie centra miast oraz ulice klasy E i P
na terenach szczegoacutelnie niekorzystnych ze względu na
odwodnienie lub form zagospodarowania wymagających
wyjątkowej pewności odwodnienia
10 (10) 5 (20)
) Instytut Kształtowania Środowiska Zasady planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w
aglomeracjach miejsko-przemysłowych i dużych miastach Warszawa 1983
93
Zalecenia PN-EN 7522008 są więc na tym tle bardzo rygorystyczne a przy tym nie
roacuteżnicują częstości wylewoacutew dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
Zgodnie z niemiecką praktyką kanalizacyjną
wylanie należy wiązać ze szkodami względnie zakłoacuteceniami funkcjonowania jezdni
czy podziemnych obiektoacutew komunikacyjnych spowodowanymi wystąpieniem woacuted
opadowych z systemu kanalizacyjnego na powierzchnię terenu lub niemożnością ich
odprowadzenia do systemu wskutek jego przeciążenia
samo wystąpienie wody opadowej na ulicę nie spełnia warunku faktycznego stanu
wylania dopoacuteki spływ w przekroju poprzecznym ulicy uniemożliwia dalszy wzrost
poziomu lustra wody powyżej krawężnikoacutew i przekroczenie granic posesji
Przy niewystarczającym spadku podłużnym jezdni czy braku wpustu zwierciadło wody
może jednak podnieść się powyżej wysokości krawężnika i doprowadzić do wylania wody na
teren posesji a stamtąd do potencjalnego wnikania do budynkoacutew
Zwymiarowane metodami czasu przepływu - większe systemy kanalizacyjne (o
powierzchni zlewni F gt 2 km2 lub o tp gt 30 minut) zaleca się obecnie sprawdzać pod kątem
ich maksymalnej przepustowości hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane
modele symulacyjne (hydrodynamiczne) dla spełnienia wymagań PN-EN 7522008 odnośnie
akceptowalnych społecznie częstości wylewoacutew (wg tab 81)
Zalecenia PN-EN 7522008 co do dopuszczalnych częstości wylewoacutew z kanalizacji są
trudne do weryfikacji na etapie projektowania nowych systemoacutew ponieważ nie da się
uogoacutelnić związku pomiędzy częstością opadoacutew projektowych a częstością wylewoacutew
Pomocna okazuję się tutaj wytyczna ATV A11819992006 ktoacutera wprowadza pojęcie
częstości nadpiętrzenia (Cn) jako pomocniczej wielkości wymiarującej do obliczeń
sprawdzających (modelowania działania) sieci kanalizacyjnych (tab 83)
Tab 83 Zalecane wg ATV A-118 częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających
projektowanych bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych
(poziom odniesienia powierzchnia terenu) cytowane w [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia Cn
[1 raz na C lat]
I Tereny pozamiejskie 2
II Tereny mieszkaniowe 3
III Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5
IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 10
)
) Przy przejazdach należy wziąć pod uwagę że nadpiętrzeniu powyżej powierzchni terenu z reguły
towarzyszy bezpośrednio wylanie o ile nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające Tutaj
częstości nadpiętrzenia i wylania odpowiadają wymienionej w tabeli 81 wartości bdquo1 na 50rdquo
Przez nadpiętrzenie w sieci (studzience) kanalizacyjnej należy rozumieć przekroczenie
przyjętego poziomu odniesienia - najczęściej powierzchni terenu
94
Obliczenia sprawdzające przepustowości kanałoacutew ograniczono więc zatem do takich
stanoacutew systemu przy ktoacuterych lustro ściekoacutew pozostaje wewnątrz systemu względnie osiąga
poziom powierzchni terenu
Takie stany dają się w poprawny sposoacuteb odwzorować przy wykorzystaniu istniejących
modeli hydrodynamicznych (np SWMM) na podstawie danych o geometrii sieci wymiaroacutew
kanałoacutew i obiektoacutew Przez to zostaje wyznaczony obliczeniowo stan przeciążenia ktoacutery jest
najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej kolejności wylaniu (tab 83)
82 POROacuteWNANIE DOTYCHCZASOWYCH METOD WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE i W NIEMCZECH
821 Analiza jakościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
W pracy [1] poroacutewnano dwie metody obliczeniowe czasu przepływu stosowaną w Polsce
MGN (z wzorem Błaszczyka) i w Niemczech MWO (z wzorem Reinholda) do wymiarownia
kanalizacji deszczowej na tle wymaganych obecnie standardoacutew odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych (przykład obliczeniowy podano w rozdziale 85 [1])
UWAGA Poroacutewnywane metody roacuteżnią się ilościowo - pod względem wartości obliczanych
strumieni Qm(C) lecz wykazują wysoką zgodność jakościową pod względem podobnych
przyrostoacutew strumieni przy zwiększaniu częstości opadoacutew projektowych (C)
Na przykładzie całkowicie wypełnionych kanałoacutew o przekroju kołowym łatwo wykazać
że wzrost ich przepustowości całkowitej (Q) zależy od średnicy kanału (d) w funkcji
3 8
1
3 8
11 d
d
dQ
dQ iii (81)
Dowoacuted Korzystając z wzoru Manninga na prędkość średnią (rozdział 9 w [1])
21321iR
nh (82)
dla promienia hydraulicznego Rh = d4 i wspoacutełczynnika szorstkości kanału n = 0013 sm13
otrzymamy
21322132 5330)4
(1
idid
n (83)
stosując roacutewnanie ciągłości ruchu
ididd
AQ 3 821322
982353304
(84)
przy spadku linii energii roacutewnemu spadkowi dna kanału ii = i1 = idem otrzymamy
95
3 8
1
3 8
13 8
1
3 8
11 9823
9823
)(
)(
d
d
id
id
dQ
dQ iiiii (85)
Na wykresie na rys 81 przedstawiono względne zależności did1 od QiQ1 equiv qmiqm1 ndash
wyliczone z MGN i MWO
Rys 81 Jakościowa zależność względnej średnicy kanału od względnego strumienia objętości
Z wykresu wynika że dwukrotne zwiększenie wartości częstości deszczu z C = 1 rok na
C = 2 lata powoduje wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika 127 - wg
wzoru Błaszczyka (MGN) lub o 13 - wg wzoru Reinholda (MWO) a więc wymaga wzrostu
przepustowości kanału o rząd 30 co wymaga z kolei wzrostu średnicy kanału tylko rzędu
10 - rys 81
UWAGA Oba wzory dają roacuteżne bezwzględne wartości strumieni Q
Przykładowo dziesięciokrotne zwiększenie wartości częstości deszczu np z C = 1 rok
na C = 10 lat powoduje względny wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika ok
22 (w MGN i MWO) i wymaga wzrostu średnicy kanału jedynie rzędu 35
Jak z tego wynika bdquobezpiecznerdquo projektowanie średnic kanałoacutew na większą wartość C np
na C = 2 w poroacutewnaniu z C = 1 lub na C = 5 w poroacutewnaniu z C = 2 czy też na C = 10 w
poroacutewnaniu z C = 5 wymaga tylko nieznacznego wzrostu średnicy o około 10 a więc
praktycznie nie podnosi kosztoacutew budowy kanalizacji zapewniając jednocześnie większą
pewność poprawnego jej działania
Racjonalne jest więc zapewnianie bdquowyższego standardurdquo ochrony terenoacutew
zurbanizowanych przed wylaniami z kanalizacji poprzez podnoszenie (w pewnym
zakresie) wartości częstości obliczeniowych deszczy (C) - miarodajnych do
projektowania kanalizacji czyli obniżanie przyjmowanych wartości
prawdopodobieństwa (p) ich pojawiania się
96
822 Analiza ilościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
Obliczane wg MWO miarodajne do wymiarowania kanalizacji strumienie ściekoacutew
deszczowych (Qm) są znacznie większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
Wynika to głoacutewnie z roacuteżnic zastosowanych modeli opadoacutew ale także z odmiennych
założeń wyjściowych samych metod obliczeniowych co do miarodajnego czasu trwania
deszczu (w MWO td = tp) czy też wartości wspoacutełczynnikoacutew spływu (s w MWO)
Wyniki obliczeń strumieni Qm wg MWO mogą być nawet dwukrotnie większe w
poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN - dla tych samych parametroacutew zlewni deszczowych tj
czasu przepływu i częstości występowania deszczu obliczeniowego [1]
Tab 84 Poroacutewnanie natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast (z atlasu
KOSTRA) na tle zmierzonych we Wrocławiu i w Bochum oraz obliczonych z modeli Reinholda
(612) Błaszczyka (614) i Bogdanowicz-Stachy (616) Lp Miejscowość Natężenie deszczu q10C (w dm
3s ha)
dla częstości C (w latach) Uwagi
C = 1 C = 2 C = 5 C = 10
1 Świnoujście 1352 1640 2020 2308
[KOSTRA]
2 Szczecin 1447 1776 2211 2540
3 Kostrzyń 1441 1747 2151 2457
4 Słubice 1486 1648 1863 2025
5 Gubin 1571 2019 2611 3059
6 Zgorzelec 1477 1869 2386 2778
7 Bogatynia 1410 1866 2469 2926
8 Średnio (1divide7) 1455 1795 2244 2585
9 Wrocław [106] 1483 1833 2300 2617 1960divide2009
10 Wg modelu Reinholda 1263 1642 2254 2820 q151 = 100 dm3s ha
11 Wg modelu Błaszczyka 1009 1276 1725 2173 H = 600 mm
12 Roacuteżnica (10-11) (11) 252 287 307 298 -
13 Roacuteżnica (8-11) (11) 442 407 301 190 -
14 Wg Bogdanowicz-
Stachy dla regionu
R1 506 1852 2708 3220 1960divide1990
R2 506 1547 2209 2604
15 Bochum - Niemcy [10] 1600 1984 2500 2884 1951divide1980
Dla czasu trwania deszczu td = 10 minut wzajemne roacuteżnice wynikoacutew obliczeń natężeń
deszczy q10C - obliczonych z modelu Reinholda względem obliczonych z modelu Błaszczyka
są rzędu 30 (tab 84 wiersz 12) na niekorzyść modelu Błaszczyka
Średnie wartości natężeń deszczy q10C dla polskich miast mieszczących się w zasięgu
atlasu KOSTRA (z 1997 roku) są niemal identyczne ze zmierzonymi we Wrocławiu [1] i
zbliżone wartościami do obliczonych z modelu Reinholda (tab 84 - wiersze 8 9 i 10)
Średnie te są znacznie wyższe od obliczonych z modelu Błaszczyka od 44 do 19 w
praktycznym do projektowania kanalizacji deszczowej zakresie C [1 10] lat (wiersz 13)
Wg modelu Bogdanowicz-Stachy w regionie centralnym Polski (R1) natężenia q10C są
wyższe niż w regionie poacutełnocno-zachodnim (R2) Obliczane z tego modelu natężenia deszczy
poza C = 1 rok korespondują zaroacutewno ze zmierzonymi we Wrocławiu i w Bochum jak i
podanymi w atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych
97
Z przeprowadzonych analiz wynikają istotne wnioski interpretacyjne co do wartości
natężeń deszczy - obliczanych dotychczas z wzoru Błaszczyka - w MGN
W dostosowywaniu do zaleceń PN-EN2008 (tab 81) odnośnie częstości projektowych
(C) deszczy do wymiarowania kanalizacji (deszczowej i ogoacutelnospławnej) należy konieczne
podnieść wartości częstości C wprowadzanych do wzoru Błaszczyka
z C = 1 rok na C = 2 lata - w I kategorii standardu odwodnienia (tereny wiejskie)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
Zbliżyłoby to rezultaty wymiarowania wg MGN do bezpieczniejszych ze względu na
zalecane obecnie częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw) Jednak nadal byłyby to
niższe wartości miarodajnych strumieni Qm ndash obliczanych wg MGN w poroacutewnaniu z MWO -
min ze względu na roacuteżnice wspoacutełczynnikoacutew spływu ψ - w MGN i ψs - w MWO bowiem ψs
gt ψ
83 METODA MAKSYMALNYCH NATĘŻEŃ DO BEZPIECZNEGO
WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE
831 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MMN
W celu zapewnienia niezawodności działania systemoacutew odwadniania terenoacutew (w tym
kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej) budowanych czy modernizowanych w Polsce
zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008 pilna staje się potrzeba zmiany
dotychczasowych zasad ich wymiarowania (MGN) w tym zastąpienie modelu Błaszczyka
nowymi dokładniejszymi modelami opadoacutew maksymalnych o zasięgu lokalnym
W pracy [1] zaproponowano daleko idącą modyfikację MGN poprzez wyeliminowanie
czasoacutew opoacuteźnienia-retencji tk i tr a więc uzależnienie opoacuteźnienia odpływu jedynie od
rzeczywistego czasu trwania opadu td - roacutewnego czasowi przepływu tp (na wzoacuter MWO) i
korzystanie z wiarygodnych polskich modeli opadoacutew maksymalnych
Wykazano bowiem że warunki hydrologiczne Polski i Niemiec są zbliżone a ponadto
miarodajne do projektowania bezpiecznych systemoacutew odwodnień terenoacutew zurbanizowanych
są maksymalne wysokości opadoacutew deszczu (o czasach trwania do kilku godzin) ktoacutere
występują z reguły w okresach długotrwałych zjawisk opadowych (trwających nawet
kilka dni) Woacutewczas znaczenie koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr) jest
pomijalnie małe Tak więc
MMN = zasady MWO + polskie modele opadoacutew maksymalnych
98
Miarodajny strumień deszczu Qm (w dm3s) wg umownie nazwanej bdquometody
maksymalnych natężeńrdquo (MMN) obliczyć należy z wyjściowej postaci wzoru
FCtqQ sdm )(max (86)
gdzie
qmax(td C) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu trwania
td = tp i częstości występowania C ndash z wiarygodnych modeli opadoacutew
maksymalnych - krzywych IDF (przy td min - wg tab 74)
ψs - maksymalny (szczytowy) wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany
w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni (ψ) nachylenia terenu (it) oraz
częstości deszczy C (- wg tabeli 76 PL)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
W MMN najkroacutetsze zalecane czasy trwania deszczu td min należy dobierać w zależności od
nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni Zastosowanie więc mają czasy td min
5 10 15 minut - wg tabeli 74
Tab 74 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w zależności
od spadku terenu (it) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i
spadkoacutew terenu (it) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C)
Średni
spadek
terenu
Stopień
uszczelnienia
powierzchni
Minimalny
czas trwania
deszczu
lt 1 le 50 15 minut
gt 50 10 minut
1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Spadki terenu
it le 1 1 lt it le 4 4 lt it le 10 it gt 10
Częstości obliczeniowe deszczu C lata
C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań s
99
Na podstawie analiz poroacutewnawczych dotyczczasowych modeli opadoacutew do wymiarowania
odwodnień terenoacutew do czasu opracowania atlasu opadoacutew maksymalnych w Polsce (na wzoacuter
atlasu KOSTRA w Niemczech) można sformułować zalecenia co do ich przydatności w
MMN
do wymiarowania sieci kanalizacyjnych
o dla częstości projektowej deszczu C = 1 rok (w I kategorii standardu odwodnienia
terenu) należy stosować wiarygodne modele lokalne opadoacutew maksymalnych bądź
do czasu ich opracowania z konieczności stosować można wzoacuter Błaszczyka (dla
td = tp) jednak z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata
o dla częstości projektowych deszczy C = 2 5 i 10 lat zaleca się stosowanie
wiarygodnych modeli lokalnych (jak np w przypadku Wrocławia) bądź modelu
Bogdanowicz-Stachy Jednak na terenach podgoacuterskich i goacuterskich (ktoacuterych nie
obejmuje model Bogdanowicz-Stachy - rys 610) z konieczności stosować można
wzoacuter Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy (dla td = tp)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii (wg tab 81)
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
do wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew deszczowych ze względu na
ich wagę w zapewnieniu niezawodności działania systemoacutew odwodnieniowych
terenoacutew należy odpowiednio zwiększyć wartości przyjmowanych częstości
projektowych opadoacutew dla zbiornikoacutew (Cz gt C) w stosunku do zalecanych częstości
projektowych do wymiarowania sieci kanalizacyjnych (na wzoacuter wytycznych
niemieckich) i korzystać tutaj z zalecanych wyżej modeli opadoacutew (tab 85)
Tab 85 Zalecane modele opadoacutew do wymiarowania systemoacutew odwodnieniowych wg MMN [1]
Standard
odwodnienia
terenu
Wymagane
częstości
projektowe
Zalecane modele opadoacutew i częstości deszczy
C - do wymiarowania
sieci odwodnieniowych
Cz - do wymiarowania
zbiornikoacutew retencyjnych
- lata lata lata
Tereny wiejskie C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 lub
model Błaszczyka dla C = 2
Modele lokalne dla Cz = 2 lub
model Błaszczyka dla Cz = 5
Tereny
mieszkaniowe
C = 2 lata
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 2
(Model Błaszczyka dla C = 5)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz = 5
(Model Błaszczyka dla Cz = 10)
Centra miast
tereny usług i
przemysłu
C = 5 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 5
(Model Błaszczyka dla C = 10)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 10
(Model Błaszczyka dla Cz ge 20)
Podziemne obiekty
komunikacyjne
przejścia przejazdy
C = 10 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 10
(Model Błaszczyka dla C = 20)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 20
(Model Błaszczyka dla Cz ge 30)
W przypadku Wrocławia do projektowania sieci i obiektoacutew kanalizacyjnych zaleca się
model fizykalny opadoacutew maksymalnych (628) zwłaszcza dla praktycznego zakresu td [5
180] minut i C [1 10] lat postaci [1]
100
2650
max )453()530ln(681676)( dd tCCth (89)
ktoacutery po przekształceniu na maksymalne natężenia opadoacutew przyjmuje postać
12650
max ])453()530ln(681676[7166)(
ddd ttCCtq (89a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
Ponadto zaleca się przyjąć w Polsce jako zasadę doboacuter średnic grawitacyjnych kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych na niecałkowite wypełnienie ndash do 90 przepustowości
przekroju przy strumieniu Qm (według zaleceń ATV A-118)
Metoda maksymalnych natężeń (MMN) pozwoli osiągnąć w Polsce roacutewnie bezpieczne
rezultaty wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych jak w wypadku metod czasu przepływu
stosowanych w Niemczech (MWO i MZWS) zaroacutewno pod względem wartości miarodajnych
strumieni deszczy (Qm) jak i osiąganych częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw)
Tak zwymiarowane (MMN) systemy kanalizacyjne obejmujące zlewnie deszczowe o
powierzchni F gt 2 km2 zaleca się dodatkowo sprawdzać pod kątem ich przepustowości
hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane modele symulacyjne -
hydrodynamiczne dla spełnienia wymagań PN-EN 752 co do akceptowalnych społecznie
częstości nadpiętrzeń czy wylewoacutew (wg tab 81 83 i 85) Zastosowanie mają tutaj
zwłaszcza probabilistyczne modele opadoacutew maksymalnych
W przypadku Wrocławia korzystać można z modelu opartego na rozkładzie
prawdopodobieństwa Fishera-Tippetta (typu IIImin) dla zakresu td [5 4320] minut i p [1
001] czyli C [1 100] lat o postaciach (DDF i IDF) [1]
8090022202420
max ln 68981197417584)( pttpth ddd (810)
lub
1
8090
022202420
max ]1
ln68981197417584[7166)(
dddd t
CttCtq (810a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p C -
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu z przewyższeniem lata
101
852 WYMIAROWANIE PRZYKŁADOWYCH SIECI KANALIZACYJNYCH
Na potrzeby wymiarowania a następnie modelowania hydrodynamicznego działania
przykładowo zwymiarowanych sieci kanalizacji deszczowej przyjęto modelową zlewnię
deszczową o wymiarach 750 na 2700 m i powierzchni F = 2025 ha (rys 85)
1
2
5
4
3
6
7
10
9
8
11
12
15
14
13
16
17
20
19
18
21
22
25
24
23
26
27
30
29
28
31
32
35
34
33
86
87
90
89
88
81
82
85
84
83
76
77
80
79
78
71
72
75
74
73
66
67
70
69
68
61
62
65
64
63
56
57
60
59
58
51
52
55
54
53
46
47
50
49
48
41
42
45
44
43
36
37
40
39
38 out
Rys 85 Plan zintegrowanych powierzchni cząstkowych modelowej zlewni deszczowej
Zlewnia ta składa się z 90 modułoacutew - zintegrowanych zlewni cząstkowych o powierzchni
cząstkowej 225 ha (o wymiarach 150 na 150 m) Kanalizowana zlewnia w zabudowie
mieszkaniowej znajduje się w terenie płaskim na obszarze Wrocławia Przyjmując zastępczy
(średni ważony) wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = 025 jej powierzchnia
zredukowana wynosi Fzr = 50625 ha Projektowane kanały boczne w liczbie 36 mają
długość 300 m (2 odcinki po 150 m) Kolektor ma długość 2700 m (18 odcinkoacutew po 150 m)
Obliczenia hydrologiczne i hydrauliczne kanalizacji deszczowej przeprowadzono dla 3
wariantoacutew wymiarowania sieci - 3 metodami czasu przepływu a mianowicie
(I) MGN - z modelem opadoacutew Błaszczyka (717) dla H = 590 mm (Wrocław)
(II) MGN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
(III) MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych dla 3
wariantoacutew obliczeniowych sieci kanalizacji deszczowej przedstawiono w tabeli 814
Tabela 814 Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych
przykładowych sieci kanalizacji deszczowej (dla trzech wariantoacutew wymiarowania)
Wariant
metoda
Częstość deszczu
obliczeniowego
C lata
Czas koncentracji
terenowej
tk min
Czas
retencji
kanałowej
tr min
Minimalny czas
trwania deszczu
miarodajnego
tdm min min
Maksymalne
wypełnienie
kanału
D kanały
boczne kolektor
kanały
boczne kolektor
I MGN z
wzorem (717) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
II MGN z
wzorem (810a) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
III MMN z
wzorem (810a) 2 2 0 0 0 15 do 75
102
Wyniki wymiarowania
I MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W I wariancie wymiarowania kanalizacji deszczowej opracowano krzywe natężenia
deszczu z wzoru Błaszczyka (717) Zredukowane (dla czasu przepływu tp) krzywe IDF dla
częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 86
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q dm
s
ha
3
C=2
C=1
p Rys 86 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z wzoru Błaszczyka do MGN
W I wariancie obliczeniowym kanały boczne składają się z dwoacutech odcinkoacutew
obliczeniowych - pierwszy o średnicy K030 oraz drugi o średnicy K040 m Kolektor składa
się z 18 odcinkoacutew o średnicach od K080 do K160 m Obliczeniowy czas przepływu wynosi
456 min Miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych wynioacutesł Qm(I) = 1948 m3s
II MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W II wariancie obliczeniowym opracowano krzywe natężenia deszczu do MGN z modelu
opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia Zredukowane (od czasu przepływu tp) krzywe IDF z
wzoru (810a) dla częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 87
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
C=1
Rys 87 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MGN
W II wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K050 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicach od K080 do K20 m Czas przepływu w sieci wynosi 4385 min
Przyjmując miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948
m3s za 100 to strumień odpływu w II wariancie Qm(II) = 3049 m
3s jest wyższy o 56
103
III MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W III wariancie obliczeniowym na podstawie założeń wyjściowych (tab 814)
opracowano krzywą natężenia deszczu do MMN - z modelu (810a) opadoacutew maksymalnych
dla Wrocławia Krzywą IDF dla C = 2 lata i td min = 15 minut przedstawiono na rysunku 88
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
Rys 88 Krzywa natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MMN
W III wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K060 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicy od K080 do K220 m Czas przepływu wynosi 4333 min Przyjmując
miarodajny strumień objętości odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948 m3s
za 100 to strumień w III wariancie obliczeniowym Qm(III) = 3700 m3s jest wyższy aż o
90 (oraz o 21 wyższy względem II wariantu Qm(II) = 3049 m3s)
853 MODELOWANIE DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
W celu weryfikacji występowania nadpiętrzeń w kanałach w przykładowo
zaprojektowanych sieciach należy zgodnie z zaleceniami DWA-A 1182006 obciążyć
zlewnię modelową deszczem o częstości występowania C = 3 lata (wg tab 83) i czasie
trwania dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w sieci
Ponieważ w zaprojektowanych zlewniach modelowych (średni) czas przepływu jest rzędu
45 min opracowano na podstawie wzoru (810) na maksymalną wysokość deszczu we
Wrocławiu opad modelowy o czasie trwania t = 90 min Do symulacji działania sieci
wykorzystano oprogramowanie SWMM 50
Ideą opadoacutew modelowych jest oddanie w sposoacuteb zbliżony do rzeczywistości przebiegu
typowych opadoacutew - o zmiennej w czasie intensywności Przykładem jest model Eulera typu
II zalecany min do symulacji działania kanalizacji w Niemczech a obecnie w Polsce [1]
104
Rys 3 Opad modelowy Eulera typu II o C = 3 lata i t = 90 min dla Wrocławia
Wyniki modelowania
Ad I Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zwymiarowanej w 3 wariantach obciążono zlewnię opracowanym opadem modelowym
Eulera typu II dla warunkoacutew wrocławskich Z sumarycznej wysokości opadu (2675 mm)
czwarta jego część (ψ = 025) przekształcana była w spływ powierzchniowy i trafiała do
kanalizacji
Profil kolektora wraz z maksymalnymi wypełnieniami w czasie trwania opadu (31-sza
minuta) dla zwymiarowanej w I wariancie sieci kanalizacyjnej przedstawiono na rys 810
Rys 810 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Zaprojektowana w I wariancie sieć kanalizacji deszczowej nie ma odpowiedniej
przepustowości hydraulicznej aby bez nadpiętrzeń do poziomu terenu odprowadzać
modelowane spływy ściekoacutew deszczowych Jak pokazano na rysunku 810 praktycznie cały
kolektor poza ostatnim odcinkiem pracuje pod ciśnieniem w czasie trwania zadanego
opadu modelowego Nadpiętrzenia rzędu kilku metroacutew w tym do powierzchni terenu (i
105
wylania) występują w większości węzłoacutew obliczeniowych kolektora W przypadku kanałoacutew
bocznych roacutewnież mamy do czynienia z licznymi nadpiętrzeniami
Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania opadu modelowego nie zmieściły się
lub wylały się z sieci wynosi 1291 m3 Większa część z tej objętości to ścieki deszczowe
ktoacutere wylały się w początkowych odcinkach sieci - w węzłach obliczeniowych gdzie
zagłębienie kolektora jest najmniejsze Łącznie wylania zanotowano aż w 71 węzłach
obliczeniowych czyli w 71 zintegrowanych zlewniach cząstkowych
Węzły obliczeniowe w ktoacuterych nastąpiły wylania przedstawiono schematycznie na
rysunku 814 Tylko w przypadku 19 z 90 węzłoacutew napiętrzenia nie osiągnęły w żadnej chwili
czasowej trwania opadu modelowego poziomu terenu
Rys 814 Miejsca spiętrzeń powyżej poziomu terenu w modelowej zlewni
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
W I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej maksymalny modelowy strumień
objętości na ostatnim odcinku kolektora wynioacutesł Qmax(I) = 516 m3s
Ad II Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zaprojektowanej w II wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o
częstości występowania C = 3 lata i o czasie trwania t = 90 min (analogicznie jak w
przypadku I wariantu) Profil kolektora wraz z wypełnieniami w wybranym czasie trwania
opadu (31 minuta) przedstawiono na rysunku 816
Rys 816 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
106
Jak widać z rysunku 816 napiętrzenia na początkowych odcinkach kolektora w
przedstawionej chwili czasowej symulacji osiągają poziom terenu Środkowe i po części
końcowe odcinki kolektora pracują już pod niewielkim ciśnieniem W przypadku
początkowych kanałoacutew bocznych także mamy do czynienia z nadpiętrzeniami do poziomu
terenu Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania deszczu modelowego nie
zmieściły się lub wylały się z sieci wynosi 20 m
3 Łącznie wylania zanotowano w 12
węzłach (rys 819)
Rys 819 Miejsce nadpiętrzeń do poziomu terenu w modelowej zlewni
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Maksymalny modelowy strumień objętości (w II wariancie) na ostatnim odcinku
kolektora wynosił Qmax(II) = 611 m3s
Ad III Sieć deszczowa zwymiarowana MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
Do weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej zaprojektowanej
w III wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o częstości C = 3
lata i o czasie trwania t = 90 min Profil kolektora (34 minuta) przedstawiono na rysunku
821
Rys 821 Profil kolektora w 34 minucie trwania opadu modelowego
w III wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Jak wynika z rysunku 821 praktycznie cały kolektor pracuje ze swobodnych lustrem
ściekoacutew W przypadku wszystkich kanałoacutew bocznych nadpiętrzenia do poziomu terenu
roacutewnież nie występują - brak wylewoacutew z kanałoacutew
107
Maksymalny modelowy strumień objętości przepływu (w III wariancie) na ostatnim
odcinku kolektora wynosił Qmax(III) = 695 m3s
854 WNIOSKI Z ANALIZ DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
Przeprowadzone badania miały na celu weryfikację przydatności do bezpiecznego
projektowania sieci (i obiektoacutew) kanalizacyjnych tzw metod czasu przepływu Zestawienie
wynikoacutew wymiarowania i analiz działania modelowych sieci kanalizacyjnych (dla trzech
wariantoacutew) przedstawiono w tabeli 818
Tab 818 Zestawienie wynikoacutew wymiarowania i modelowania działania przykładowych sieci
kanalizacyjnych w terenie płaskim w warunkach wrocławskich
Wariant
obliczeń
Parametry projektowe kanalizacji deszczowej Parametry modelowe
Strumień
odpływu
Qm
Objętość
sieci
VK
Wskaźnik
objętości
VKj
Rezerwa
systemu
VR
Maksymalny
wymiar
kolektora
Maksymalne
zagłębienie
kolektora
Strumień
modelowy
Qmax
Liczba
wylewoacutew
Lw
Objętość
wylewoacutew
Vw
m3s m
3 m
3ha m m ppt m
3s - m
3
I 1948 4849 239 22 K16 599 516 71 1291
II 3049 7234 357 22 K20 591 611 12 20
III 3700 9825 485 28 K22 533 695 0 0
Przeprowadzone analizy wskazały jednoznacznie że bezpieczną metodą czasu
przepływu jest MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia ze względu na
brak nadpiętrzeń do powierzchni terenu i wylewoacutew z kanalizacji
Wzoacuter Błaszczyka i ogoacutelnie MGN znacznie niedoszacowuje miarodajny do wymiarowania
sieci strumień objętości ściekoacutew deszczowych ze względu na licznie występujące
nadpiętrzenia do powierzchni terenu i wylania Proacuteba zastosowania w MGN wzoru opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia też nie przyniosła zadawalających wynikoacutew - zmalała jedynie
liczba nadpiętrzeń i objętość wylewoacutew z kanalizacji
9 PODSTAWY WYMIAROWANIA HYDRAULICZNEGO
PRZEWODOacuteW ŚCIEKOWYCH I KANAŁOacuteW
91 RODZAJE I KLASYFIKACJE PRZEPŁYWOacuteW CIECZY
W kanałach przewodach ściekowych i obiektach kanalizacyjnych wyroacuteżnić można pod
względem hydraulicznym trzy zasadniczo roacuteżniące się przepływy cieczy [2 39 64 69 72
84 189 232]
pod ciśnieniem - pełnym przekrojem przewodu ściekowego (kanału)
o swobodnej powierzchni - przy częściowym wypełnieniu kanału
o swobodnej strudze - np przez koronę przelewu
Odrębną grupę stanowią przepływy ciśnieniowe o ruchu wirowym spotykane min w
urządzeniach do dławienia energii czy regulatorach hydrodynamicznych
Gdy parametry ruchu cieczy takie jak ciśnienie prędkość przepływu i przyspieszenie
nie zmieniają się w czasie i w przestrzeni to taki ruch jest ustalony W przeciwnym
wypadku tj gdy parametry ruchu są funkcjami zaroacutewno położenia jak i czasu ruch taki jest
nieustalony
Powiązanie parametroacutew ruchu cieczy z geometrią przewodoacutew ściekowych czy kanałoacutew
ujmują układy roacutewnań roacuteżniczkowych de Saint-Venanta o roacuteżnym stopniu uproszczeń
stosowanych do ich wymiarowania (tab 91)
Tab 91 Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych
odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110 [1]
Oznaczenia do tabeli
x ndash wspoacutełrzędna drogi t ndash wspoacutełrzędna czasu Q ndash strumień objętości q ndash jednostkowy
dopływodpływ boczny (przyjmowany jako ustalony) A ndash powierzchnia przekroju poprzecznego
strumienia cieczy i ndash spadek dna J ndash spadek linii energii wywołany tarciem h ndash wysokość
napełnienia kanału względnie wysokość ciśnienia w przewodach całkowicie wypełnionych v ndash
średnia prędkość przepływu g ndash przyspieszenie ziemskie
KANALIZACJA I
109
Przy rozwiązaniu pełnego układu roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy tj roacutewnania
zachowania pędu i roacutewnania zachowania masy (ciągłości przepływu) - oznaczonego w tab
91 jako bdquo0rdquo - metoda obliczeniowa jest dokładna dla roacuteżnych stanoacutew i uwarunkowań
systemowych w wyniku powiązania strumieni przepływu i poziomoacutew cieczy z parametrami
geometrycznymi przewodoacutew a także średnią prędkością przepływu Znajduje zastosowanie
do modelowania działania systemoacutew kanalizacyjnych w czasie rzeczywistym
Układ roacutewnań oznaczony jako bdquo1rdquo ma ścisłe zastosowanie do kanałoacutewprzewodoacutew
tranzytowych - bez bocznych dopływoacutewodpływoacutew
Dalsze uproszczenia tj pominięcie pierwszego czy drugiego członu roacutewnania ruchu
(postaci bdquo1rdquo) może już prowadzić do błędoacutew obliczeniowych (postać bdquo4rdquo) Jednak błędy te
mogą mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się
Układy roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne
analitycznie - poza postacią oznaczoną w tab 91 jako bdquo7rdquo - bdquoprzepływ normalnyrdquo
Konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich rozwiązywania
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna i stała na ogoacuteł chropowatośćszorstkość ścian Przy ich
wymiarowaniu przepływy ściekoacutew są traktowane najczęściej jako ustalone i roacutewnomierne
(chwilowo niezmienne) co dla strumienia miarodajnego (maksymalnego) Qm jest jak
dotychczas podstawą doboru wymiaroacutew liniowych kanału czy przewodu
Przykładowo dla kanałoacutew częściowo wypełnionych zakłada się że rozwiązanie
roacutewnania ruchu cieczy (postaci bdquo7rdquo ndash tab 91) i = J mieści się w klasie dokładności danych
wyjściowych dotyczących głoacutewnie strumienia przepływu
92 PRZEPŁYWY PEŁNYM PRZEKROJEM PRZEWODU
921 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
Podczas przepływu cieczy newtonowskiej (ścieki - woda) w przewodach zamkniętych
powstają naprężenia styczne (opory ruchu) wywołane lepkością określane jako straty
hydrauliczne Wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh) w całkowicie wypełnionym
rurociągu o długości l i średnicy wewnętrznej d wyraża wzoacuter Darcy-Weisbacha
gR
l
gd
lh
h 242Δ
22
(93)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (tarcia) -
- średnia prędkość strumienia cieczy w przekroju poprzecznym rurociągu ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Rh - promień hydrauliczny stosunek powierzchni przekroju poprzecznego (A) strumienia
cieczy do obwodu zwilżonego (U) Rh = d4 - dla przewodoacutew o przekroju kołowym
całkowicie wypełnionych m
KANALIZACJA I
110
Dla izotermicznych (bez wymiany ciepła) przepływoacutew turbulentnych cieczy mających
znaczenie praktyczne w sieciach kanalizacyjnych (i wodociągowych) tzn przy wartościach
liczby Reynoldsa Re gt 4000 (gdzie Re = d1306middot10-6
) w literaturze naukowo-technicznej
dostępnych jest wiele wzoroacutew określających wartość wspoacutełczynnika λ - najczęściej w
odniesieniu do konkretnych materiałoacutew przewodoacutew Ich ogoacutelna postać zależy od strefy w
jakiej odbywają się przepływy wodyściekoacutew
W ruchu turbulentnym wyodrębnia się trzy takie strefy a mianowicie
strefę I - przepływoacutew w przewodach hydraulicznie gładkich gdzie λ = f1 (Re)
strefę II - przepływoacutew przejściowych λ = f2 (Re kd)
strefę III - przepływoacutew o kwadratowej zależności oporoacutew λ = f3 (kd)
Wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (λ) zaleca się obliczać z uwikłanej postaci wzoru
Colebrooka-Whitersquoa
hR
k
d
k
4713Re
512log2
713Re
512log2
1
(94)
gdzie
k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu m
Re - liczba Reynoldsa Re = dν equiv 4Rhν -
ν - wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej cieczy m2s
Wzoacuter (94) ma uniwersalny charakter obejmujący swoim zakresem wszystkie 3 strefy
przepływoacutew turbulentnych
Dla przepływoacutew w III strefie jako alternatywną do metody bazującej na wzorach Darcy-
Weisbacha (93) i Colebrooka-Whitersquoa (94) do wymiarowania przewodoacutew wodnych w tym
kanałoacutew ściekowych całkowicie wypełnionych stosowana jest metoda oparta na wzorze
Chezy-Manninga na prędkość średnią (w ms) o dogodnej postaci analitycznej
21321JR
nJRC hhM (99)
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości przewodu sm13
Rh - promień hydrauliczny m
J - jednostkowy spadek energii wywołany tarciem (J = Δhl) -
CM - wspoacutełczynnik Cheacutezy do wzoru Manninga m12
s
61
61
4
11
d
nR
nC hM (910)
KANALIZACJA I
111
Wspoacutełczynnik szorstkości (n) we wzorze Manninga zależy od stanu hydraulicznego
przewodoacutew - analogicznie jak zastępcza chropowatość (k) W normie PN-EN 752
definiowany jest jako wspoacutełczynnik Manninga K = 1n ktoacuterego wartość (w III strefie) można
uzależnić od k za pomocą wzoru
k
d
dgK
73log
324
61
(911)
922 SPRAWNOŚĆ HYDRAULICZNA PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW
Wpływ zmian chropowatości przewodu w czasie na przepływność
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu Q = A
gdzie A - pole powierzchni przekroju porzecznego przewodu kołowego o średnicy d)
przyjmie postać
2
52
8Δ Q
d
l
gh
(919)
Dzieląc obustronnie (919) przez l (długość przewodu) otrzymamy wzoacuter na jednostkowy
spadek energii
22
52
18CQQ
dgJ
(920)
gdzie
8λ(gπ2d
5) = C ndash oporność właściwa rurociągu o średnicy d (w s
2m
6)
Zmiany oporności rurociągu w czasie t lat eksploatacji (z C0 na Ct) charakteryzuje
wskaźnik względnej oporności δc
5
0
00
t
ttC
d
d
C
C
(921)
Przy niezmiennym w czasie strumieniu przepływu (Q = idem) ze wzoroacutew (920) i (921)
wynika wprost że δc = JtJ0 i po czasie t spadek linii energii Jt zwiększa się (δc gt1) względem
wyjściowego J0 (dla czasu t = 0) do wartości Jt = δc J0
Przekształcając (920) ze względu na Q otrzymamy
JMJdg
Q 252
8
1
(922)
gdzie
λndash12
(gπ28)
12d
52 = M - przepływność właściwa rurociągu o średnicy d (w m
3s) przy
czym M = C ndash12
(oraz C = 1M 2)
KANALIZACJA I
112
Zmiany przepływności rurociągu eksploatowanego przez t lat (z M0 na Mt) charakteryzuje
wskaźnik względnej przepływności ηM
25
0
21
0
0
d
d
M
M t
t
tM
(923)
Przy niezmiennym w czasie spadku linii energii (J = idem) z wzoroacutew (922) i (923) wynika
0Q
QtM (924)
stąd po czasie t lat strumień przepływu Qt zmniejsza się (ηM lt 1) względem wyjściowego Q0
(dla czasu t = 0) do wartości Qt = ηM Q0
Do ilustracji zjawiska spadku przepływności (ηM) wywołanej wzrostem chropowatości
(kt) za punkt odniesienia wybrano dwa rurociągi hydraulicznie gładkie (k0 = 0) o średnicach
d0 = 01 i 10 m i o przepływnościach właściwych M0 (w czasie t0 = 0)
Przyrosty chropowatości w czasie t eksploatacji zadawano dyskretnie z przedziału
kti 01 04 1 2 3 mm Przyjęto za wyjściową prędkość przepływu 0 = 10 ms Dla
temperatury wody 28315 K wspoacutełczynniki λ0 i λti obliczano ze wzoru Colebrooka-Whitersquoa
(94) dla k0 = 0 i kti
Wyniki obliczeń ηM(kti) naniesiono na wykres (rys 93)
Rys 93 Wpływ wzrostu chropowatości kt (w czasie t) na względną przepływność rurociągoacutew ηM
(poziom odniesienia ηM = 1 - rury hydraulicznie gładkie k0 = 0)
Przykładowo z rysunku 93 wynika że dla rurociągu o średnicy d0 = 01 m ze wzrostem
chropowatości np do kt = 10 mm jego przepływność zmniejszy się o rząd 33 (ηM = 067) w
poroacutewnaniu do k0 = 0 mm Dla rurociągu o średnicy d0 = 10 m analogiczny rezultat spadku
przepływności o 33 (ηM = 067) osiągnięty zostanie przy wzroście chropowatości do
KANALIZACJA I
113
wartości kt = 30 mm Wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu na wartość ηM uwidacznia się
jedynie w wypadku przewodoacutew o małych średnicach
Wpływ zmian średnicy przewodu w czasie na przepływność
Wpływ zmniejszenia średnicy (np wskutek znacznego odkładania się osadoacutew) na
sprawność hydrauliczną ciśnieniowych rurociągoacutew wodnych zilustrować można na podstawie
metodologii opartej na wzorze Manninga (99) - dla III strefy przepływoacutew turbulentnych (n =
idem) Wzoacuter (99) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu przyjmie postać
JMJdn
dJ
d
nQ M
2138
35
221
32
4
1
44
1 (925)
gdzie
πd83
(453
n) = MM - przepływność właściwa rurociągu (d) do wzoru Manninga (w m3s)
Względne zmiany przepływności rurociągu (MMiMM0) ujmuje jak w (923) wspoacutełczynnik
ηMM
38
0
0
0
d
d
n
n
M
M i
iM
MiMM (926)
a przy niezmiennym spadku linii energii J = idem oraz n = idem z wzoroacutew (925) i (926)
wynika
38
00
d
d
Q
Q iiMM (927)
stąd strumień przepływu Qi zmieni się względem wyjściowego Q0 do wartości Qi = ηMM Q0
Z rysunku 94 wynika min że wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu z d0 do di dla
warunkoacutew jednakowej chropowatości ścian (w III strefie przepływoacutew turbulentnych n =
idem) na spadek przepływności rurociągu ηMM = (did0)83
- wynika głoacutewnie z fizycznego
zmniejszania się pola powierzchni przekroju poprzecznego rurociągu w funkcji (did0)2 a
tylko w mniejszej części w funkcji (did0)23
- z oporoacutew ruchu
(did0)83
= (did0)2(did0)
2
Rys 94 Wpływ względnej średnicy rurociągu przy n = idem na względną przepływność ηMM
KANALIZACJA I
114
Podobnie też można interpretować wpływ zwiększenia średnicy rurociągu did0 gt 1 (np po
jego oczyszczeniu z osadoacutew) na wzrost ηMM = QiQ0
923 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CIŚNIENIOWYCH
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh w m) w
przewodach i kanałach ściekowych - całkowicie wypełnionych ma ogoacutelna postać
gR
lh
h 24Δ
2 (928)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych -
l - długość przewodu (kanału) m
Rh - promień hydrauliczny (Rh = d4) m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Uwzględniając fakt że w praktyce na wartość wspoacutełczynnika oporoacutew liniowych (λ)
wpływ mają roacutewnież straty miejscowe - na połączeniach odcinkoacutew rur na niedokładnościach
osiowego ułożenia na zmianach spadkoacutew dna (kierunkoacutew tras przewodu) czy też
niecałkowicie kołowego kształtu przekroju poprzecznego rur (zwłaszcza tworzywowych -
wynikających z technologii zabudowy) a także wynikające z efektoacutew starzenia się
przewodoacutew wodnych w czasie eksploatacji (prowadzących do spadku przepływności)
możemy zapisać
ggR
lhhh
h
ml224
Δ22
(929)
Nieliniowe straty miejscowe (Δhm w m) można rozłożyć roacutewnomiernie na długości
przewodu uzyskując tym samym zastępczą chropowatość eksploatacyjną (ke) i woacutewczas
l
Rhe
4 (930)
gdzie
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych wywołany chropowatością k wg (94) -
ξ - wspoacutełczynnik oporoacutew miejscowych wywołany zaburzeniem rozkładu prędkości -
Po uwzględnieniu (929) i (930) i przekształceniu (928) na spadek linii energii
otrzymamy
KANALIZACJA I
115
gRl
hJ
h
e24
1 2
(931)
gdzie
J - jednostkowy sumaryczny spadek energii (spadek hydrauliczny) wywołany tarciem i
oporami miejscowymi na odcinku kanału o długości l -
Przekształcając (931) ze względu na
gdJJgRe
h
e
21
81
(932)
i wykorzystując ogoacutelną postać wzoru (94) Colebrooka-Whitersquoa dla liczby Reynoldsa
Re = 4Rh ν equiv d ν zapisanego jako
h
e
eheR
k
R 47134
512log2
1
(933)
po podstawieniu (933) do (932) i dalszych przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią
prędkość przepływu (w ms)
JgRR
k
JgRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(934)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = A (gdzie A - pole powierzchni przekroju
poprzecznego przewodu m2) otrzymamy ostatecznie ogoacutelny wzoacuter analityczny na strumień
objętości przepływu (Q w m3s)
AJgRR
k
JgRRQ h
h
e
hh
8
471384
512log2
(935)
skąd dla przewodoacutewkanałoacutew o kołowym kształcie przekroju poprzecznego - o średnicy d (w
m) całkowicie wypełnionych Rh = d4
dJdd
k
dJdQ e 2
713
5670log 9576
(936)
Wg ATV-A110 do wymiarowania przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew tranzytowych
działających pod ciśnieniem (w tym tworzywowych) zaleca się przyjmować uśrednioną
wartość zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości ke = 025 mm
Podana wartość nie uwzględnia jednak strat miejscowych na armaturze kolanach i
łukach kształtkach połączeniowych wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach
kanalizacyjnych takich jak syfony rury dławiące czy reduktory ciśnienia Straty te należy
ustalać indywidualnie Wskazoacutewki znaleźć można min w pracy [2]
KANALIZACJA I
116
Wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej wody w temperaturze 10ordmC (28315 K) wynosi ν10
= 1306 10-6
m2s a dla ściekoacutew przyjmuje się odpowiednio [61]
ν10 = 133 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 100 mgdm
3
ν10 = 137 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 300 mgdm
3
ν10 = 143 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 600 mgdm
3
W celu ułatwienia i wyeliminowania ewentualnych pomyłek w obliczeniowych
inżynierskich do doboru przekroi - średnic przewodoacutew czy kanałoacutew można posługiwać się
nomogramami opracowanymi do wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla przyjętej wartości
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke
Przykładowo wykorzystując nomogramem logarytmiczny przedstawiony na rysunku
95 dotyczący sprawności hydraulicznej ciśnieniowych przewodoacutew żelbetowych o przekroju
kołowym dla k = ke = 10 mm i lepkości wody ν10 = 1306 10-6 m
2s należy dla ustalonej
wartości strumienia Q (w dm3s) i założonej prędkości przepływu ( w ms) dobierać średnicę
(d w mm) przewodu a następnie odczytać wartość spadku linii ciśnienia (J w promilach)
Rys 95 Przykładowy nomogram logarytmiczny do doboru przewodoacutew (żelbetowych) ciśnieniowych
o przekroju kołowym wg wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla k = 10 mm (ν10 = 1306 10-6 m
2s)
KANALIZACJA I
117
93 PRZEPŁYWY W KANAŁACH CZĘŚCIOWO WYPEŁNIONYCH
931 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
U podstaw obliczeń hydraulicznych służących do doboru wymiaroacutew liniowych kanałoacutew
czy przewodoacutew grawitacyjnych działających ze swobodnym zwierciadłem cieczy (tj
częściowo wypełnionych) leży założenie upraszczające iż mamy do czynienia z ruchem
ustalonym i roacutewnomiernym
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna oraz stała chropowatośćszorstkość ścian W ruchu
roacutewnomiernym (ustalonym) występuje wzajemna roacutewnoległość dna kanału (i) wysokości
zwierciadła cieczy (hn(Q)) i linii wysokości energii (J = i) a rozkłady prędkości są jednakowe
we wszystkich przekrojach poprzecznych na danym odcinku kanału ( = idem)
Wychodząc z ogoacutelnej postaci wzoru Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat
hydraulicznych po uwzględnieniu dodatkowo oporoacutew miejscowych wg (929)divide(931)
otrzymamy dla przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych częściowo wypełnionych wzoacuter na spadek
hydrauliczny
gR
il
h
h
e24
1 2
(940)
gdzie
Δh - roacuteżnica wysokości den kanału na odcinku o długości l roacutewna roacuteżnicy wysokości
wypełnień normalnych h = hn (w ruchu roacutewnomiernym) Δh = imiddotl m
i - spadek dna kanału roacutewny sumarycznemu spadkowi linii energii - wywołanej tarciem i
oporami miejscowymi (na odcinku l) -
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
Rh - promień hydrauliczny Rh = AU m
A - powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy m2
U - obwoacuted zwilżony m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Promień hydrauliczny w przypadku przewodoacutew i kanałoacutew całkowicie wypełnionych
jest miarą hydrauliczną roacuteżnych kształtoacutew przekroi poprzecznych (kołowych jajowych
dzwonowych itp) W przypadku przewodoacutew i kanałoacutew częściowo wypełnionych pełni
dodatkowo rolę miary hydraulicznej stopnia wypełnienia przekrojoacutew (np hD ndash wg rys 96)
Rys 96 Schemat hydrauliczny kanału zamkniętego
częściowo wypełnionego (AU = Rh)
KANALIZACJA I
118
Pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy w kanale o przekroju
kołowym przy częściowym - względnym wypełnieniu ηh = hD oblicza się z zależności
geometrycznych
22
2112121arccos4 D
h
D
h
D
hDAn (941)
gdzie
An ndash pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy wypełnieniu
(normalnym) h = hn m2
D - wewnętrzna średnica kanału m
Zależność pomiędzy polem powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy
częściowym wypełnieniu (An) a polem powierzchni całego przekroju poprzecznego kanału
(A) - o średnicy D ujmuje wskaźnik względnej powierzchni (ηA) postaci
D
h
D
h
A
An
A 21arccos2sin21arccos22
1
(942)
Promień hydrauliczny Rh w tym dla względnego wypełnienia przekroju hD oblicza się z
ogoacutelnej postaci wzoru
Dh
DhDhDRh
21arccos
211211
4
2
(943)
Związek pomiędzy promieniem hydraulicznym przy częściowym wypełnieniu a
promieniem hydraulicznym całego przekroju poprzecznego rur określa się z zależności
geometrycznych dla przekroju kołowego
Dh
Dh
R
R
h
hnRh
21arccos2
21arccos2sin1
(944)
gdzie
ηRh - wskaźnik względnego promienia hydraulicznego -
Rh - promień hydrauliczny przewodu o (wewnętrznej) średnicy D przy całkowitym
wypełnieniu Rh = AU = D4 m
Rhn - promień hydrauliczny strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu
(normalnym) h = hn m
Obliczanie przepływoacutew cieczy w kanałach czy przewodach ściekowych częściowo
wypełnionych zaleca się obecnie opierać na wzorze Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej (ke)
KANALIZACJA I
119
Tym samym odstępuje się od stosowania wzoru Manninga ze wspoacutełczynnikiem
szorstkości (n) jako mniej uniwersalnego właściwego jedynie dla przepływoacutew turbulentnych
w III strefie (tzw kwadratowego prawa oporoacutew)
Norma PN-EN 7522008 dopuszcza jednak stosowanie wzoru Manninga w zmienionej
postaci [1] (ze wspoacutełczynnikiem Manninga K = 1n - wg wzoru (911))
2132
6173
log32
4 iRk
D
Dg h
(945)
w ktoacuterej ogoacutelnie D = 4Rh
Przekształcając wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) - ściślej roacutewnanie (940) ze względu na
igRh
e
81
(946)
i wykorzystując wzoacuter (94) Colebrooka-Whitersquoa dla Re = 4Rhν po odpowiednich
przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią prędkość przepływu (w ms)
igRR
k
igRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(947)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = An gdzie An - pole powierzchni przekroju
poprzecznego strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (hn = h) otrzymamy postać
ogoacutelną wzoru analitycznego na strumień objętości przepływu w ruchu roacutewnomiernym
ustalonym (i = J)
nhn
hn
e
hnhn
n AigRR
k
igRRQ
8
471384
512log2
(948)
ktoacutery dla przekroju kołowego uwzględniając zapis An wg (941) przyjmie szczegoacutełową
postać (949) dla h = hn
22 211
21
21arccos8
84148
62750log2
4 D
h
D
h
D
higR
R
k
igRR
DQ hn
hn
e
hnhn
n
Stosując odmienną metodologię Manninga wzoacuter na strumień objętości przepływu w
kanale o przekroju kołowym niecałkowicie wypełnionym przyjmuje analityczną postać (h =
hn)
3
2
2
)21arccos(
)))21arccos(2sin()21arccos(22(
21arccos2sin
2
121arccos
16
1
Dh
DhDhD
D
h
D
hiD
nQn
(950)
KANALIZACJA I
120
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
i - spadek dna kanału i = J ndash w ruchu roacutewnomiernym -
h = hn ndash wypełnienie normalne (w ruchu roacutewnomiernym) m
Wspoacutełczynnik szorstkości kanału w (950) przyjmuje (w III strefie przepływoacutew) postać
161
473log
84
e
hn
hn
ek
R
Rgn (951)
gdzie ne - wspoacutełczynnik szorstkości eksploatacyjnej kanału uzależniony od zastępczej
chropowatości eksploatacyjnej ke
Wg ATV-A110 do wymiarowania grawitacyjnych przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew
działających przy częściowym wypełnieniu zaleca się przyjmować uśrednione wartości
zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości
ke = 050 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew tranzytowych ze studzienkami o kinetach do
wysokości przekroju kanału
ke = 075 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości przekroju kanału
ke = 15 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości połowy przekroju kanału
Podane wartości nie uwzględniają strat miejscowych na armaturze zmianach kierunkoacutew tras
wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach kanalizacyjnych Straty te należy ustalać dodatkowo
932 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CZĘŚCIOWO
WYPEŁNIONYCH
Posługiwanie się wzorami analitycznymi na strumień Q a zwłaszcza na Qn stwarza dużą
trudność ze względu na ich uwikłaną postać W celu ułatwienia obliczeń hydraulicznych
kanałoacutew niecałkowicie wypełnionych opracowano charakterystyki sprawności hydraulicznej
roacuteżnych przekroi kanałoacutew tj zależności na wskaźniki względnych prędkości przepływu η =
n oraz względnych strumieni objętości ηQ = QnQ
Przykładowo dla przekroju kołowego stosując metodologię opartą na wzorze
Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu pewnych uproszczeń (bowiem przy częściowym
wypełnieniu zaroacutewno jak i Q zależą roacutewnież od i oraz k) otrzymamy wg Franke [2 54]
85
h
hnn
R
R
(952)
KANALIZACJA I
121
oraz
85
h
hnnnQ
R
R
A
A
Q
Q (953)
gdzie
η - wskaźnik względnych prędkości przepływu stosunek prędkości n przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do prędkości przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
Rh - promień hydrauliczny przy całkowicie wypełnionym kanale (Rh = D4) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu - normalnym hn m
ηQ - wskaźnik względnych strumieni objętości stosunek strumienia Qn przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do strumienia Q przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
A - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu (A =
πD24) m
2
An - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy częściowym wypełnieniu - hn
(wg wzoru (941)) m2
Na rysunku 97 przedstawiono krzywe sprawności hydraulicznej η i ηQ od hD (w ) dla
kanału o przekroju kołowym o średnicy D
Rys 97 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Według metodologii opartej na wzorze Colebrooka-Whitersquoa całkowita przepustowość
kanału (100) tj przy całkowitym wypełnieniu przekroju (100) osiągana jest już przy
względnym wypełnieniu hD = 0827 - w kanałach o przekroju kołowym bądź hH = 0867 -
w kanałach jajowych czy też hH = 0807 - w kanałach dzwonowych (gdzie H oznacza
wysokość przekroju kanału proporcjonalną do jego szerokości B) wg rys 97divide99
Promień hydrauliczny osiąga woacutewczas (prawie) maksymalne wartości a warunki
przepływu odpowiadają panującym w kanałach otwartych Krzywe sprawności hydraulicznej
kanałoacutew interpretuje się więc tylko do wymienionych wyżej względnych wypełnień
UWAGA Kanały grawitacyjne należy dobierać na przepływ ze swobodnym zwierciadłem
roacutewnież ze względu na niebezpieczeństwo samoistnego bdquozapowietrzania sięrdquo strumienia i
niestabilne warunki przepływu przy całkowitych wypełnieniach (powstawać mogą woacutewczas
poduszki powietrzne na załamaniach spadkoacutew odcinkoacutew kanałoacutew)
KANALIZACJA I
122
Rys 98 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju jajowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Rys 99 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju dzwonowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Wymiarowany przekroacutej kanału powinno dobierać się tak aby teoretyczna jego
przepustowość całkowita Q (przy danym spadku dna) była zawsze większa od strumienia
obliczeniowego
Wg zasad wypracowanych w Niemczech (ATV A-118) w przypadku kanałoacutew
deszczowych bądź ogoacutelnospławnych zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli
strumień obliczeniowy przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
kanału - przy danym spadku dna (i)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
hD le 075 - w wypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych czy też
hH le 072 - w przypadku kanałoacutew dzwonowych
KANALIZACJA I
123
W praktyce inżynierskiej występują najczęściej dwa typy zadań hydraulicznych
doboacuter wymiaru - przekroju poprzecznego kanału (kołowego o średnicy D lub innego
o wysokości przekroju H) dla danego strumienia przepływu (Qn) i spadku dna (i) z
określeniem wypełnienia normalnego hn(Qn) oraz średniej prędkości przepływu
n(Qn)
obliczenie przepustowości (Q lub Qn) kanału o danym spadku dna (i)
Do wymiarowania kanałoacutew ściekowych deszczowych i ogoacutelnospławnych stosowany był
powszechnie wzoacuter Manninga (99) w ktoacuterym wspoacutełczynnik szorstkości kanału
przyjmowany jest najczęściej w stałej wartości n = 0013 m13
s (ogoacutelnie n [0010 0016]
sm13
czemu odpowiada w przybliżeniu k [025 50] mm)
W celu ułatwienia doboru przekrojoacutew kanałoacutew sporządzone zostały wykresy i
nomogramy do wzoru Manninga przedstawiające graficznie zależności pomiędzy
parametrami
konstrukcyjnymi takimi jak średnica (przekroacutej) kanału spadek dna szorstkość a
hydraulicznymi takimi jak wypełnienie prędkość i strumień przepływu
Najczęściej stosowane były dwa rodzaje pomocy graficznych a mianowicie
nomogramy drabinkowe przedstawiające zależności D Q i dla kanałoacutew
całkowicie wypełnionych ktoacutere wymagały dodatkowo posługiwania się wykresami
sprawności hydraulicznej przekrojoacutew kanałoacutew przy niecałkowitym wypełnieniu
nomogramy logarytmiczne (scalone) opracowane dla roacuteżnych przekrojoacutew kanałoacutew
niecałkowicie wypełnionych (dla n = constans)
Przykład obliczeniowy z zastosowaniem nomogramu drabinkowego i krzywych
sprawności przekroju kołowego (wg rys 910 i 911)
Należy dobrać średnicę kanału (ściekowego) dla obliczeniowego strumienia przepływu Qn =
15 dm3s i spadku dna i = 5 permil
Rys 910 Przykład nomogramu drabinkowego do doboru kanałoacutew kołowych
(oznaczono Qc equiv Q oraz Vc equiv )
KANALIZACJA I
124
Tok postępowania
1 Prowadzimy prostą (1) przechodząca przez punkty i = 5permil oraz Q = 15 dm3s (rys 910)
Dobieramy pierwszą większą (katalogową) średnicę tj D = 020 m Przez punkty D = 02 m
oraz i = 5 permil prowadzimy prostą (2) i odczytujemy strumień przepływu przy całkowitym
wypełnieniu Q = 22 dm3s oraz prędkość przy całkowitym wypełnieniu = 080 ms
2 Następnie korzystamy z krzywej sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
przedstawiającej zależność pomiędzy względnym wypełnieniem kanału (hD) a względnym
strumieniem przepływu (ηQ) - wyrażonych w (rys 911) Krzywa ta umożliwia ustalenie
wartości względnego wypełnienia przekroju kanału i względnej prędkości przepływu (dla
odczytanych z nomogramu drabinkowego parametroacutew hydraulicznych całkowicie
wypełnionego kanału tj strumienia Q i prędkości )
Rys 911 Idea korzystania z wykresu sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
(oznaczono QQC equiv QnQ oraz vvC equiv n)
Dla ustalonej z nomogramu drabinkowego (rys 910) wartości strumienia przy
całkowitym wypełnieniu Q = 22 dm3s obliczamy wartość funkcji sprawności przepływu ηQ
= 1522 = 0682 asymp 68 Następnie z krzywej sprawności (rys 911) dla ηQ = 68
odczytujemy
po lewej stronie hD = 61 = 061
po prawej stronie ηυ = 108 = 108
Stąd wypełnienie (normalne) w dobranym kanale wyniesie hn = 061∙D = 061∙02 = 012 m
a prędkość przepływu n = η middot = 108∙080 = 086 ms
Dla innych (niż kołowy) przekrojoacutew poprzecznych kanałoacutew np jajowych jajowych
podwyższonych gruszkowych czy dzwonowych korzystamy z właściwych nomogramoacutew
drabinkowych i krzywych sprawności danego przekroju kanału
Tok postępowania przy wykorzystaniu nomogramoacutew scalonych - logarytmicznych
opracowanych dla roacuteżnych (typowych) przekrojoacutew kanałoacutew przedstawiono na rysunku 912
ηQ = QQc
η = c
KANALIZACJA I
125
Rys 912 Idea korzystania z nomogramu logarytmicznego do doboru kanałoacutew kołowych
(wg wzoru Manninga)
Przykłady obliczeniowe - z zastosowaniem nomogramoacutew scalonych
1) Dla danych Qn = 20 dm3s oraz i = 40permil należy dobrać kanał o przekroju kołowym dla n
= 0013 sm13
Wychodząc od strumienia Qn = 20 dm3s (wg idei na rys 912)
po prawej stronie nomogramu - dobrano średnicę D = 025 m i odczytano
wypełnienie h = hn = 013 m a następnie
po lewej stronie nomogramu - dla D = 025 m i hn = 013 m odczytano prędkość
przepływu n = 080 ms
2) Dla danych Qn = 400 dm3s oraz i = 20permil należy dobrać kanał o przekroju jajowym dla n
= 0013 sm13
Z nomogramu scalonego podanego na rys 913 dobrano kanał J06 x 09 m i
odczytano wypełnienie h = hn = 070 m (hH = 078 lt 079 - dla 90 przepustowości Q wg
rys 98) oraz ustalono n = 12 ms (dokładny wynik obliczeń hn i n uzyskamy tylko po
zastosowaniu wzoroacutew analitycznych)
Rys 913 Przykładowy nomogram logarytmiczny do wzoru Manninga do doboru kanałoacutew
grawitacyjnych o przekroju jajowym (dla n = 0013 m13
s)
KANALIZACJA I
126
94 ZALECANE SPADKI DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
W systemach kanalizacyjnych spadek dna (i) kanałoacutew grawitacyjnych powinien zawierać
się w granicach
imin i imax (955)
- zależnie od wymiaru (średnicy D) kanału i spadku terenu
Spadek mniejszy od minimalnego (imin - dla danej średnicy) w efekcie zbyt małych
prędkości przepływu ściekoacutew prowadziłyby do odkładania się osadoacutew i w efekcie do
zamulenia kanału
Spadek większy od maksymalnego (imax - dla danej średnicy) prowadziłyby do niszczenia
kanałoacutew - wskutek erozji powodowanej głoacutewnie zawiesiną mineralną przy znacznych
prędkościach przepływu
Powszechnie w literaturze zalecana jest formuła Imhoffa na spadek minimalny (imin)
D
i1
min (956)
gdzie
imin - w promilach gdy wymiar średnicy D wyrażony jest w metrach lub
imin - w ułamku gdy D w mm
W przypadku kanałoacutew o innym przekroju niż kołowy (np jajowy dzwonowy gruszkowy)
za bdquoDrdquo do formuły (956) należy przyjmować szerokość przekroju w tzw pachach (np dla
kanału jajowego J 06x09 m - woacutewczas bdquoDrdquo = 06 m)
Według badań Suligowskiego formuła (956) może być stosowana dla względnych
wypełnień kanałoacutew większych od 30 (hD gt 03) co zostanie roacutewnież wykazane w pracy
Historycznie w wytycznych technicznych projektowania (WTP) miejskich sieci
kanalizacyjnych z 1965 roku sformułowano zasadę zachowania minimalnej prędkości (min)
przepływu ściekoacutew przy całkowitym wypełnieniu kanałoacutew jako warunku ich
bdquosamooczyszczania sięrdquo odpowiednio
w systemie kanalizacji rozdzielczej tj w kanałach bytowo-gospodarczych
przemysłowych oraz deszczowych min = 08 ms
w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej min = 10 ms
Wychodząc z powyższych założeń i stosując np wzoacuter Manninga (99) dla n = 0013
sm13
możliwie było ustalenie wartości minimalnych spadkoacutew dna kanałoacutew ze względu na
bdquosamooczyszczanierdquo podanych w tabeli 94 dla przykładowych średnic Wyższe wartości
spadkoacutew minimalnych względem obliczonych z formuły 1D wyboldowano
KANALIZACJA I
127
Tab 94 Obliczone z formuły 1D i z wzoru Manninga (dla n = 0013 sm13
i min) minimalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych ( - stosowane w praktyce)
Lp
Średnica
kanału
D
Minimalne spadki dna kanałoacutew imin
Obliczone z
formuły
1D
Obliczone z wzoru
Manninga dla prędkości
min = 08 ms min = 10 ms
- m permil permil permil 1 020 50 587 918
2 025 40 436 681
3 030 333 (30) 342 534
4 040 25 233 364
5 050 20 173 270
6 060 167 136 212
7 080 125 092 145
8 100 100 069 107
9 150 067 (05) 040 062
10 200 05 027 043
Maksymalne spadki (imax) dna kanałoacutew określano (wg WTP) w podobny sposoacuteb tj przy
całkowitym wypełnieniu prędkość przepływu ściekoacutew nie powinna przekraczać wartości
max = 30 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
betonowych i ceramicznych
max = 50 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
żelbetowych i żeliwnych
max = 70 ms - w kanałach deszczowych i ogoacutelnospławnych niezależnie od
materiału kanałoacutew jako że kanały takie przy znacznym wypełnieniu działają
okresowo w poroacutewnaniu z kanałami bytowo-gospodarczymi i przemysłowymi
W pracy IKŚ z 1983 roku zalecono ograniczenie maksymalnych prędkości przepływu
ściekoacutew niezależnie od materiałoacutew rur do
max = 30 ms - w kanałach ściekowych i ogoacutelnospławnych
max = 50 ms - w kanałach deszczowych i burzowych
co jest racjonalne ze względu na trwałość bezawaryjnego działania kanalizacji
W tabeli 95 podano obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
wartości
maksymalnych spadkoacutew dna kanałoacutew dla prędkości max ndash przy całkowitym wypełnieniu
Tabela 95 Obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
maksymalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych
Lp
Średnica
kanału
D
Maksymalne spadki dna kanałoacutew imax z wzoru
Manninga dla prędkości
max = 3 ms max = 5 ms max = 7 ms
- m permil permil permil 1 020 828 2300 4508
2 025 603 1675 3283
3 030 477 1325 2597
4 040 324 900 1764
5 050 243 675 1323
6 060 189 525 1029
7 080 135 375 735
8 100 99 275 539
9 150 56 156 306
10 200 38 106 209
KANALIZACJA I
128
Grawitacyjne przewody i kanały transportujące ścieki tj mieszaniny ciał stałych i
cieczy powinny być układane z takim spadkiem aby możliwy był zaroacutewno transport
zanieczyszczeń zawartych w ściekach w tym wleczonych przy dnie jak i rozmywanie już
odłożonych (przy mniejszych strumieniach przepływu) złogoacutew i osadoacutew
Z punktu widzenia hydromechaniki transport zanieczyszczeń można zapewnić jeżeli
opoacuter tarcia wyrażony stycznymi naprężeniami ścinającymi ( ) pomiędzy ścianką rury a
ściekami będzie większy od min
Przyjmując minimalne naprężenia ścinające w wysokości
02min Pa - dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
51min Pa - dla kanałoacutew deszczowych
przy czym iR Rhh - dla małych kątoacutew α pochylenia kanałoacutew (woacutewczas i asymp sinα) W
przypadku przekroju kołowego otrzymamy
iR
RD
h
hn 4
(957)
gdzie
- naprężenia ścinające Pa
- ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
D - średnica wewnętrzna przewodu (kanału) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu kanału (normalnym hn) m
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu kanału (Rh = D4) m
i - spadek dna ułamek
Stąd ogoacutelnie
DR
R
gi
hn
h 14 min
min
(958)
a dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych (dla 02min Pa)
DR
Ri
hn
h 1108160 3
min
(959)
i dla kanałoacutew deszczowych (dla 51min Pa)
DR
Ri
hn
h 1106120 3
min
(960)
Przykłady obliczeniowe
Dla kanału o średnicy D = 03 m z formuły (956) spadek minimalny wynosi imin = 103 =
333permil (w praktyce przyjmowany jako 3permil) Z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (959)
otrzymamy dla kanału bytowo-gospodarczego o D = 03 m dla wypełnień względnych
KANALIZACJA I
129
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00107 = 107permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000564 = 564permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000398 = 398permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000317 = 317permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000225 = 225 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
Podobnie z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (960) dla kanału deszczowego o średnicy D
= 03 m otrzymamy dla
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 000803 = 803permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000423 = 423permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000298 = 298permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000238 = 238permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000170 = 170 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
Tak wyliczane spadki (imin) spełniają kryterium hydromechaniczne samooczyszczania
się kanałoacutew ważne zwłaszcza dla małych wypełnień kanałoacutew tj dla małych strumieni
objętości
Minimalne spadki kanałoacutew są woacutewczas znacznie większe od wyliczanych z formuły
bdquo1Drdquo czy też z warunku min = 08 ms (przewyższenia dla D = 03 m wyboldowano)
Formuła imin = 1D ma więc praktyczne zastosowanie dla względnych wypełnień kanałoacutew
większych od 30
Dla względnych wypełnień kanałoacutew hD gt 03 spadki imin wg kryterium
hydromechanicznego są nieco mniejsze niż stosowane imin = 1D - dla kanałoacutew całkowicie
wypełnionych
Według badań Dąbrowskiego uwzględniając nieroacutewnomierność godzinową strumienia
ściekoacutew w wymiarowaniu kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy
przyjmować 52min Pa - dla średnic 020 i 025 m oraz 22min Pa - dla średnic 030
035 040 i 050 m Przyjmowane dotychczas naprężenia minimalne 02min Pa są
właściwe dla średnic ge 060 m
Dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych przyjmując 22min Pa otrzymamy
DR
Ri
hn
h 1108970 3
min
(961)
woacutewczas dla przykładowej średnicy D = 03 m minimalne wartości spadkoacutew wyniosą już
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00118 = 118permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000620 = 620permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000437 = 437permil
KANALIZACJA I
130
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000349 = 349permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000248 = 248 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
Na tym tle zalecone w pracy IKŚ minimalne spadki dna kanałoacutew ściekowych dla
jednostek osadniczych o liczbie mieszkańcoacutew le 1000 imin = 10permil są uzasadnione
UWAGA Przytoczone dane podkreślają wagę i znaczenie obliczeń sprawności hydraulicznej
kanałoacutew do prawidłowego funkcjonowania sieci i zarazem uzasadniają konieczność ich
wykonywania już na etapie koncepcji programowo-przestrzennej (KPP) czy też w projektach
budowlano-wykonawczych (PB i PBW)
Co jest jednak najczęściej pomijane Projektanci dobierają często bdquoświadomierdquo większe
średnice kanałoacutew dążąc za wszelką cenę do wypłycenia kanalizacji co jest błędnym i drogim
w eksploatacji rozwiązaniem
95 STOSOWANE PRZEKROJE KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Wyboacuter kształtu przekroju poprzecznego kanałoacutew zależy od
warunkoacutew hydraulicznych tj strumienia i nieroacutewnomierności przepływu ściekoacutew
(w dobie) oraz wymaganych prędkości samooczyszczania
warunkoacutew statycznych zabudowy kanału tj zagłębienia dna i przykrycia wierzchu
rury (sklepienia)
rodzaju materiału i sposobu wykorzystania kanału w tym dostosowania do
pokonania przeszkoacuted terenowych uniknięcia kolizji itp
Najczęściej stosowane są przekroje kołowe praktycznie we wszystkich systemach
kanalizacyjnych Pod względem statycznym przekroacutej ten jest właściwy zaroacutewno dla małych
jak i znacznych zagłębień kanału Łatwy w prefabrykacji w montażu i budowie ze względu
na pełną symetrię przekroju (w przypadku braku tzw stopki)
Polska norma PN-71B-02710 zalecała do stosowania pięć podstawowych kształtoacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew W Niemczech obowiązują obecnie znormalizowane kształty
i wymiary tylko dla trzech rodzajoacutew przekroi kanałoacutew (kołowego jajowego i dzwonowego)
1 Kanały kołowe o średnicach wewnętrznych d equiv D = h = b (w m) - oznaczone jako K
K 015 020 025 030 040 050 060 080 10 12 14 16 18 20 m i większe o
wielokrotności 05 m tj np K 25 30 35 40 m
Rys 914 Geometria kanałoacutew kołowych (K)
KANALIZACJA I
131
Przekroje kołowe są powszechnie stosowane w kanalizacji bytowo-gospodarczej i
przemysłowej deszczowej oraz ogoacutelnospławnej przy czym w kanalizacji ogoacutelnospławnej
najczęściej do wymiaru K le 05 m
2 Kanały jajowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h
=15b) oznaczone jako J (J 06 x 09 m 07 x 105 m 08 x 12 m 10 x 15 m 12 x 18 m)
Rys 915 Geometria kanałoacutew jajowych (J)
Przekroje jajowe były powszechnie stosowane w kanalizacji ogoacutelnospławnej (powyżej
K05 m) do wymiaru J12 x 18 m Powyżej tego wymiaru należało stosować przekroje
złożone - z kinetami na ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe (Z poroacutewnania
sprawności hydraulicznej kanału kołowego o średnicy D z jajowym o przekroju D x 15D
wynika że przy całkowitym wypełnieniu Q(J) = 161Q(K) oraz (J) = 110(K))
3 Kanały jajowe podwyższone o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x
wysokość przekroju (h =175b) oznaczone jako JP (JP 06 x 105 m 07 x 1225 m 08 x
140 m 10 x 175 m 12 x 210 m
Rys 916 Geometria kanałoacutew jajowych podwyższonych (JP)
4 Kanały gruszkowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =125b) oznaczone jako GR (GR 14 x 175 m 16 x 20 m 18 x 225 m 20 x
25 m i większe o wielokrotności 05 m)
KANALIZACJA I
132
Rys 917 Geometria kanałoacutew gruszkowych (GR)
5 Kanały dzwonowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =085b) oznaczone jako DZ (DZ 14 x 119 m 16 x 136 m 18 x 153 m 20
x 170 m i większe o wielokrotności 05 m)
Rys 918 Geometria kanałoacutew dzwonowych (DZ)
Kanały dzwonowe ze względu na małą wysokość przekroju h lt b znajdują zastosowanie
wszędzie tam gdzie nie ma wystarczającej wysokości bądź przykrycia terenem czy też przy
występujących kolizjach z istniejącym uzbrojeniem Geometria sklepienia kanałoacutew DZ - jak
kanałoacutew GR
Poza normowe - nietypowe przekroje kanałoacutew
Odstępstwa geometrii kanałoacutew od zdezaktualizowanej obecnie normy (branżowej)
budowlanej PN-71B-02710 wymagały zgody Polskiego Komitetu Normalizacji (PKN) na ich
produkcję i stosowanie Obecnie zgodnie z Ustawą z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ
U Nr 169 poz 1386) stosowanie Polskich Norm jest bdquodobrowolnerdquo (nie tworzy się też norm
branżowych - B)
Jednak pewna unifikacja geometrii kanałoacutew (nie tylko betonowych) jest nadal potrzebna
ze względoacutew praktycznych - eksploatacyjnych (napraw konserwacji czy przyszłościowej
wymiany) Przykładem może być tutaj norma PN-EN 19162005
(Odniesienie do problemoacutew prawnych jest omoacutewione w rozdziale 1 i 10 w [1])
Do budowy nowych czy modernizacji istniejących systemoacutew kanalizacyjnych
dopuszczalne jest obecnie stosowanie innych w tym nietypowych kształtoacutew i wymiaroacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew podanych dla przykładu na rysunkach 919divide924
KANALIZACJA I
133
Przekroacutej eliptyczny
Rys 919 Geometria kanałoacutew eliptycznych (h = 067b)
Przekroacutej kołowo-troacutejkątny
Rys 920 Geometria kanałoacutew kołowo-troacutejkątnych
Przekroacutej prostokątny
Rys 921 Geometria kanałoacutew prostokątnych
Przekroacutej pięciokątny (tzw bdquofuumlnfeckrdquo)
Rys 922 Geometria kanałoacutew pięciokątnych
KANALIZACJA I
134
Przekroacutej kołowy z kinetą ściekową (tzw bdquoLindleyrsquoardquo)
Rys 923 Geometria kanałoacutew kołowych z kinetą
Nietypowe w tym złożone przekroje kanałoacutew nie mają na ogoacuteł opracowanych
charakterystyk przepływu - h = f(Q) woacutewczas należy je wyznaczyć doświadczalnie lub
analitycznie opierając się na podanych już roacutewnaniach ruchu np
AQ oraz 21321 iR
nh przy UARh
Rys 924 Przykładowa charakterystyka przepływu h = f(Q) złożonego przekroju kanału
96 PRZEPEŁNIANIE SIĘ KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Przepełnianie się kanałoacutew grawitacyjnych i praca pod ciśnieniem jest problemem
eksploatacyjnym zwłaszcza w systemach kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej
podczas występowania deszczu o rzadszej powtarzalności niż częstość (C) przyjęta do
zwymiarowania kanałoacutew
Woacutewczas kanały zaczynają działać z większym niż projektowane wypełnienie (dla
strumienia Q(C)) następnie z całkowitym i w końcu pod ciśnieniem (przy Qmax)
KANALIZACJA I
135
Prowadzić to może w efekcie do wylewania się ściekoacutew z kanałoacutew w tzw punktach
krytycznych sieci tj w najniżej położonych wpustach ulicznych podwoacuterzowych czy
piwnicznych czy też studzienkach kanalizacyjnych
Spadek linii ciśnienia (J = Jmax) będzie woacutewczas większy od spadku dna kanału (ik)
Wynika to wprost z analizy postaci np wzoru Manninga (99) w połączeniu z roacutewnaniem
ciągłości ruchu
21
max
32
max 1
JRn
AQ h (962)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu m2
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu m
J - spadek linii ciśnienia (energii) -
Rys 925 Przebieg linii ciśnienia (ilcmax equiv Jmax) wzdłuż trasy kanału grawitacyjnego o spadku dna ik -
podczas działania pod ciśnieniem skreślenia oznaczają nieaktywność parametroacutew ruchu (Qn i hn)
Maksymalny spadek linii ciśnienia Jmax jest ograniczony przez punkt krytyczny -
przecięcie się linii ciśnienia z powierzchnią terenu wg rysunku 925 Wartości spadku Jmax
odpowiada maksymalny strumień przepływu Qmax zgodnie z wzorem (962) Większy
strumień deszczu niż Qmax nie zmieści się już w kanale pozostanie więc na powierzchni
terenu jako nieodebrany - rozlewając się po powierzchni i niewiele podnosząc spiętrzone w
kanale (studzience) zwierciadło ściekoacutew Stąd na podstawie (962) możemy napisać
maxmax JaQ (963)
przy czym constRn
Aa h 321 oraz idem
l
HHJ
min
max - wg rys 925
Strumień objętości ściekoacutew (Q) przy całkowitym wypełnieniu kanału o spadku dna ik
wynosi
kiaQ (964)
przy czym ik =l
H - wg rys 925 a stąd stosunek strumieni
KANALIZACJA I
136
1minminmaxmax
H
H
H
HH
ia
Ja
Q
Q
k
(965)
Oznaczając sH
Hmin otrzymamy 1max s
Q
Q a stąd 1max sQQ a więc
Qmax gt Q ponieważ 1s gt 1
Wynika stąd że strumień Qmax ograniczony jest zagłębieniem kanału Hmin - w punkcie
krytycznym (rys 925) Im większa będzie wartość Hmin tym większa jest wartość 1s i
tym większy będzie strumień Qmax
Z powyższej analizy wynika że każdy kanał (kolektor) ma w sobie pewną rezerwę
przepustowości ktoacutera jest wykorzystywana w przypadku pojawienia się większego
strumienia przepływu niż obliczeniowy - przyjęty do wymiarowania kanału Q(C) a
spowodowany deszczem o mniejszym prawdopodobieństwie wystąpienia Jednak po
przeanalizowaniu oddziaływania spiętrzonych ściekoacutew w kolektorze na warunki odbioru
ściekoacutew w kanałach bocznych (zbieraczach) powyższy wniosek nie musi odnosić się do całej
sieci
Praca kolektoroacutew kanalizacyjnych pod ciśnieniem powoduje wzrost ich przepustowości
ale jednocześnie wywołuje podtapianie kanałoacutew bocznych (zbierających roacutewnież ścieki
opadowe) mogąc przyczynić się z kolei do obniżenia ich przepustowości hydraulicznej
Na rysunku 926 przedstawiono trzy przypadki spadkoacutew linii ciśnienia w kanałach
bocznych wymuszone przez roacuteżne poziomy cieczy w kolektorze (analogia do naczyń
połączonych)
Rys 926 Trzy przypadki wpływu wysokości ciśnienia w kolektorze
na działanie kanałoacutew bocznych o spadku dna ik (b)
Analiza zjawisk 1 Przypadek - przepływ w kolektorze ze swobodnym zwierciadłem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym ilc equiv Jb = Jbmax gt ik(b) woacutewczas strumień
Qbmax gt Qb(C)
2 Przypadek - przepływ w kolektorze pod ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb = ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb = Qb(C)
3 Przypadek - przepływ w kolektorze pod znacznym ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb lt ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb lt Qb(C)
KANALIZACJA I
137
Z rysunku 926 wynika że kolektor podtopiony do poziomu w 3-cim rozważanym
przypadku wywoła spadek linii ciśnienia Jb w kanale bocznym (b) mniejszy od spadku dna
kanału bocznego ik(b) i woacutewczas strumień przepływu pod ciśnieniem Qb w tym kanale będzie
mniejszy niż jego strumień obliczeniowy Qb(C) Wystąpi więc dławienie przepływu i spadek
przepustowości kanału bocznego - brak odbioru ściekoacutew w studzience na jego początku Przy
roacuteżnicach rzędnych studzienek ścieki mogą nawet wylewać się z kolektora na powierzchnię
terenu poprzez kanał boczny
Chcąc ograniczyć niekorzystne skutki wynikające z takich przypadkoacutew sformułowano w
Polsce jako zasadę ndash już nieaktualną iż
kolektory powinny być wymiarowane na większy strumień przepływu tj na większą
wartość częstości obliczeniowej deszczu C np C = 2 lata - dla kanalizacji deszczowej
oraz C = 5 lat ndash w kanalizacji ogoacutelnospławnej (w płaskim terenie - tab 71) a
kanały boczne (zbieracze) na mniejszy strumień tj na mniejszą wartość częstości deszczu
np C = 1 rok - dla kanalizacji deszczowej oraz C = 2 lata - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
(w przypadku płaskiego terenu - tab 71)
Powyższą zasadę uzasadniano ekonomicznie otoacuteż koszt jednostkowy budowy kolektoroacutew
jest znacznie większy ale dotyczy mniejszej ich długości w sieci w poroacutewnaniu z kosztem
budowy kanałoacutew bocznych o zdecydowanie większej długości w sieci kanalizacyjnej
UWAGA Zasada ta straciła swą aktualność w świetle normy PN - EN 7522008 -
ujednolicenia częstości deszczy dla kolektora i kanałoacutew bocznych
Zasięg cofki piętrzącej (lc) w kanale o niecałkowitym wypełnieniu obliczyć można
rozwiązując roacutewnanie roacuteżniczkowe ustalonego nieroacutewnomiernego ruchu cieczy (tab 91) z
ktoacuterego wynika spadek dhdl czyli kształt zwierciadła ściekoacutew na długości (l) kanału
3
22
11
gA
bQ
Ji
Fr
Ji
dl
dh
(966)
gdzie
h - (zmienne) wypełnienie w kanale zależne od długości l (w zasięgu cofki piętrzącej
zmienia się od h = hn do h = hsp - wg rys 927) m
i - spadek dna kanału (roacutewny spadkowi zwierciadła ściekoacutew i spadkowi linii energii w
ruchu roacutewnomiernym przy wypełnieniu normalnym hn) - J(n) - (zmienny) spadek linii energii w ruchu nieroacutewnomiernym (wywołany stratami tarcia)
Fr - liczba Froudersquoa -
b - szerokość zwierciadła cieczy w kanale m
KANALIZACJA I
138
Rys 927 Schemat do obliczeń zasięgu cofki piętrzącej w kanale
Zasięg cofki piętrzącej obliczyć też można w przybliżony sposoacuteb stosując uproszczone
wzory na zasięg lc (stosowane w budownictwie wodnym - dla rzek) postaci
i
hhl nc
(967)
lub dla małych spiętrzeń (Δh) z dużym przybliżeniem
i
hlc
2 (968)
10 ZASADY PROJEKTOWANIA BUDOWY I
EKSPLOATACJI SIECI KANALIZACYJNYCH
101 UKŁADY SIECI KANALIZACYJNYCH
Topologia (układ) sieci kanalizacyjnych - kolektoroacutew i kanałoacutew bocznych zależy głoacutewnie
od
konfiguracji terenu (spadkoacutew podłużnych i poprzecznych) względem odbiornika
układu geometrycznego ciągoacutew komunikacyjnych (pieszo-jezdnych)
zabudowy terenu
Ogoacutelną i podstawową zasadą jest lokalizowanie - ze względoacutew hydraulicznych
kanałoacutew głoacutewnych (kolektoroacutew) na kierunkach najmniejszych spadkoacutew
powierzchni terenu
kanałoacutew bocznych (zbieraczy) na kierunkach największych spadkoacutew powierzchni
terenu tj w miarę prostopadle do warstwic terenu
przykanalikoacutew w miarę prostopadle do zbieraczy i kolektoroacutew
KANALIZACJA I
139
W konkretnych warunkach terenowych układ sieci kanalizacji grawitacyjnej zaroacutewno
ogoacutelnospławnej rozdzielczej czy poacutełrozdzielczej może być zrealizowany w oparciu o
poniższe schematy ideowe - ogoacutelnomiejskie (w skali całego miasta) bądź lokalne
1011 UKŁADY OGOacuteLNOMIEJSKIE
I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych
II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych
IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Ad I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 101 Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
Rys 102 Układ poprzeczny kanalizacji grawitacyjnej - z kolektorem zbiorczym
KANALIZACJA I
140
Ad III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 103 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Rys 104 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej - z kanałami odciążającymi
1012 UKŁADY LOKALNE
V Układ promienisty
VI Układ pierścieniowy
VII Układy strefowe
Ad V Układ promienisty
Rys 105 Układ promienisty kanalizacji grawitacyjnej ndash w kotlinie
KANALIZACJA I
141
Ad VI Układ pierścieniowy
Rys 106 Układ pierścieniowy kanalizacji grawitacyjnej ndash na wzgoacuterzu
Ad VII Układy strefowe
a) b)
Rys 107 Układy strefowe kanalizacji grawitacyjno-pompowej
a) z wododziałem b) w niecce terenowej
Na wyboacuter układu systemu kanalizacyjnego w danych warunkach terenowych
(ogoacutelnomiejskich bądź lokalnych) wpływ ma także wiele innych czynnikoacutew takich jak
ilość i rodzaj ściekoacutew (zwłaszcza przemysłowych)
istniejąca sieć hydrograficzna w tym wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich
zdolność do samooczyszczania się
możliwość odprowadzania ściekoacutew przez przelewy burzowe a także
gęstość zabudowy terenu i możliwości finansowe inwestora (ewentualne
etapowanie inwestycji)
KANALIZACJA I
142
102 PROJEKTOWANIE TRAS KANAŁOacuteW
1021 SYTUOWANIE KANAŁOacuteW W PLANIE
Położenie sytuacyjne osi przewodoacutew kanalizacyjnych (podobnie jak wodociągowych
ciepłowniczych gazowych itp) powinno być roacutewnoległe względem
osi ulic (krawężnikoacutew chodnikoacutew)
linii rozgraniczających zabudowy
istniejącego zbrojenia podziemnego
W szerokich ciągach komunikacyjnych (pieszo-jezdnych) ndash o szerokości przekraczającej
30 m i obustronnej zabudowie należy projektować dwa roacutewnoległe kanały bytowo-
gospodarcze Liczba i układ kanałoacutew deszczowych zależy od warunkoacutew miejscowych
Uzyskamy woacutewczas ciągi kanałoacutew o stosunkowo płytkim posadowieniu o mniejszych
średnicach i mniejszych kosztach budowy (mniej kolizji z istniejącym uzbrojeniem)
Wymagane odległości projektowanych kanałoacutew od istniejącego uzbrojenia podziemnego
i nadziemnego terenu regulowane są odpowiednimi przepisami miejscowymi (np
powiatowymi czy wojewoacutedzkimi) ustalanymi w Zespołach Uzgadniania Dokumentacji
Projektowych (ZUDP) Przykładowo we Wrocławiu minimalna odległość zewnętrznego
obrysu kanału od
krawężnika - wynosi 20 m (wg [] 12 m)
budynku mieszkalnego 50 m (wg [] 40 m)
toroacutew kolejowych 50 m (wg [] od skrajnej szyny torowiska)
autostrad 50 m
drzew krzewoacutew 10 m (wg [] 20 m)
drenażu podziemnego 20 m
przewodu ciepłowniczego 30 m (wg [] 12divide14 m w zależności od średnicy)
przewodu wodociągowego 20 m (wg [] 12divide17 m w zależności od średnicy)
kabli energetycznych i telekomunikacyjnych 20 m
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Zmiany kierunkoacutew tras kanałoacutew
Kanały nieprzełazowe - o wysokości przekroju H = D lt 10 m należy układać odcinkami
prostymi pomiędzy studzienkami rewizyjnymi (inspekcyjnymi) Każda zmiana kierunku
trasy musi odbywać się więc w studzience
Rys 108 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach H = D lt 10 m - w łukach droacuteg
KANALIZACJA I
143
Kanały przełazowe - o wysokości przekroju H = D 10 m można budować w łukach o
łagodnych krzywiznach o promieniu R przy czym Rmin ge 5b gdzie b = D - szerokość kanału
w tzw pachach oraz Rmin ge 50 m
Rys 109 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach przekroju H = D 10 m - w łukach droacuteg
Na początku i końcu łuku właściwe jest lokalizowanie studzienek rewizyjnych aby
umożliwić wejście i czyszczenie takiego odcinka (niewidoczny przelot kanału)
Łączenie kanałoacutew
Łączenie tras kanałoacutew powinno odbywać się w studzienkach tzw połączeniowych pod
kątem 90 do kierunku przepływu ściekoacutew (rys 1010)
Rys 1010 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
Gdy z układu tras łączonych kanałoacutew wychodzi kąt ostry 90 należy zastosować
dodatkową studzienkę rewizyjną - wg rys 1011
Rys 1011 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
KANALIZACJA I
144
Kanały nieprzełazowe (H lt 10 m) łączymy w studzienkach połączeniowych (o
przekroju kołowym) a kanały przełazowe (H 10 m) w komorach połączeniowych -
najczęściej o przekroju wieloboku
A) B)
Rys 1012 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew
A) nieprzełazowych - w studzienkach połączeniowych (StP) ndash studzienka kołowa
B) przełazowych - w komorach połączeniowych (KP) - wielobok foremny
1022 WYSOKOŚCIOWE SYTUOWANIE KANAŁOacuteW
Ogoacutelną zasadą jest prowadzenie - układanie kanałoacutew możliwie jak najpłycej względem
powierzchni terenu (najmniejsze koszty budowy wykopoacutew) Jednakże zagłębienie kanału
determinowane jest przez
minimalne zagłębienie kanału Zmin umożliwiające grawitacyjny dopływ ściekoacutew tzw
przykanalikami - z budynkoacutew wpustoacutew ulicznych podwoacuterzowych itp
strefę przemarzania gruntu Hz stąd wynika minimalne przykrycie kanału Hmin gt Hz
spadki i ukształtowanie terenu po trasie kanału
inne czynniki jak np kolizje z istniejącym uzbrojeniem podziemnym
Rys 1013 Przykładowy profil kanału grawitacyjnego
Rys 1014 Podział Polski na strefy głębokości przemarzania gruntu (HZ) wg PN-81B-03020
KANALIZACJA I
145
O niezbędnym przegłębieniu kanałoacutew ulicznych decydują najczęściej tzw punkty
krytyczne sieci tj najniżej zlokalizowane wpusty uliczne lub podwoacuterzowe czy też piwniczne
(z ktoacuterych najczęściej występują wylania z kanalizacji)
UWAGA Należy przy tym zwroacutecić uwagę na konieczność przestrzegania warunkoacutew
wytrzymałościowych odnośnie stosowanych rur kanalizacyjnych i warunkoacutew ich
zabudowy - wynikających z obciążeń statycznych naziomem gruntu oraz obciążeń
dynamicznych z ruchu pojazdoacutew
Minimalne zagłębienia przykanalikoacutew i kanałoacutew Zmin
Minimalne przykrycie przykanalikakanału deszczowego (Hmin gt HZ) przyjmuje się
najczęściej od 10 do 16 m w zależności od rejonu Polski - strefy przemarzania gruntu (wg
rys 1014) - z zapasem minimum 02 m
Zasadniczo przykanaliki i kanały ściekowe powinny być układane głębiej
Hmin ge Hz + (02divide04) m
Minimalne zagłębienie przykanalikakanału (Zmin) zależy od jego średnicy Dla
przykanalika ściekowego o np D = 020 m woacutewczas Zmin(02) ]02 41[ m - w zależności od
strefy przemarzania - z zapasem minimum 04 m
Gdy zagłębienie kanału na jego
trasie jest mniejsze niż Zmin woacutewczas
należy go docieplić materiałem o
małym wspoacutełczynniku przewodzenia
ciepła np keramzytem
lub nasypem ziemnym
Rys 1015 Schematy dociepleń kanałoacutew na odcinkach gdzie H lt Hmin
Nasyp ziemny może jednak stanowić przeszkodę komunikacyjną i może też utrudniać
spływ woacuted powierzchniowych czy roztopowych
KANALIZACJA I
146
Maksymalne zagłębienia kanałoacutew Zmax
Najczęściej przyjmuje się obecnie Zmax le 60 m ppt (wg WTP z 1965 r Zmax [6 8] m
ppt) Gdy Z gt Zmax stosuje się pompownie strefowe lub bdquogoacuterniczerdquo metody budowy
kanałoacutew tj tzw wiercenia bdquopoziomerdquo lub przeciski (rys 1016)
Rys 1016 Sposoby pokonywania wzniesień na trasie kanału
Obliczenia niezbędnego zagłębienia kanałoacutew ulicznych
W przeciętnych warunkach terenowych miast jako niezbędne (i zarazem minimalne)
zagłębienie kanałoacutew ulicznych przyjmuje się na ogoacuteł
Z [18 23] m ppt - w kanalizacji deszczowej
Z [23 28] m ppt - w kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej
Z [25 30] m ppt - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Takie zagłębienia kanałoacutew umożliwiają min
prawidłowe podłączenie przykanalikoacutew i kanałoacutew bocznych - zbieraczy
nie powodują na ogoacuteł kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym terenu np z
przewodami wodociągowymi Z [15 18] m ppt czy przewodami ciepłowniczymi
Z [12 15] m ppt
Szczegoacutełowo niezbędne zagłębienie kanałoacutew ustalić można na podstawie obliczeń
według poniższych schematoacutew (w zależności od rodzaju kanalizacji)
KANALIZACJA I
147
Kanalizacja ściekowa - schemat obliczeniowy
Rt Rt
Ru
Z2 Z3 Z1
l2
l3
l1
h
h = i l1 1
d p1
p1
pp = 000
i2i1
g1
Rys 1017 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ściekowego alternatywnie
wariant z 2 kanałami (o zagłębieniu Z1 i Z2) i wariant z jednym kanałem (o Z3)
Wzoacuter wyjściowy na niezbędne zagłębienie kanałoacutew
Z = g + p + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (101)
gdzie
g - zagłębienie posadzki piwnicy względem rzędnej terenu przy budynku Rt m
p - położenie przykanalika względem fundamentu (pmin = 05 m dla kamionki i 03 m dla
żeliwa) m
dp - średnica przykanalika (dp min = 015 m) m
i - spadek dna przykanalika (imin = 15permil dla dp = 015 m i imin = 10permil dla dp = 020 m)
h - wypełnienie w kanale ulicznym (najczęściej przyjmuje się h = 05d) m
Ru - rzędna osi ulicy (ewentualnie rzędna terenu nad kanałem) m npm
Rt - rzędna terenu przy budynku (ewentualnie poziom progu - pp = 000 m npm)
Kanalizacja deszczowa - schemat obliczeniowy
Z = H + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (102)
Rys 1018 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału deszczowego
KANALIZACJA I
148
Kanalizacja ogoacutelnospławna - schemat obliczeniowy Do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego stosujemy wzory (101)
lub (102)
Rys 1019 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego h - wypełnienie w
kanale (do tzw pach przekroju jajowego) Zp - zamknięcie przeciwcofkowe
1023 WYBOacuteR SPADKOacuteW DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych (ik) powinny być dostosowane do spadku terenu
(it) ale jednocześnie muszą spełniać warunek hydrauliczny ikmin le ik le ikmax - zależnie od
średnicy kanału (wg rozdziału 9 [1])
Każda zmiana spadku na trasie kanału grawitacyjnego musi rozpoczynać się i kończyć w
studzience kanalizacyjnej podobnie jak i zmiana przekroju kanału czy wysokości dna kanału
na odpływie czy też zmiana trasy kanału - dla średnic lt 10 m
I przypadek gdy minkt ii
tj gdy spadek terenu it jest mniejszy od minimalnego spadku dna kanału ik min woacutewczas na
trasie kanału występuje systematyczny wzrost wartości zagłębienia kanału od np Zmin do
Zmax
Rys 1020 Racjonalny spadek dna kanału w terenie płaskim ik = ik min
KANALIZACJA I
149
II przypadek gdy maxmin ktk iii
- kanał roacutewnoległy do terenu tj ik = it woacutewczas zagłębienie kanału na jego trasie jest
niezmienne i wynosi np Zmin
Rys 1021 Racjonalny spadek dna kanału w terenie pochyłym
zgodnym z kierunkiem przepływu ściekoacutew ik = it
III przypadek gdy maxkt ii
Rys 1022 Racjonalny spadek dna kanału w stromym terenie ik = ik max
1024 SPOSOBY POŁĄCZEŃ KANAŁOacuteW
Mamy do dyspozycji 4 sposoby połączeń kanałoacutew przy wzroście wymiaroacutew (średnic bądź
wysokości przekroju) kanałoacutew mianowicie poprzez
a) wyroacutewnanie den kanałoacutew - tanie w budowie jednak hydraulicznie nie poprawne
b) wyroacutewnanie sklepień - drogie w budowie (zagłębienie) poprawne hydraulicznie
c) wyroacutewnanie osi ndash trudne w budowie poprawne hydraulicznie
d) wyroacutewnanie zwierciadeł ściekoacutew - trudne w budowie hydraulicznie właściwe
KANALIZACJA I
150
Ad a) 0h
Rys 1023 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu den
Ad b) 12 ddh
Rys 1024 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu sklepień
Ad c) 2
12 ddh
Rys 1025 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu osi kanałoacutew
Ad d) 12 hhh 21 hhh
Rys 1026 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu zwierciadeł ściekoacutew
KANALIZACJA I
151
Przykłady sposoboacutew łączenia kanału bocznego (zbieracza) z kolektorem bądź
przykanalika z kanałem bocznym podano na schematach
Rys 1027 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju kołowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1028 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju jajowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1029 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
(widok z goacutery)
KANALIZACJA I
152
W sieciach kanalizacyjnych nie dopuszcza się do zmniejszenia przekroju kanału na jego
trasie - niezależnie od wypełnień w kanałach Przykład takiej potencjalnej możliwości -
sytuacji podano na rysunku 1030
Rys 1030 Sytuacja terenowa stwarzająca potencjalną możliwość zmniejszenia przekroju
kanału na dolnym odcinku (przyjmujemy jednak d1 = d2)
Dolny (drugi) odcinek kanału o bardzo dużym spadku dna przy danym strumieniu
objętości wymaga hydraulicznie mniejszej średnicy kanału (d2) w poroacutewnaniu do średnicy
(d1) - na goacuternym (pierwszym) odcinku kanału - o małym spadku dna przyjmujemy jednak d1
= d2 - ze względoacutew praktycznych np nie zatykania się kanałoacutew ściekowych Woacutewczas
wypełnienie kanału dolnego (h2) będzie mniejsze niż goacuternego (h1)
Przypadek odwrotny do sytuacji podanej na rys 1030 - niekorzystne hydraulicznie
połączenie kanałoacutew o roacuteżnych spadkach dna i terenu zobrazowano na rysunku 1031
Woacutewczas h2 gt h1 oraz d2 gt d1
Rys 1031 Niekorzystny przypadek połączenia kanałoacutew (d2 gt d1) - występuje
cofka piętrząca i praca goacuternego odcinka kanału pod ciśnieniem
KANALIZACJA I
153
1025 RODZAJE I DOBOacuteR STUDZIENEK KANALIZACYJNYCH
Rozstaw tzw włazowych studzienek kanalizacyjnych na kanałach nieprzełazowych - o
wysokości przekroju kanału H lt 10 m i przełazowych - do H lt 14 m nie powinien być
większy niż
50divide75 m wg zaleceń [1]
60divide80 m wg zaleceń []
Natomiast dla kanałoacutew przełazowych o H 14 m
75divide120 m wg [1]
80divide120 m wg []
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Polska norma (branżowa - budowlana) PN-B-10729 z 1999 r zalecała minimalne
średnice betonowych studzienek kanalizacyjnych jako
m01min - dla kanałoacutew o średnicach D le 03 m
m21min - dla kanałoacutew o średnicach D = 04divide06 m
m41min - dla kanałoacutew o średnicach do D = 08 m
m61min - dla kanałoacutew o średnicach powyżej D gt 08 m
Podobne zalecenia w tym zakresie wynikają też z aktualnej polskiej normy PN-EN
19172004 (zharmonizowanej z normą europejską)
Zgodnie z Ustawą z 2002 roku o normalizacji norma nie jest aktem prawnym Tak więc
unormowane wartości są jedynie wskazoacutewkami - zalecanymi jednak do stosowania
Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw nie włazowych studzienek kanalizacyjnych
(zaroacutewno rewizyjnych ndash przelotowych jak i połączeniowych) tj o małych średnicach studni
rzędu 03divide06 m wykonanych najczęściej z tworzyw sztucznych
Jednak stosowanie takich studzienek ograniczone jest zwykle do małych średnic kanałoacutew
(015divide03 m) płytko ułożonych Ze względoacutew eksploatacyjnych na terenach o luźnej
zabudowie wydaje się właściwe stosowanie woacutewczas np naprzemiennie studzienek
włazowych (jako połączeniowych) i nie włazowych (jako rewizyjnych)
Należy zwroacutecić uwagę na fakt iż betonowe studzienki kanalizacyjne jak wykazała
praktyka lepiej sprawdzają się w gruntach o zmiennym poziomie woacuted podziemnych w
warunkach występowania naprężeń dynamicznych a także w czasie zalania (podtopienia)
odwadnianego terenu Są niewrażliwe na wyparcie przez wodę ze względu na swoacutej ciężar
Przykładowe ndash klasyczne konstrukcje betonowych włazowych studzienek rewizyjnych
(tzw inspekcyjnych) i połączeniowych przedstawiono na rysunkach 1032 1033 i 1034
KANALIZACJA I
154
Rys 1032 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w jezdni (1- właz
żeliwny 2- płyta pokrywowa z pierścieniem podporowym 3 - krąg studzienny komina złazowego 4 -
krąg przejściowy 5 - krąg komory roboczej 6 - betonowa kineta ściekowa 7 - krąg fundamentowy
monolityczny 8 - fundament 9 - stopnie złazowe)
Rys 1033 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w trawniku
(1- właz żeliwny 2- płyta pokrywowa 3 i 4 - kręgi studzienne 5 - fundament 6- stopnie złazowe)
KANALIZACJA I
155
Rys 1034 Betonowa studzienka połączeniowa o głębokości gt 30 m (w przypadku lokalizacji w
jezdni niezbędne jest oparcie płyty pokrywowej z włazem na pierścieniu podporowym wg rys 1032)
Studzienki kaskadowe i komory kaskadowe służą do pokonywania roacuteżnic wysokości
przy zmianach zagłębień kanałoacutew Studzienki kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla małych
średnic kanałoacutew (mała energia kinetyczna strumienia ściekoacutew)
Przykładowo dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych należy stosować studzienki
kaskadowe z dodatkowym pionowym bądź ukośnym przewodem spadowym (o mniejszej
średnicy) na zewnątrz studzienki Roacuteżnica poziomoacutew den kanałoacutew (Hmax) przy takiej
konstrukcji studzienek kaskadowych nie powinna przekraczać 4 m (rys 1035 i 1036)
Rys 1035 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew ściekowych o d 04 m
KANALIZACJA I
156
Rys 1036 Przykład połączeniowej studzienki kaskadowej
W kanalizacji deszczowej dla małych spadoacutew (Hmax le 06 m) i średnic kanałoacutew (d le 06
m) stosowane są pionowe studzienki kaskadowe ewentualnie z obniżeniem dna - tworzącym
tzw poduszkę wodną do tłumienia energii spadającego swobodnie strumienia ściekoacutew (rys
1037)
Rys 1037 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew deszczowych
Komory kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla dużych średnicprzekroi kanałoacutew (d gt
06 m) w tym do pokonywania dużych roacuteżnic wysokości zagłębień kanałoacutew Kaskady mają
specjalnie formowaną pochylnię - kinetę spadową (rys 1038) Niszczenie (dławienie)
nadmiaru energii kinetycznej strumienia cieczy poruszającej się po pochylni odbywa się w
zagłębieniu dna komory - poniżej dna kanału odpływowego Towarzyszy temu odskok
hydrauliczny zwany odskokiem Bidonersquoa
Rys 1038 Schemat komory kaskadowej dla kanałoacutew o d gt 06 m
Niezbędne zagłębienie progu (p) w dnie komory kaskadowej po wyznaczeniu grubości
tzw poduszki wodnej oblicza się z wzoroacutew na głębokości sprzężone Następnie oblicza się
długość komory (L) z wzoru
KANALIZACJA I
157
)( ee HHHL 33032 (103)
gdzie
He - wysokość energii rozporządzalnej w goacuternym kanale He = hg + υ22g m
H - roacuteżnica rzędnych dna kanałoacutew goacuternego i dolnego (wysokość spadu) m
hg - wypełnienie normalne w goacuternym kanale m
υ - średnia prędkość przepływu w goacuternym kanale ms
Obliczenia wspoacutełrzędnych (x y) kształtu krzywizny pochylni (wg rys 1038) wykonuje
się zadając wartości y i wyliczając x z roacutewnania
HyLx 2 (104)
103 PROJEKTOWANIE SYFONOacuteW KANALIZACYJNYCH
Syfony kanalizacyjne służą do pokonywania przeszkoacuted terenowych takich jak koryta
rzeczne niecki czy kolidujące z trasą kanału podziemne obiekty pod tymi przeszkodami
Rys 1039 Przykład syfonu pod dnem rzeki (1- komora rozdzielcza na dopływie
2- przewoacuted płuczący 3 - komora połączeniowa na odpływie)
Przepływ w syfonie złożonym z jednego lub z kilku przewodoacutew odbywa się pod
ciśnieniem ze stratą energii sh - na pokonanie oporoacutew liniowych i miejscowych
Rys 1040 Schemat działania syfonu pod dnem rzeki
KANALIZACJA I
158
Ze względu na występujące wytrącanie się i odkładanie osadoacutew należy przewidzieć
możliwość płukania i czyszczenia (mechanicznego lub hydrodynamicznego) przewodoacutew
syfonowych zwłaszcza odcinkoacutew wznoszących się
Celowa jest więc budowa przed syfonami (na kierunku napływu ściekoacutew) studzienki jako
piaskownika oraz studzienki (na wylocie z syfonu) umożliwiającej płukanie i zbieranie
popłuczyn
UWAGA Ogoacutelnie stosowanie syfonoacutew kanalizacyjnych jest rozwiązaniem bardzo
kłopotliwym w eksploatacji Syfony powinny być więc projektowane tylko w wyjątkowych
przypadkach gdyż są w praktyce wysoce awaryjne - wymagają częstego czyszczenia
Prędkość przepływu ściekoacutew w przewodach syfonowych nawet przy minimalnych
przepływach powinna być większa od prędkości samooczyszczania Na ogoacuteł przyjmuje się
jako minimum [1]
09 ms w kanalizacji rozdzielczej (przy przepływach nocnych ściekoacutew pogody
bezdeszczowej - nie mniej niż 07 ms)
12 ms w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Z drugiej strony prędkość przepływu nie powinna być zbyt duża gdyż prowadzi do dużych
wartości strat hydraulicznych (Δhs) i w konsekwencji do dużych niezbędnych roacuteżnic den
kanałoacutew na wlocie i wylocie z syfonu
Minimalna średnica syfonu to 015 m Stosuje się tutaj rury żeliwne stalowe czy
żelbetowe obecnie coraz częściej roacutewnież wzmocnione tworzywa sztuczne
W kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej stosuje się najczęściej kilka przewodoacutew
syfonowych o roacuteżnych średnicach i o wlotach na roacuteżnych poziomach włączających się do
pracy kolejno w miarę zwiększania się strumienia dopływających ściekoacutew pogody
deszczowej
Rys 1041 Sytuowanie wysokościowe wlotoacutew do rur syfonowych w komorze dopływowej
(przekroje pionowe i widok z goacutery)
KANALIZACJA I
159
Obliczenia hydrauliczne syfonoacutew sprowadzają się do
doboru średnic przewodoacutew syfonowych (ds) ze względu na prędkość przepływu υs
określenia strat hydraulicznych w syfonie (Δhs) tj roacuteżnicy zwierciadeł ściekoacutew w
studzienkach 1 i 2 (lub roacuteżnicy rzędnych dna kanałoacutew dopływowego i odpływowego)
Rys 1042 Schemat do obliczeń hydraulicznych syfonu
gd
lh s
s
s
i
is2
)(2
(105)
gdzie
ξi - wspoacutełczynniki strat miejscowych na wlocie i zmianach kierunkoacutew - łuki 1 i 2
- wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych na długości odcinkoacutew l1 l2 i l3 - z wzoru Colebrooka
- Whitersquoa lub z formuły Chezy-Manninga (dla strefy oporoacutew kwadratowych)
= 8g n2 (ds4)
13 (106)
s - wspoacutełczynnik energii kinetycznej roacutewny wspoacutełczynnikowi strat wylotowych
s = 1 + 293 ndash 155 32
(107)
Rys 1043 Schemat układu roacutewnolegle działających rur syfonowych
Gdy występuje kilka rur syfonowych o roacuteżnych średnicach di - jak na rysunku 1043
woacutewczas
2QKh zs (108)
przy czym
2
1
1
i
z
K
K (109)
KANALIZACJA I
160
oraz
Ki = Kli + Kmi = Ci il + SKi ( i ) (1010)
Wielkości poszukiwane
i
s
iK
hQ
(1011)
stąd
)(42
iii dQ (1012)
gdzie
Kz - zastępczy wspoacutełczynnik oporności układu roacutewnolegle połączonych przewodoacutew
syfonowych s2m
5
Ki - wspoacutełczynnik oporności przewodu syfonowego o średnicy di
Kli - wspoacutełczynnik oporności liniowej przewodu di o długości Σ li
Kmi - wspoacutełczynnik oporności miejscowej Σ ξi przewodu di
Ci - wspoacutełczynnik oporności właściwej przewodu di (do strat liniowych) s2m
6
iii
i
i ddg
C
5
52082660
18 (1013)
SKi - wspoacutełczynnik oporności przewodu di (do strat miejscowych) s2m
5
SKi = 4
082660
id (1014)
Ogoacutelnie
2QlChl (1015)
2QSh iKm (1016)
Wartości wspoacutełczynnikoacutew C (dla wg 106) oraz SK dla przewodoacutew żeliwnych i
stalowych o średnicy d i wspoacutełczynniku szorstkości n = 0012 sm13
(k asymp 10 mm) podano w
tabeli 101
Tab 101 Wartości wspoacutełczynnikoacutew do wymiarowania przewodoacutew syfonowych dla n = 0012 sm13
Parametr Wartości wspoacutełczynnikoacutew dla średnic przewodoacutew
d [m] 010 015 020 025 030 040 050 060 080 100
[-] 00386 00337 00306 00285 00268 00243 00226 00213 00193 00179
C [s2m
-6] 3191 3671 7916 2408 09108 01964 005974 002260 0004872 0001595
SK [s2m
-5] 8266 1633 5166 2116 1020 3229 1323 06378 02018 008266
KANALIZACJA I
161
104 PROJEKTOWANIE PRZEPOMPOWNI SIECIOWYCH
1041 WYMIAROWANIE STUDNI ZBIORCZYCH POMPOWNI ŚCIEKOacuteW
W niekonwencjonalnych (ciśnieniowych) systemach kanalizacji ściekowej stosuje się
obecnie przepompownie wyposażone w pompy zatapialne instalowane w studniach
zbiorczych Klasyczne konstrukcje przepompowni (z tzw mokrą komorą czerpną i suchą
komorą pompową) stosuje się nadal w dużych grawitacyjno-pompowych systemach
kanalizacji rozdzielczej (ściekowej) czy ogoacutelnospławnej gdzie pełnią funkcję pośrednich
pompowni ściekoacutew [1]
O kosztach pompowania ściekoacutew decydują koszty inwestycyjne i eksploatacyjne Istotną
częścią kosztoacutew inwestycyjnych jest koszt wykonania studnikomory zbiorczej pompowni
ktoacutery zależy od jej niezbędnej objętości retencyjnej Natomiast w kosztach eksploatacyjnych
najistotniejszy jest koszt energii elektrycznej potrzebnej do przepompowania określonego
strumienia ściekoacutew (Q H) ktoacutery zależy przede wszystkim od sprawności dobranych pomp
Do określenia wymaganych wymiaroacutew studni zbiorczych - komoacuter czerpalnych w
przepompowniach ściekoacutew niezbędne jest obliczenie ich objętości czynnej (Vcz) ktoacutera zależy
od liczby pomp (i) strumienia dopływu ściekoacutew (Q) oraz przyjętej liczby cykli załączeń
pomp w godzinie (1Tmin)
Dopuszczalną liczbę załączeń silnika elektrycznego pompy w godzinie należy
przyjmować według zaleceń producenta pomp Jeżeli nie ma takich danych można kierować
się minimalnym czasem trwania jednego cyklu pracy pompy (Tmin) przykładowo podanych w
tabeli 102
Tab 102 Zalecane czasy minimalnych cykli pracy pomp
w zależności od mocy silnikoacutew napędowych Moc znamionowa
silnika [kW]
Czas Tmin
[min]
0 - 11 50
14 - 22 65
25 - 44 80
48 - 74 100
110 - 147 130
Dla jednej czynnej pompy maksymalna dopuszczalna liczba załączeń w godzinie
występuje wtedy gdy przez połowę cyklu pompa pracuje a przez drugą połowę jest
wyłączona [1] Wynika to z analizy wzoroacutew na cykl pracy (T) ktoacutery jest sumą czasu pracy
(ts) i czasu postoju (tp) danej pompy
inin
psQ
V
VttT
(1017)
gdzie
V ndash objętość retencyjna studni zbiorczej pompowni dm3
Qin ndash strumień objętości dopływu ściekoacutew dm3s
Q ndash strumień objętości (wydajność) pompy dm3s
KANALIZACJA I
162
Minimalną objętość czynną studni (Vcz) dla jednej pompy oszacować można z wzoru
4
min QTVcz
(1018)
Dla przepompowni z większą liczbą czynnych pomp (i gt 1) niezbędna objętość studni
zbiorczej zależy nie tylko od wydajności pracujących pomp (Q) i liczby dopuszczalnych cykli
włączeń silnika napędowego pomp (1Tmin) ale także od charakterystyki hydraulicznej sieci
kanalizacyjnej oraz od kolejności załączania i wyłączania pomp po osiągnięciu określonego
poziomu ściekoacutew w studni
Przykładowo dla czterech czynnych pomp włączenie do pracy drugiej pompy powoduje
zwiększenie wydajności pompowni o 455 trzeciej o 251 a czwartej już tylko o 148
- wg rys 1045 i tabeli 103
Rys 1045 Zmiany parametroacutew hydraulicznych przepompowni (H Q) i poszczegoacutelnych pomp
(Hi Qi) w zależności od liczby roacutewnocześnie czynnych pomp
Tab 103 Parametry przepompowni i pomp w zależności od liczby czynnych pomp
Liczba
czynnych
pomp (i)
Q Qi ΔQ Parametry pomp
m3h m
3h
Qi Hi
m3h m
1 1674 1674 - 1 1674 124
2 3076 1402 455 1 1538 157
3 4110 1034 251 1 1370 194
4 4828 718 148 1 1207 226
Objętość czynna studni zbiorczej zależy w tym przypadku od charakterystyki sieci (strat
hydraulicznych) liczby pracujących pomp i ich charakterystyki przepływu (rys 1046)
Istotny jest przy tym sam kształt charakterystyki hydraulicznej (tzw przepływność) sieci do
ktoacuterej tłoczone są ścieki [1]
Rys 1046 Parametry pracy pomp w zależności od liczby czynnych urządzeń
dla przykładowej charakterystyki hydraulicznej sieci kanalizacyjnej
KANALIZACJA I
163
1042 ZALECENIA DO DOBORU POMP
Przyjmując liczbę czynnych pomp w przepompowni należy brać pod uwagę wielkość
systemu kanalizacyjnego wartości strumieni Qmax i Qmin nachylenie charakterystyki
przepływu danej pompy H = f(Q) a także sam kształt charakterystyki strat hydraulicznych
danej sieci kanalizacyjnej
Zużycie energii elektrycznej przez pompę w ciągu roku obliczyć można z wzoru
tPE (1019)
gdzie
E ndash roczne zużycie energii elektrycznej kWh
P ndash moc pompy kW
t ndash roczny czas pracy pompy h
Moc na wale pompy wynosi
QHP
(1020)
gdzie
γ ndash ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
H ndash wysokość podnoszenia pompy m
Q ndash strumień objętości pompy m3s
η ndash sprawność całkowita pompy -
Roczne zużycie energii E jest proporcjonalne do iloczynu parametroacutew H Q i t Z uwagi
na zużycie energii kształt charakterystyki hydraulicznej sieci ma zasadnicze znaczenie
Przeanalizujmy dwie pompy mniejszą A i większą B - wspoacutełpracujące z trzema typami
charakterystyk sieci płaską (wg rys 1048a) stromą (wg rys 1048b) i bardzo stromą (wg rys
1048c) Założymy też że strumień objętości pompy (mniejszej) QA będzie roacutewny średniemu
dopływowi ściekoacutew do przepompowni Qin śr oraz roacutewny QB2
Rys 1048a-c Parametry wspoacutełpracy dwoacutech roacuteżnych pomp A i B z siecią o charakterystyce
a) płaskiej b) stromej (typowej) c) bardzo stromej
W pierwszym przypadku (wg rys 1048a) większa pompa (B) przepompuje identyczny
strumień objętości QB co pompa mniejsza (A) w czasie dwukrotnie kroacutetszym Zużycie energii
w obu przypadkach będzie jednakowe ponieważ QA = QB2 Z uwagi na koszt eksploatacji dla
sieci o płaskich charakterystykach tj z pomijalnie małymi stratami hydraulicznymi
KANALIZACJA I
164
(decyduje tylko wysokość geometryczna) nie ma znaczenia ktoacuterą pompę mniejszą czy
większą przyjmiemy w przepompowni Jeżeli chcemy uzyskać roacutewnomierny dopływ
strumienia ściekoacutew np do oczyszczalni to wskazane jest przyjęcie kilku pomp mniejszych
(licząc się z obniżoną sprawnością całkowitą układu)
W drugim przypadku (wg rys 1048b) sieci o typowej - stromej charakterystyce zużycie
energii dla pompy większej (o strumieniu QB) będzie około dwukrotnie większe niż dla
pompy mniejszej (QA) Jeżeli przyjmiemy jedną pompę B (o strumieniu QB = Qin śr) woacutewczas
należy się liczyć ze znacznym wzrostem zużycia energii (nawet do 100 ) w stosunku do
wariantu z dwoma pompami A (o QA = Qin śr)
W trzecim przypadku (wg rys 1048c) sieci o bardzo stromej charakterystyce (bardzo
wysoka wartość strat hydraulicznych) przyjmując jedną większą pompę B (o QB = Qin śr)
w stosunku do wariantu z dwoma mniejszymi pompami A (o QA = Qin śr) zużycie energii
będzie jeszcze większe (w analizowanym na rysunku 1048c przypadku wzrośnie o około 300
) W tym przypadku zaleca się dobieranie pomp o roacuteżnych wielkościach
1043 ROZMIESZCZENIE POMP ZATAPIALNYCH
Pompy w przepompowniach ściekoacutew powinny być tak rozmieszczone - w hali pomp (dla
tzw pomp suchych) lub zamocowane do dna w komorze pomp (dla pomp zatapialnych) aby
zapewnić niezawodne działanie bezpieczną obsługę i możliwe najkroacutetsze prowadzenie
rurociągoacutew w obiekcie
Dla walcowych studni zbiorczych jedno- lub dwupompowych przepompowni ściekoacutew
rozmieszczenie pomp i podstawowe wymiary komoacuter czerpalnych można przyjmować
przykładowo wg wytycznych firmy KSB podanych w [1] i przedstawionych na rys 1049
Rys 1049 Przykład zabudowy pomp KSB w studniach walcowych
KANALIZACJA I
165
Gabaryty komory pompowej powinny zapewniać ciągły ruch ściekoacutew w całej objętości
aby nie dochodziło do zagniwania zanieczyszczeń na jej dnie oraz właściwie zasilać czerpnie
poszczegoacutelnych pomp tj bez zasysania powietrza do kroacutećcoacutew ssących pomp Montaż pomp
wykonać należy wg zaleceń zawartych w DTR producenta urządzeń
W przypadku dużych pompowni ściekoacutew - o kształcie prostopadłościennym możliwe
są dwa sposoby doprowadzenia ściekoacutew do komory pompowej Mianowicie wlot ściekoacutew
może znajdować się w ścianie czołowej (rys 1050) lub bocznej (rys 1051) ndash wg katalogu
firmy FLYGT [1]
Rys 1050 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej
dla wlotu ściekoacutew usytuowanego w ścianie czołowej
a)
KANALIZACJA I
166
b)
Rys 1051 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej dla bocznego wlotu ściekoacutew
a) wlot usytuowany powyżej dna komory b) wlot usytuowany przy dnie komory
105 MATERIAŁY TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
1051 MATERIAŁY
Do budowy przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych właściwe są
tradycyjne materiały (już nowej generacji) jak np kamionka klinkier żeliwo
sferoidalne (z wewnętrzną wykładziną) beton wodoszczelny czy też bazalt o
przewidywanej żywotności technicznej rzędu 100 lat ale także
nowoczesne materiały tworzywowe jak np polimerobeton (PMB) polietylen
(PE) polichlorek winylu (PVC) utwardzony polichlorek winylu (PVC-U)
polipropylen (PP) polibutylen (PB) czy żywice poliestrowe wzmacniane włoacuteknem
szklanym (GRP) o przewidywanej żywotności co najmniej 50 lat
Materiały tworzywowe powinny być stosowane zwłaszcza w uzasadnionych sytuacjach
terenowych np na obszarach oddziaływań goacuterniczych zagrożonych osuwiskami dużego
natężenia ruchu pojazdoacutew itp Wybrane przykłady tradycyjnych wyroboacutew stosowanych do budowy nowych kanałoacutew
czy modernizacji istniejących sieci podano na rysunkach 1053divide1056 Nowoczesne wyroby
w tym z tworzyw sztucznych opisane są w łatwo dostępnych (np w internecie) katalogach
producentoacutew i dystrybutoroacutew tych wyroboacutew
KANALIZACJA I
167
Rys 1053 Tradycyjne połączenia rur kielichowych z kształtek kamionkowych
Rys 1054 Kształtki rury i elementy kamionkowe (spody i łuski do wykonania kinet ściekowych)
Rys 1055 Rury betonowe o przekroju kołowym a) bez stopki b) ze stopką c) o przekroju jajowym
(1- wpust 2- pioacutero)
KANALIZACJA I
168
Rys 1056 Przykładowe wpusty deszczowe (bez- i z osadnikiem) z rur i kształtek betonowych
żeliwnych i kamionkowych (poprawne rozwiązanie - z osadnikiem i opcjonalnie z zamknięciem
wodnym wg czwartego schematu)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji ogoacutelnospławnej muszą być wyposażone w osadnik
(o głębokości min 05 m) oraz w pełne zamknięcie wodne na odpływie ndash z
łukiemkolanem skierowanym do goacutery Przykrycie nad syfonem nie może być mniejsze
od 08 m (wg rys 1057 ndash po lewej)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji deszczowej muszą być wyposażone w osadnik oraz
opcjonalnie w częściowe zamknięcie wodne ndash z łukiemkolanem do goacutery (wg rys 1057 ndash
po prawej)
50080
51
2
Wpust uliczny
2 x łuk 45deg
DN 150
Wstawkadł min100mm
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
50080
51
2
2 x łuk 45deg
Wpust uliczny
Zamknięcie wodne częściowe
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
Zamknięcie wodne pełne
Rysunek 1
100
Po
zio
m H
2
Po
zio
m H
1
Rysunek 1a
H1H2
lt
DN 150
Rys 1057 Przykładowe rozwiązania wpustoacutew deszczowych zalecane we Wrocławiu
KANALIZACJA I
169
UWAGA W praktyce stosowanie syfonoacutew na odcinkach droacuteg z płytko posadowioną
kanalizacją deszczową jest trudne do spełnienia ze względu na brak możliwości wykonania
syfonu na przykanaliku - poniżej strefy przemarzania gruntu
1052 TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
Do złego stanu technicznego kanałoacutew przyczynia się najczęściej słaba jakość materiału
konstrukcyjnego nieprawidłowy transport jak i sam montaż Precyzja wykonania rur
uszczelnienia i rozwiązania konstrukcyjne połączeń mają zasadniczy wpływ na trwałość
eksploatacyjną przewodukanału
Przyczyny uszkodzeń kanałoacutew mogą być zaroacutewno fizyczne jak i chemiczne
Czynniki fizyczne to obciążenia zewnętrzne oraz naprężenia wewnętrzne
spowodowane wahaniami temperatury zmianami wilgotności i zmęczeniem
materiału
Czynniki chemiczne to głoacutewnie korozja i starzenie się materiału
Powodem tzw odnowy kanałoacutew jest więc najczęściej zły stan techniczny i występujące
awarie systemu
Czasem wystarczające jest wyczyszczenie kanału jednak zazwyczaj istnieje potrzeba
punktowej naprawy renowacji lub wymiany całego przewodu Przedsięwzięcia te mogą
być przeprowadzane w sposoacuteb klasyczny - w wykopie otwartym bądź też z zastosowaniem
technologii bezwykopowych
Ad 1 Naprawa kanału jest przeprowadzana gdy występują drobne pojedyncze
uszkodzenia konstrukcji Wśroacuted sposoboacutew punktowych napraw kanałoacutew rozroacuteżnić można
chemiczną stabilizację uszczelnianie połączeń wprowadzanie żywic impregnacja przewodu
czy przywracanie pierwotnego kształtu
Ad 2 Renowacja kanału jest preferowana gdy uszkodzenia są rozległe a średnica
przewodu może ulec nieznacznej redukcji Renowacje dotyczą zwykle dłuższych odcinkoacutew
przewodoacutew Ich celem jest ochrona ścian kanału uszczelnienie alboi wzmocnienie
konstrukcji Pokrywanie wnętrza warstwą izolacyjną służy oddzieleniu materiału
konstrukcyjnego od transportowanego agresywnego medium
Alternatywnie gdy stan techniczny kanału tego wymaga do wnętrza jest wprowadzany
specjalny liner (rękaw) o odpowiednio dobranych parametrach wytrzymałościowych -
grubości ścianek (związanej z redukcją średnicy istniejącego przewodu) Rękawy w Polsce
muszą posiadać aprobatę techniczną Centralnego Ośrodka Badawczo Rozwojowego Techniki
Instalacyjnej w Warszawie (COBRTI)
Przykładowo w technologii reliningu taśmowego - Spirally Wound Lining liner jest
formowany z taśmy na miejscu budowy W metodach ciasno pasowanych takich jak
Defromed Pipe Lining lub Swage amp Die Draw Lining czy w technologii rękawoacutew
utwardzanych na miejscu - Elestic Inserts linery nabierają właściwego kształtu dopiero po
KANALIZACJA I
170
umieszczeniu ich w starym przewodzie przy zastosowaniu ciepłej wody pary lub
promieniowania UV
Wkłady sztywne - Rigid Inserts nie ulegają zmianie kształtu Metody montażowe - Fitting
Methods polegają na wyściełaniu dna lub całych kanałoacutew przełazowych specjalnymi
prefabrykatami np płytami ceramicznymi odpornymi na ścieranie
Ad 3 Wymiana przewodu na nowy jest najbardziej kosztowną formą odnowy starego
przewodu - konieczna woacutewczas gdy jego konstrukcja nie jest w ogoacutele zdolna do
przenoszenia obciążeń bądźi gdy celowe jest zwiększenie wymiaru (średnicy) przewodu
Stosowane tutaj linery mają dużą wytrzymałość i są w stanie przejąć wszystkie
obciążenia dotychczas przenoszone przez stary kanał Przykładowo w metodzie Burstlining
stara rura jest rozkruszana przez specjalną głowicę prowadzącą ktoacutera roacutewnocześnie wpycha
odłamki ściany starego przewodu do otaczającego gruntu Następnie wprowadzana jest nowa
rura Ta technologia umożliwia nawet dwukrotne powiększenie średnicy
Pipe Splitting to odpowiednik Burstliningu tylko że stosowany do przewodoacutew z tworzyw
elastycznych takich jak plastik ktoacutere są cięte specjalnymi ostrzami Urządzenie używane do
Pipe Eatingu ma dodatkowo funkcję gromadzenia odłamkoacutew ścian ktoacutere są następnie
wydobywane na powierzchnię Ostatnia z wymienionych metod umożliwia wymianę wraz z
wyciągnięciem całości rury - Pipe Ejection amp Extraction
Dla każdego przypadku powinna zostać wybrana najbardziej odpowiednia metoda
odnowy kanału przykładowo wg bdquoKatalogu kryterioacutew do selekcji metod rehabilitacji rurrdquo
Niemieckiego Towarzystwa Technologii Bezwykopowych (GSTT 2000)
Częstym błędem przy wyborze metody odnowy przewodu jest kierowanie się tylko
kryterium ekonomicznym Koszt odnowy jest najczęściej proporcjonalny do jej efektu a ten
powinien być jak najlepszy Brane są tutaj pod uwagę koszty budowy (konstrukcji) i koszty
zakłoacuteceń społecznych spowodowanych pracami budowlanymi [1]
Koszty społeczne są ponoszone głoacutewnie przez mieszkańcoacutew i jeszcze jakiś czas temu nie
były w ogoacutele uwzględniane przy doborze metody odnowy Jednak coraz częstsze roboty
budowlane i ziemne a także rosnąca świadomość społeczeństwa o konsekwencjach z nimi
związanych stawiają za cel osiągnięcie jak najlepszego efektu odnowy jak najmniejszym
kosztem i w jak najkroacutetszym czasie (zgodnie z ideą zroacutewnoważonego rozwoju)
Negatywny wpływ na społeczeństwo mają zaburzenia komunikacyjne wywołują min
obniżenie aktywności ekonomicznej generowanie zanieczyszczenia i ogoacutelnie stwarzają
zagrożenie dla zdrowia ludzi i środowiska naturalnego
Koszty społeczne są największe na terenach miejskich W przypadku metod
tradycyjnych są one nieraz poroacutewnywalne do kosztoacutew konstrukcyjnych podczas gdy w
przypadku metod bezwykopowych są zazwyczaj znikome
Renowacja bądź wymiana przewodu może być więc przeprowadzana metodami
tradycyjnymi bądź bezwykopowymi Te pierwsze mają mniej zalet jednak w niektoacuterych
KANALIZACJA I
171
przypadkach np gdy kanał jest płytko zagłębiony i położony poza jezdnią są one nadal
preferowane W innych sytuacjach stosowane są coraz częściej nowoczesne i coraz tańsze
technologie bezwykopowe ktoacutere mają wiele zalet min
wykopy są całkowicie wyeliminowane lub znacznie ograniczone
zredukowana jest objętość powstających odpadoacutew
występują małe zakłoacutecenia w ruchu i aktywności ekonomicznej społeczeństwa
instalacja przebiega szybko i sprawnie
Technologie bezwykopowe zapewniają wysoką jakość wykonania przy relatywnie niskich
kosztach jednak mają też wady m in
trudności z podłączeniem istniejących przykanalikoacutew
dodatkowe koszty związane z kontrolą jakości i monitoringiem prac
brak możliwości dokładnego nadzorowania położenia linera
wysokie koszty związane z powtoacuterzeniem instalacji w wypadku komplikacji
Więcej informacji z zakresu bezwykopowych metod stosowanych przy modernizacji
systemoacutew kanalizacyjnych znaleźć można w pracach A Kuliczkowskiego w tym w
najnowszej monografii pt Technologie bezwykopowe w inżynierii środowiska
(Wydawnictwo Seidel-Przywecki Sp z oo Warszawa 2010)
106 EKSPLOATACJA SIECI KANALIZACYJNYCH
1061 WYMIAROWANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Sieci kanalizacyjne w terenach płaskich ilub o bardzo małych spadkach dna kanałoacutew
(nawet o ik lt ik min) a zwłaszcza o małych średnicach i wypełnieniach wymagają częstego
płukania w celu usunięcia zawiesin wytrącających się ze ściekoacutew i odkładających się osadoacutew
na dnie kanałoacutew
Kanały mogą być płukane
wodą wodociągową ndash ze specjalnych zbiornikoacutew (studzienek) zwanych płuczkami
ściekami ndash z innych kanałoacutew (sterowanie poprzez klapy i zastawki piętrzące)
wodą z wozoacutew asenizacyjnych (ciśnieniowo)
Płukanie kanałoacutew polega na wytworzeniu fali płuczącej poruszającej się cieczy z dużą
prędkością najczęściej υ gt 10 m tj większą niż prędkość samooczyszczania się kanałoacutew
Płuczki kanałowe mogą być umieszczone na końcoacutewkach sieci jako studzienki płuczące
(o pojemności rzędu kilku m3) lub centralnie jako zbiorniki podziemne (o objętości rzędu
kilkudziesięciu m3) Płuczki zasilane są najczęściej wodą wodociągową głoacutewnie ze
KANALIZACJA I
172
względoacutew praktycznych ndash sanitarnych Mogą być też zasilane wodą drenażową opadową
czy też ściekami
Studzienki płuczące czy zbiorniki do płukania kanałoacutew lokalizuje się najczęściej w
najwyżej położonych punktach sieci
Rys 1058 Schemat płuczki (sterowanej ręcznie)
Objętość wody V (w m3) niezbędną do przepłukania danego odcinka kanału oblicza się
ze wzoru Hansena
2
2
2
1
2 )(40
km iiLAV (1021)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego płukanego kanału m2
L - zasięg płukania (zasięg fali płuczącej) 100divide200 m
ik - spadek dna kanału permil
im - spadek miarodajny linii energii permil
2321
)( hmm Rn
i (1022)
υm - prędkość miarodajna ms
2
1
2
2
2
12 3050)ln1(
m (1023)
υ1 - prędkość początkowa (maksymalna) υ1 = 075 gh2 ms
h - wysokość ciśnienia roacutewna wysokości cieczy w płuczce m
υ2 - minimalna prędkość płukania υ2 = 08 ms
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
Płuczki zaopatrzone są często w urządzenia do automatycznego działania jak np płuczka
lewarowa czy płuczka z naczyniem wywrotnym
KANALIZACJA I
173
Rys 1059 Schemat ideowy płuczki automatycznej - lewarowej
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Podnoszący się poziom wody w zbiorniku płuczki lewarowej (przy jej napełnianiu)
wypiera powietrze w zamknięciu dzwonowym (wg rys 1059) z ktoacuterego uchodzi ono rurką
odpowietrzającą aż do momentu gdy woda zostanie zassana do syfonu przy maksymalnym
wypełnieniu zbiornika płuczki Woacutewczas woda płynie całym przekrojem syfonu gwałtownie
oproacuteżniając płuczkę Trwa to do momentu przerwania ciągłości strugi - zapowietrzenia
lewara przy minimalnym poziomie cieczy w zbiorniku W syfonie powinno pozostać
zamknięcie wodne Przelew nadmiarowy zapobiega przepełnieniu się płuczki w przypadku
awarii urządzenia
Rys 1060 Schemat ideowy płuczki automatycznej - z naczyniem wywrotnym
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Płuczka automatyczna z naczyniem wywrotnym (wg rys 1060) jest najczęściej zasilana
ciągłym dopływem wody do wywrotnego naczynia - zbiornika ktoacutery utrzymuje się w
roacutewnowadze do momentu aż środek ciężkości przemieści się poza oś naczynia Woacutewczas
następuje gwałtowny przechył i oproacuteżnienie się zbiornika z wodą po czym powraca on do
pozycji wyjściowej
KANALIZACJA I
174
Rys 1061 Przykłady płuczek automatycznych z naczyniem wywrotnym i lewarowa
1062 ROZMIESZCZANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Odcinki kanałoacutew wykonanie z przyczyn technicznych (np kolizji z istniejącym
uzbrojeniem terenu) o spadku dna ik mniejszym niż dopuszczalny hydraulicznie ikmin
wymagają częstego płukania (3divide6 razy na dobę) Efektywny zasięg fali płuczącej jest
ograniczony zwykle do 100divide200 m Dłuższe odcinki wymagają rozmieszczenia kilku płuczek
na trasie kanału gdy ik lt ikmin
Rys 1062 Schematyczne rozmieszczenie płuczek na trasie kanału
ułożonego z nieodpowiednim hydraulicznie spadkiem dna ik lt ik min
Przykłady sytuowania płuczek kanałowych w tzw punktach węzłowych sieci tj połączeń
kilku kanałoacutew sterowanych zasuwami bądź zastawkami do przemiennego płukania
określonych odcinkoacutew kanałoacutew podano na rysunkach 1063 i 1064
KANALIZACJA I
175
Rys 1063 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych pomiędzy zbieraczami (Zb)
widok i przekroacutej pionowy
Rys 1064 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych w węzłach sieci (P ndash płuczka)
1063 STOSOWANIE PŁUCZEK I KANAŁOacuteW PŁUCZĄCYCH
Kanały płuczące w komunalnych systemach kanalizacyjnych stosowane są sporadycznie
ze względu na wysokie koszty budowy i eksploatacji takich obiektoacutew
Rys 1065 Przykładowe zastosowanie kanałoacutew płuczących Kp ndash kanał płuczący
Zb ndash zbieracz P ndash płuczka (studzienka rozdzielcza z zastawkami)
KANALIZACJA I
176
Rys 1066 Schemat studzienki rozdzielczej z zastawkami na kanale płuczącym
(przekroacutej poprzeczny - do rys 1065)
Na rysunkach 1067divide1069 przedstawiono 3 przykłady rozwiązań koncepcyjnych płukania
sieci kanalizacyjnych w zależności od spadkoacutew terenu przy łącznym stosowaniu płuczek i
kanałoacutew płuczących
Rys 1067 Koncepcja płukania sieci kanalizacyjnej dwiema płuczkami z dwoma kanałami
płuczącymi - w zależności od relacji spadkoacutew terenu
Rys 1068 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej trzema płuczkami
- w zależności od relacji spadkoacutew terenu
KANALIZACJA I
177
Rys 1069 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej jedną płuczką z jednym kanałem płuczącym -
w zależności od relacji spadkoacutew terenu
107 ETAPY I ZAWARTOŚĆ TEMATYCZNA OPRACOWAŃ
PROJEKTOWYCH
Zgodnie z art 5 ust 3 Ustawy z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ U Nr 169 poz
1386) stosowanie Polskich Norm (PN) jest bdquodobrowolnerdquo podobnie też Norm Europejskich
(EN) w tym tzw zharmonizowanych PN-EN a także Norm Międzynarodowych (ISO)
Rangę prawną mają np ustawy czy rozporządzenia do ustaw
Norma nie jest już obecnie aktem prawnym Nie oznacza to jednak że nie należy je
stosować a zwłaszcza zaleceń wynikających z treści (bdquoduchardquo) norm jako źroacutedła przepisoacutew
pozaprawnych na roacutewni z np aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP)
czy publikowanymi wynikami z prac badawczych - odnośnie np metod wymiarowania
kanalizacji
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność i obowiązek starannego w tym bezpiecznego
projektowania i wykonywania obiektoacutew ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z
najnowszej dostępnej wiedzy technicznej (np BAT ndash best available techniques)
Idea ta znajduje zastosowanie min w odniesieniu do nowych metod wymiarowania
systemoacutew odwodnień terenoacutew [1] - wg zaleceń normy PN-EN 7522008 Uwzględniono przy
tym najnowsze branżowe propozycje niemieckiego Stowarzyszenia Techniki Ściekowej
(Abwassertechnische Vereinigung - ATV) oraz postulat Europejskiego Komitetu
Normalizacji (CEN) osiągnięcia w państwach członkowskich Unii Europejskiej daleko
idącego ujednolicenia poziomu wymagań co do ochrony przed wylaniem z systemoacutew
odwodnieniowych
KANALIZACJA I
178
Projektowanie nowych systemoacutew kanalizacyjnych czy modernizacja istniejących
odbywa się zwykle etapami w kolejności
Koncepcja Programowo Przestrzenna (KPP) - dawniej nazywana bdquoZałożenia
Techniczno - Ekonomicznerdquo (ZTE)
Projekt Budowlany (PB) - dawniej zwany bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash ogoacutelny
Projekt Budowlany Wykonawczy (PBW) - dawniej bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash
szczegoacutełowy
Przykładowy zakres dokumentacji technicznej dotyczącej projektu budowy czy
modernizacji bądź renowacji systemu kanalizacyjnego jednostki osadniczej (w etapach KPP
PB lub PBW) obejmuje
1 Opis uwarunkowań sytuacyjno-wysokościowych terenu i odbiornikoacutew ściekoacutew
2 Wyboacuter systemu kanalizacyjnego pod kątem wymagań ochrony środowiska
rozdzielczy - w przypadku budowy nowych sieci
poacutełrozdzielczy - w przypadku modernizacji istniejącej sieci rozdzielczej
ogoacutelnospławny - istniejący w przypadku braku możliwości przebudowy
3 Koncepcja rozplanowania sieci i obiektoacutew
kanałoacutew bocznych (zwykle na dużych spadkach terenu)
kolektoroacutew (na małych spadkach terenu)
lokalizacja obiektoacutew odciążających separatoroacutew przelewoacutew burzowych
zbiornikoacutew retencyjnych regulatoroacutew przepływu ściekoacutew pompowni itp)
lokalizacja wylotoacutew ściekoacutew deszczowych czy zmieszanych do odbiornikoacutew wraz
z urządzeniami do ich podczyszczania
lokalizacja oczyszczalni ściekoacutew wraz ze strefą ochronną
2 Bilans ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
5 Określanie powierzchni zlewni cząstkowych dopływu ściekoacutew do kanałoacutew
bytowo-gospodarczych i przemysłowych (czy ogoacutelnospławnych)
deszczowych
6 Obliczenia hydrauliczne sieci z doborem średnic spadkoacutew i zagłębień kanałoacutew
7 Wymiarowanie i projekty technologiczne obiektoacutew sieciowych (separatoroacutew
przelewoacutew burzowych zbiornikoacutew retencyjnych osadnikoacutew syfonoacutew płuczek
kanałowych pompowni oczyszczalni ściekoacutew itp) w tym projekty branżowe
8 Plan sieci kanalizacyjnej z obiektami
9 Profile kolektoroacutew i kanałoacutew z obiektami
10 Opis techniczny rozwiązań projektowych wraz z częścią kosztorysową i towarzyszącą
zgodnie z aktualnymi wymogami prawa [1]
5
Wspoacutełczesne standardy odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości [1]
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
Polska norma - zharmonizowana z europejską normą PN-EN 7522008 ogranicza
częstość wylewoacutew z kanalizacji do rzadkich powtarzalności ich występowania
raz na 10 lat - w przypadku terenoacutew pozamiejskich (wiejskich) oraz
raz na 20 30 lub 50 lat dla terenoacutew miejskich - odpowiednio do rodzaju
zagospodarowania przestrzennego terenu ndash standardu odwodnienia terenu (tab 11)
Cytowana norma zaleca do projektowania systemoacutew kanalizacyjnych częstości deszczu
obliczeniowego 1 raz na rok - dla terenoacutew pozamiejskich oraz raz na 2 5 lub 10 lat dla
terenoacutew miejskich przy czym nie mogą występować woacutewczas żadne przeciążenia w
działaniu systemoacutew grawitacyjnych (praca pod ciśnieniem) co jest roacutewnoznaczne z
projektowaniem kanałoacutew na niecałkowite wypełnienia
Tab 12 Wymagane częstości obliczeniowe opadoacutew deszczu do projektowania
odwodnienia droacuteg w Polsce - wg Rozporządzenia MTiGM z 1999 r
Rodzaj ndash klasa drogi
Częstości projektowe
opadoacutew deszczu
[1 raz na C lat]
Lokalna (L) dojazdowa (D) 1 na 1
Głoacutewna (G) zbiorcza (Z) 1 na 2
Głoacutewna ruchu przyspieszonego (GP) 1 na 5
Autostrada (A) ekspresowa (S) 1 na 10
Ustalenie zależności pomiędzy częstością deszczu obliczeniowego i częstością wylania
(tab 11) nie jest jednak możliwe do uogoacutelnienia zwłaszcza na etapie projektowania
kanalizacji Pomocne okazują się tutaj zalecenia niemieckie wg DWA-A 1182006
wprowadzające pojęcie częstości nadpiętrzenia do poziomu terenu do obliczeń
sprawdzających przy pomocy modelowania hydrodynamicznego przez co staje się możliwe
wyznaczenie stanu przeciążenia ktoacutery jest najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej
kolejności wylaniu (tab 13)
6
Tab 13 Dopuszczalne częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających projektowanych
bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych wg DWA-A 1182006
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia
[1 raz na C lat]
Tereny wiejskie 1 na 2
Tereny mieszkaniowe 1 na 3
Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 1 na 5
Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 1 na 10
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej w Polsce napotyka na
podstawową trudność wynikającą z braku wiarygodnego modelu opadoacutew do określania
miarodajnego natężenia deszczu Dotychczas stosowany wzoacuter Błaszczyka - oparty na opadach
z przełomu XIX i XX wieku (przeszło100 lat temu) zaniża bowiem wyniki obliczeń
obecnych natężeń deszczy o rząd 40 Ponadto stosowana dotychczas w Polsce tzw metoda
granicznych natężeń (MGN) dodatkowo redukuje strumień spływu woacuted opadowych (Qm) w
stosunku do innych metod - stosowanych przykładowo w Niemczech (MWO i MZWS) - w
podobnych warunkach hydrologicznych (patrz rozdział 82 w I tomie podręcznika [1])
Roacuteżnice obliczanych strumieni Qm sięgają nawet 100 - na niekorzyść MGN Wymagała
więc pilnej modyfikacji co zostało zaproponowane w podręczniku [1] (tom I rozdz 83)
Systemy kanalizacyjne projektowane są zwykle na perspektywę minimum 50divide100 lat Z
powodu systematycznego ocieplania się klimatu w przyszłości wystąpi jeszcze więcej
ekstremalnych zjawisk opadowych prowadzących do tzw powodzi miejskich ktoacutere
powodować będą jeszcze większe niż obecnie straty gospodarcze i społeczne (fot 1divide4)
Uwzględnienie tych prognoz w perspektywie 2100 roku jest niezbędne już dzisiaj do
bezpiecznego projektowania i wymiarowania wspoacutełczesnych systemoacutew odwodnień terenoacutew
zurbanizowanych
Fot 1 Warszawa - Trasa Toruńska w dn 9062013 r (httpkontakt24tvn24pl)
7
Fot 2 Gdańsk - Wrzeszcz w dn 25062013 r (httpnaszafotografiapl)
Fot 3 Wrocław ul Legnicka w dn 27052014 r (httpwwwgazetawroclawskapl)
Fot 4 Łoacutedź ul Dąbrowskiego w dn 8092014 r (httpwwwmmlodzpl)
8
STAN PRAWNY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI w POLSCE
Zgodnie Ustawą z 12 września 2002 roku o normalizacji (Dz U Nr 169 poz 1386)
stosowanie Polskich Norm (PN) jest dobrowolne podobnie też norm europejskich (EN) w
tym zharmonizowanych (PN-EN) a także norm międzynarodowych (ISO) Rangę prawną
mają obecnie ustawy czy rozporządzenia do ustaw Ustawa z 2002 roku dostosowała więc
krajową normalizację do reguł europejskiego systemu prawnego
Dla projektantoacutew wykonawcoacutew czy eksploatatoroacutew obiektoacutew budowlanych branży
sanitarnej (i nie tylko) od lat przyzwyczajonych do obowiązkowego stosowania polskich
norm (w tym branżowych) jest to istotna zmiana Normy nie są obecnie aktami prawnymi
Oznacza to tyle że należy je traktować jako źroacutedło przepisoacutew pozaprawnych na roacutewni z
aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP) czy też publikowanymi
wynikami z najnowszych prac badawczych - np odnośnie nowych metod wymiarowania
kanalizacji - sformułowanymi w [1]
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność tym obowiązek bezpiecznego wymiarowania czy
starannego wykonywania inwestycji ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z najlepszej
dostępnej wiedzy technicznej (BAT ndash Best Available Techniques BMP ndash Best Menagment
Practices LID ndash Law Impact Development ZWT ndash Zasady Wiedzy Technicznej)
Idea ta znajduje zastosowanie w podręczniku akademickim [1] z 2015 r w odniesieniu do
nowych zasad projektowania i metod wymiarowania systemoacutew odwodnień terenoacutew ndash w
duchu zaleceń najnowszej normy PN-EN 752 z 2008 roku dostosowanej do postulatu
Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) - ujednolicenia poziomu wymagań co do
ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed wylewami z systemoacutew kanalizacyjnych w
państwach członkowskich UE
Uwzględniono przy tym min branżowe wytyczne Niemieckiego Stowarzyszenia
Gospodarki Wodnej Ściekowej i Odpadowej wg DWA-A 117 z 2006 roku oraz DWA-A 118
z 2006 roku czy też zalecenia Krajowego Urzędu ds Środowiska Bawarii wg Merkblatt Nr
433 z 2009 roku oraz Merkblatt Nr 439 z 2012 roku
Na podstawie doniesień literaturowych i badań własnych dotyczących prognozowanego
wzrostu intensywności opadoacutew w perspektywie do 2100 roku zaproponowano podjęcie już
dzisiaj odpowiednich działań zaradczych w tym zaprezentowano scenariusze opadoacutew do
modelowania przeciążeń kanałoacutew w przyszłości - zalecane już do uwzględniania w wielu
krajach europejskich - dla zachowania obecnych standardoacutew odwodnień terenoacutew (tab
11divide13) także w przyszłości
W II wydaniu podręcznika bdquoPodstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień
terenoacutewrdquo (z 2015 r) sformułowano podstawy bezpiecznego projektowania grawitacyjnych
systemoacutew (tj sieci i obiektoacutew) kanalizacyjnych w Polsce [1]
tom I dotyczy metod wymiarowania Sieci kanalizacyjnych natomiast
9
tom II ndash dotyczy Obiektoacutew specjalnych takich jak przelewy burzowe separatory
strumieni objętości zbiorniki retencyjne regulatory hydrodynamiczne czy separatory
sedymentacyjno-flotacyjne
UWAGA 1 W celu ułatwienia percepcji treści II wydania książki ndash w prezentowanych
notatkach zachowano oryginalną numerację rysunkoacutew tabel i wzoroacutew jak w [1] (Wydaw
Seidel-Przywecki Warszawa 2015) - dostępne są na
wwwandrzejkotowskipl
UWAGA 2 II wydanie książki zawiera uaktualnienie i znaczne rozszerzenie treści -
względem I wydania z 2011 r - min o
charakterystykę niekonwencjonalnych systemoacutew kanalizacyjnych
zagrożenia dla infrastruktury miast wywoływane zmianami klimatu w przyszłości
zasady kalibracji i walidacji modeli hydrodynamicznych zjawiska opad-odpływ
przykłady modelowania przeciążeń hydraulicznych w kanalizacji deszczowej
zasady projektowania i metody wymiarowania przepompowni sieciowych ściekoacutew
najnowsze wytyczne techniczne wymiarowania (WTW) systemoacutew kanalizacyjnych
bezpieczną metodę obliczania objętości użytkowej zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew
Podręcznik [1] adresowany jest do studentoacutew i pracownikoacutew naukowych wyższych
uczelni technicznych i rolniczych a także do projektantoacutew wykonawcoacutew i eksploatatoroacutew
systemoacutew usuwania ściekoacutew i zagospodarowania spływoacutew woacuted deszczowych miast i gmin
Uzupełnieniem treści prezentowanego podręcznika w zakresie budowy i eksploatacji
kanalizacji jest książka pt Kanalizacja Podstawy projektowania wykonawstwa i
eksploatacji (autorstwa Kroacutelikowska J Kroacutelikowski A Żaba T) Wyd Politechniki
Krakowskiej 2015
2 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SYSTEMOacuteW
KANALIZACYJNYCH
21 RYS HISTORYCZNY ROZWOJU KANALIZACJI
Bliski Wschoacuted Na najstarsze ślady starożytnych przewodoacutew wodnych natrafiono w Syrii
(dawniej Asyria) gdzie już ok 3500 lat pne w miejscowości Habuba Kabira nad brzegiem
Eufratu istniała rozwinięta cywilizacja Znaleziono tam ślady przewodoacutew o przekroju
10
kołowym (z rur ceramicznych łączonych na bdquobosy koniec-kielichrdquo) lub prostokątnym
(układanych z kamieni i cegieł) doprowadzających wodę pitną bądź odprowadzających wody
opadoweścieki (rys 21)
Rys 21 Historyczne sposoby budowy przewodoacutew i kanałoacutew wodnych
Historia budowy i rozwoju systemoacutew odwodnień terenoacutew (kanalizacji) sięga 3000 lat
przed narodzeniem Chrystusa Przykładowo w Babilonie stosowano już woacutewczas drenaże i
studnie chłonne do odprowadzania woacuted deszczowych z dachoacutew czy utwardzonych placoacutew i
ulic do gruntu
W Egipcie w grobowcu z ok 2700 r pne w miejscowości Saqquara przy ujściu Nilu
odkryto pierwszą bdquotoaletęrdquo ndash bdquoprzeznaczonąrdquo dla zmarłych Około roku 2500 r pne w
miastach Mezopotamii budowane były już pierwsze sieci kanałoacutew do odprowadzania ściekoacutew
z toalet domowych spłukiwanych wodą - do dołoacutew kloacznych Kanały były budowane z rur
miedzianych
Europa Początki rozwoju systemoacutew kanalizacyjnych w starożytnym Rzymie sięgają
VIII do VII wieku pne Około 610 roku pne zaczęto budować głoacutewny kanał ściekowy
zwany bdquoCloaca Maximardquo ktoacutery funkcjonuje do dzisiaj (wymiar odcinka końcowego 31541
m) Początkowo służył do odprowadzania woacuted deszczowych a poacuteźniej i ściekoacutew bytowych
Retencjonowano też wody deszczowe w zbiornikach zwanych cysternami
Powstanie nowoczesnych systemoacutew kanalizacyjnych w Europie - z oczyszczaniem
ściekoacutew włącznie wiązało się z tzw rewolucją przemysłową i burzliwym rozwojem miast w
w XIX wieku Wybuch epidemii cholery w 1831 r zdecydowanie przyspieszył ten proces
Polska Początki rozwoju kanalizacji na ziemiach polskich sięgają XIV wieku ndash Gdańsk
Krakoacutew Kamieniec Bolesławiec Reszel i inne Przykładowo na Dolnym Śląsku w
Bolesławcu od 1531 roku ścieki komunalne odprowadzane były nie do rzeki Boacutebr lecz na
łąki w celu ich rolniczego wykorzystania (naturalny nawoacutez) a jednocześnie
unieszkodliwiania (oczyszczania) System eksploatowany był do początku XX wieku
W Reszlu natomiast pozostają nadal w eksploatacji kanały bdquokrzyżackierdquo stanowiące
istotny element systemu kanalizacyjnego miasta
Pierwsze bdquokompleksowerdquo systemy kanalizacyjne na ziemiach polskich powstały w
Gdańsku (1871) we Wrocławiu (1881-90) i w Warszawie (1900 - inż Lindley) Zaczęto też
wprowadzać coraz powszechniej w większych miastach tzw klozety wodne - bdquoWCrdquo
Jak uczy historia cywilizacji powinniśmy dążyć wspoacutełcześnie do projektowania i budowy
systemoacutew kanalizacyjnych w taki sposoacuteb - stosując odpowiednie metody obliczeniowe oraz
materiały i technologie - aby mogły one sprawdzać się w działaniu za 100 i więcej lat
11
22 RODZAJE I POCHODZENIE ŚCIEKOacuteW
Ścieki definiowane jako wody zużyte odprowadzane przez kanalizację zbierane są z [1]
gospodarstw domowych (budownictwo jedno- i wielorodzinne)
obiektoacutew użyteczności publicznej i zakładoacutew usługowych (biur urzędoacutew instytucji
szkoacuteł szpitali sklepoacutew myjni pralni basenoacutew kąpielowych itp)
zakładoacutew przemysłowych i rzemieślniczych
Ścieki powstają w wyniku wykorzystania wody (wodociągowej lub z własnych ujęć) na
cele
spłukiwania fekalioacutew - w ubikacjach (WC)
higieniczne - związane z myciem się kąpielami itp
gospodarcze - związane z praniem bielizny przygotowywaniem posiłkoacutew
utrzymaniem czystości pomieszczeń itp
technologiczno-produkcyjne - związane z przetwarzaniem surowcoacutew wytwarzaniem
żywności produkcją wyroboacutew itp
Ze względu na skład fizyko-chemiczny ścieki można podzielić na
ścieki bytowo-gospodarcze nazywane też bytowymi (a w żargonie inżynierskim
bdquosanitarnymirdquo) pochodzące z gospodarstw domowych zakładoacutew usługowych i
obiektoacutew użyteczności publicznej
ścieki przemysłowe zwane też poprodukcyjnymi pochodzące z zakładoacutew
przemysłowych i rzemieślniczych
Odrębne grupy stanowią
ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z opadoacutew deszczu bądźi
topnienia śniegu czy lodu - spłukujące zanieczyszczenia z uszczelnionych powierzchni
zlewni po okresach tzw suchej pogody (pogody bezopadowej bezdeszczowej)
ścieki ogoacutelnospławne (komunalne) będące najczęściej mieszaniną ściekoacutew bytowo-
gospodarczych przemysłowych woacuted podziemnych (infiltrujących do kanałoacutew przez
nieszczelności) oraz ściekoacutew opadowych
23 KLASYFIKACJA SYSTEMOacuteW USUWANIA ŚCIEKOacuteW
Kanalizacja to zespoacuteł urządzeń - czyli system (sieci i obiekty) do zbierania i
odprowadzania ściekoacutew i woacuted opadowych z terenoacutew zurbanizowanych i przemysłowych do
oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie Elementy składowe systemu
kanalizacyjnego jako całości to
kanalizacja wewnętrzna (instalacje wewnętrzne) - w budynkach z przyborami
sanitarnymi (WC wanny umywalki natryski wpusty podłogowe itp)
kanalizacja zewnętrzna
12
o sieć osiedlowa lub zakładowa (komunalna prywatna wspoacutelnotowa)
o sieć zbiorcza miejska (komunalna)
o obiekty sieciowe (pompowanie zbiorniki retencyjne przelewy burzowe
separatory syfony studzienki)
o oczyszczalnie ściekoacutew
Kanalizację zewnętrzną można podzielić według następujących kryterioacutew
A Strumienia odprowadzanych ściekoacutew
o pełna - wszystkie rodzaje ściekoacutew
o częściowa - np tylko ścieki bytowo-gospodarcze
o mieszana - fragmentami pełnaczęściowa
B Zasięgu terytorialnego
lokalna - osiedlowa zakładowa wspoacutelnotowa
miejska - całe miasto
grupowa - kilka miast wsi
C Konstrukcji kanałoacutew
kryta - podziemna
otwarta - powierzchniowa (rowy koryta)
mieszana
D Sposobu przepływu ściekoacutew
grawitacyjna
ciśnieniowa (pneumatyczna lub hydrauliczna)
podciśnieniowa (proacuteżniowa)
mieszana
E Rodzaju odprowadzanych ściekoacutew
bytowo-gospodarcza (ściekowa w żargonie bdquosanitarnardquo)
przemysłowa
deszczowa
ogoacutelnospławna (wszystkie rodzaje ściekoacutew)
F Funkcjonowania systemu
ogoacutelnospławna (jednoprzewodowa)
rozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
poacutełrozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
bezodpływowa (szamba i wozy asenizacyjne)
odciążona (szamba i sieć zbiorcza)
mieszana (fragmentami roacuteżna sieć)
13
Budowane obecnie systemy usuwania ściekoacutew można ogoacutelnie podzielić na (wg rys 22 i 23)
konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ściekoacutew
niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem
mieszane - fragmentami konwencjonalne i niekonwencjonalne
Rys 22 Generalny podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na przepływ ściekoacutew
Rys 23 Szczegoacutełowy podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na warunki działania
24 KANALIZACJA KONWENCJONALNA
Kanalizacja grawitacyjna tj działająca pod wpływem siły ciążenia stosowana jest
powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej Grawitacyjne systemy usuwania
ściekoacutew stają się w chwili obecnej rozwiązaniem coraz bardziej kosztownym zwłaszcza w
płaskim terenie o rozległej i luźnej zabudowie rozwijających się wciąż aglomeracji miast
Kanalizacja Konwencjonalna
(tradycyjna)
Niekonwencjonalna
(specjalna)
Mieszana
oparta na grawitacyjnym
przepływie ściekoacutew - ze swobodną
powierzchnią przy ciśnieniu
barometrycznym
oparta na wymuszonym przepływie
ściekoacutew - podciśnieniem bądź
nadciśnieniem
fragmentami kanalizacja
konwencjonalna i fragmentami
niekonwencjonalna
Kanalizacja konwencjonalna
Grawitacyjna Grawitacyjno-
pompowa
Kanalizacja niekonwencjonalna
Nadciśnieniowa
(tłoczna)
Podciśnieniowa
(proacuteżniowa)
Pneuma-
tyczna
Hydrauliczna
(pompowa)
Dwu
przewo-
dowa
Jedno
przewo-
dowa
14
Wynika to min ze znacznych kosztoacutew budowy kanałoacutew - na głębokościach
dochodzących nawet do 6divide8 m
Przykładowo dla minimalnego spadku dna kanału imin = 1permil wymagane przegłębienie
kanału wynosi 1 m na 1 km długości
Rys 24 Schemat (a) i profil (b) kanalizacji grawitacyjnej z pompownią pośrednią
(kanalizacja grawitacyjno-pompowa)
W dążeniu do zmniejszenia kosztoacutew budowy kanalizacji zaczęto już na przełomie XIX i
XX wieku stosować pośrednie pompownie ściekoacutew wyposażone początkowo w pompy
tłokowe z napędem parowym następnie gazowym (ok 1900 r) i elektrycznym (1920) ktoacutere
umożliwiły podniesienie dna kanału za pompownią do rzędnej wynikającej z możliwego -
minimalnego zagłębienia kanału (rys 24)
Pośrednie pompownie ściekoacutew nie zmniejszają jednak w zasadniczy sposoacuteb kosztoacutew
budowy systemoacutew grawitacyjno-pompowych a to głoacutewnie ze względu na fakt że same są
drogie w budowie i eksploatacji Z tych też względoacutew kanalizacja konwencjonalna należy do
najdroższych elementoacutew infrastruktury podziemnego uzbrojenia terenoacutew zurbanizowanych
(miejsko-przemysłowych)
Na terenach wiejskich o luźnej zabudowie przy kryterium gęstości zaludnienia
mniejszej od 120 mieszkańcoacutew na km sieci przyjętym w Polsce (a w Europie lt 150
mieszkańcoacutew na km) stosowane są nadal bezodpływowe zbiorniki ściekoacutew (szamba)
oproacuteżniane wozami asenizacyjnymi bądź też budowane są oczyszczalnie bdquonaturalnerdquo - z
drenażem rozsączającym ścieki do gruntu
Obecnie ciecz nadosadową z szamb proponuje się odprowadzać tzw odciążoną -
małośrednicową (do 100 mm) kanalizacją grawitacyjną do lokalnych oczyszczalni ściekoacutew
bądź też stosować kanalizację niekonwencjonalną nadciśnieniową lub podciśnieniową [1]
Układy takie wymagają jednak częstego płukania kanałoacutew w tym wodą z hydrantoacutew
pożarowych Ogoacutelnie są drogie w eksploatacji
15
25 KANALIZACJA NIEKONWENCJONALNA
Już na początku XX wieku w oparciu o nowe możliwości techniczne zaczęły pojawiać
się roacuteżnego rodzaju koncepcje konstruowania sieci kanalizacyjnych o przepływie
wymuszonym - w przewodach zamkniętych z wykorzystaniem nad- lub podciśnienia jako
czynnikoacutew do transportu ściekoacutew
Praktycznie możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej (tzw tłocznej) bądź
podciśnieniowej (tzw proacuteżniowej) zaistniała dopiero z końcem lat sześćdziesiątych dzięki
opracowaniu na zachodzie Europy i w USA konstrukcji małych i niezawodnych urządzeń do
usuwania ściekoacutew łącznie z zawartymi w nich ciałami stałymi
Urządzenia te instalowane na poszczegoacutelnych 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 układoacutew konwencjonalnych (grawitacyjnych)
Zastosowanie kanalizacji niekonwencjonalnej uzasadnione jest zwłaszcza gdy
o spadek terenu jest bliski zeru
o występuje wysoki poziom woacuted podziemnych
o są trudne warunki fundamentowe (np podłoże skaliste)
o zabudowa ma charakter pasmowy o małej gęstości zaludnienia
o odpływ ściekoacutew jest sezonowy (kempingi)
Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety
lepiej spełnia warunki sanitarne i zasady ochrony środowiska bowiem ze względu na
wymaganą szczelność przewodoacutew kanalizacyjnych wykluczona jest zaroacutewno
eksfiltracja ściekoacutew do gruntu jak i infiltracja woacuted podziemnych do kanałoacutew co
prowadzi do zmniejszenia wymiaroacutew i kosztoacutew oczyszczalni ściekoacutew
możliwe jest płytkie układanie przewodoacutew ściekowych - bdquoroacutewnoleglerdquo do powierzchni
terenu (na głębokościach poroacutewnywalnych z przewodami wodociągowymi) co
przyczynia się do znacznego skroacutecenia czasu i kosztoacutew realizacji inwestycji (poprzez
zmniejszanie objętości roboacutet ziemnych eliminację odwodnienia wykopoacutew itp)
uzyskuje się dość istotne zmniejszenie średnic kanałoacutew (przewodoacutew ściekowych)
wskutek większych prędkości przepływu (pełnym przekrojem) co przyczynia się do
zmniejszenia kosztoacutew budowy sieci
łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu
(analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej)
16
strumień ściekoacutew w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej (grawitacyjnej)
zmniejsza się nawet o 50 wskutek min braku infiltracji woacuted podziemnych oraz
woacuted deszczowych z tzw dzikich (lub błędnych) podłączeń czy też dopływających
przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek
Kanalizacja niekonwencjonalna ma roacutewnież wady w stosunku do tradycyjnego -
grawitacyjnego sposobu odprowadzania ściekoacutew mianowicie
większą zawodność działania ze względu na możliwość awarii elementoacutew
mechanicznych i elektrycznych w tym automatyki mogących prowadzić do skażenia
środowiska
konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia
energii elektrycznej
konieczność dokonywania regularnych przeglądoacutew i konserwacji urządzeń przez
wykwalifikowanych pracownikoacutew - generalnie znacznie droższa w eksploatacji
Ponadto kanalizacja niekonwencjonalna ma jak dotychczas ograniczony zasięg
działania limitowany min
wysokością ciśnienia w sieci ndash w praktyce do 04 MPa w przypadku systemu
tłocznego co ogranicza jego zastosowanie do dzielnic mieszkaniowych czy zakładoacutew
wysokością podciśnienia w sieci ndash w praktyce do 006 MPa w przypadku systemu
proacuteżniowego co ogranicza jego zasięg działania do ok 2 km wokoacuteł centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) i liczbę mieszkańcoacutew objętych systemem do ok 1500 Mk
251 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ
Częściej stosowana jest obecnie kanalizacja nadciśnieniowa zwana potocznie
ciśnieniową składa się z
wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach)
urządzeń zbiornikowo-tłocznych typu pneumatycznego bądź hydraulicznego
(pompowego)
ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodoacutew sieci zewnętrznych
pneumatycznych stacji do płukania bądź przewietrzania przewodoacutew (PSP)
oczyszczalni ściekoacutew
17
Rys 25 Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej typu pompowego (po lewej) oraz typu
pneumatycznego (po prawej) a) sytuacja terenowa b) profil podłużny
Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w konwencjonalnej
kanalizacji grawitacyjnej Elementem dodatkowym jest często osobny przewoacuted wentylacyjny
wyprowadzony ponad połać dachową służący do na- i odpowietrzania urządzenia
zbiornikowo-tłocznego
Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję miniaturowych pompowni ściekoacutew co
zgodnie z ideą kanalizacji ciśnieniowej umożliwia ich stosowanie nawet w najmniejszych
obiektach - budynkach jednorodzinnych Urządzenia te mogą być instalowane zaroacutewno w
piwnicach budynkoacutew jak i na zewnątrz bezpośrednio w gruncie z zachowaniem
odpowiedniego przykrycia gruntem (rys 25)
Produkowane obecnie zblokowane urządzenia zbiornikowo-tłoczne mają rozmaite
rozwiązania konstrukcyjne spośroacuted ktoacuterych można wyroacuteżnić dwa zasadnicze typy
pneumatyczne - oparte na zasadzie wytłaczania ściekoacutew sprężonym powietrzem z
ciśnieniowego zbiornika zamkniętego
hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową sprzęgniętą wspoacutelnym
wałem z rozdrabniarką umieszczone w zbiorniku (bezciśnieniowym)
18
Niezależnie od konstrukcji urządzenia zbiornikowo - tłoczne umieszcza się poniżej
wylotu wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych dla umożliwienia ich grawitacyjnego
napełniania się Urządzenia te pracują okresowo a czynnikiem sterującym ich działanie jest
poziom ściekoacutew w zbiorniku wyroacutewnawczym
W kanalizacji ciśnieniowej stosuje się też pompownie ściekoacutew budowane według
klasycznych schematoacutew - wyposażone w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji
odpornej na zapychanie się (wirniki odpowiedniego kształtu kraty bądź kosze na
zanieczyszczenia na dopływie) bądź też wyposażone w rozdrabniarki
Ostatnio zaleca się do stosowania tzw tłocznie ściekoacutew tj pompownie ściekoacutew
zblokowane z urządzeniami do separacji ciał stałych (dawniej znane jako pompownie sitowe)
Transport zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych typu włoacuteknistego (np tekstylia
produkty stosowane do wyroboacutew środkoacutew higieny osobistej) stwarza problemy
eksploatacyjne ndash zapychanie się wirnikoacutew pomp prowadzące do awarii W tłoczniach
ściekoacutew bytowo-gospodarczych na dopływach do zbiornikoacutew retencyjnych pomp instaluje
się osadniki wyposażone w kraty i zawory zwrotne w celu niedopuszczania do pomp
zanieczyszczeń grubych
Do zbiornikoacutew retencyjnych pomp dopływają tylko bdquopodczyszczone ściekirdquo ktoacutere są
następnie wytłaczane przez pompy a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik i płuczą go z
zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych (zwykle brak zagniwania ściekoacutew w zbiorniku
retencyjnym pompowni) Przykład tłoczni ściekoacutew podano na rys 251
Rys 251 Przykładowa tłocznia ściekoacutew (1 - pompa 2 ndash złącze 3 ndash prowadnice montażowe pompy
4 - krata 5 ndash dopływ ściekoacutew 6 - zawoacuter zwrotny kulowy 7 ndash osadnik 8 ndash kolano rewizyjne 9 ndash
przewoacuted tłoczny 10 ndash klapa zwrotna)
19
Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ściekoacutew powinny mieć odpowiednią
pojemność buforową na wypadek zaniku zasilania elektrycznego lub awarii pomp Wg ATV
A-116 pojemność ta wynosić powinna co najmniej 30 dm3 na mieszkańca i dobę
Sieć ciśnieniowych przewodoacutew ulicznych wraz z przykanalikami Sieci kanalizacyjne
systemu ciśnieniowego działają jako rozgałęźne
Stosowane są roacutewnież układy z pozoru bdquoobwodowe - pierścieniowerdquo umożliwiające
jedynie okresową zmianę kierunku przepływu ściekoacutew Układy bdquopierścieniowerdquo zwiększają
niezawodność systemu Zmiany kierunku (i prędkości) przepływu ściekoacutew odbywają się
okresowo w punktach podziałowych pierścieni poprzez zamykanie i otwieranie
odpowiednich zasuw działowych Tak więc z pozoru sieć bdquopierścieniowardquo jest tutaj nadal
siecią rozgałęźną - sterowaną
Pneumatyczne stacje płuczące (PSP) Doświadczenia wskazują na celowość instalowania
na końcoacutewkach sieci bądź w tzw węzłach newralgicznych urządzeń płuczących ndash zwykle
przedmuchujących sieć sprężonym powietrzem (kilka razy w ciągu doby głoacutewnie w
godzinach nocnych)
Przedmuchiwanie ktoacutere trwa zwykle od 5 do 10 minut poza tym że usuwa osady oraz
skraca czas przebywania ściekoacutew w sieci natlenia je i usuwa H2S i siarczki
PSP wyposażone są w sprężarki (kompresory) ze zbiornikami powietrza lub bez
Lokalizuje się je pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących
252 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ
Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody a także minimalizacji kosztoacutew
oczyszczania ściekoacutew (np na statkach dalekomorskich stacjach kosmicznych) doprowadziły
do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej
Oddzielnym przewodem odprowadzane są ścieki fekalne z WC oraz oddzielnym
przewodem pozostałe ścieki - z wanien natryskoacutew zlewozmywakoacutew wpustoacutew
posadzkowych itp
Podstawową zasadą układu dwuprzewodowego jest więc podział ściekoacutew na
silnie zanieczyszczone ścieki fekalne (z ciałami stałymi)
mało stężone pozostałe ścieki
i oddzielne ich oczyszczanie odpowiednio do ich składu wydajnymi - oszczędnymi
technologiami
Podstawową zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody na spłukiwanie
bdquoproacuteżniowychrdquo misek ustępowych Klasyczna miska ustępowa bdquozużywardquo od 5 do 10 litroacutew
wody na jedno zadziałanie zbiornika spłuczki Miska ustępowa wyposażona w zawoacuter
oproacuteżniający - sterowany podciśnieniem zużywa tylko ok 15 litra wody i do 100 litroacutew
powietrza na zassanie zawartości miski Pozwala to na zaoszczędzenie znacznych ilości wody
(3 do 6 razy)
20
Taki układ kanalizacji jest zwłaszcza celowy do zastosowania tam gdzie stosowany jest
podwoacutejny (dwuprzewodowy) system wodociągowy rozprowadzający wodę o zroacuteżnicowanej
jakości Np woda powstała po uproszczonym oczyszczeniu ściekoacutew - poza fekalnymi
używana jest ponownie np do spłukiwania misek ustępowych
W kanalizacji komunalnej miast i wsi bardziej praktycznym sposobem odprowadzania
ściekoacutew jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys 26)
Rys 26 Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego (układ jednoprzewodowy)
Kanalizację podciśnieniową zwaną potocznie proacuteżniową tworzą następujące elementy
1 Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne (w budynkach obiektach)
2 Studzienki zbiorcze z zaworami oproacuteżniającymi
3 Podciśnieniowe przyłącza domowe i przewody sieci zewnętrznych
4 Centralna stacja proacuteżniowa (CSP)
5 Oczyszczalnia ściekoacutew
W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane ze studzienek zbiorczych z zaworami
oproacuteżniającymi do zbiornikoacutew wodno-powietrznych znajdujących się w centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) skąd są następnie odprowadzane (najczęściej hydraulicznie ndash pompowo)
do oczyszczalni ściekoacutew (rys 261)
Rys 261 Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej)
21
O wyborze systemu odprowadzania ściekoacutew powinna decydować każdorazowo
analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji tj łącznie kosztoacutew budowy i
eksploatacji systemu [1]
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania budowy i eksploatacji systemoacutew kanalizacji
niekonwencjonalnej podane zostaną na II stopniu studioacutew - dla specjalności ZWUŚ i ZO
3 SYSTEMY KANALIZACJI GRAWITACYJNEJ
31 KANALIZACJA OGOacuteLNOSPŁAWNA
311 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Historycznie pierwsze systemy kanalizacyjne były budowane jako ogoacutelnospławne -
obecnie istnieją w najstarszych fragmentach zabudowy miast
Wspoacutełcześnie w wyniku rozbudowy miast nowe fragmenty zabudowy kanalizowane są
najczęściej w systemie rozdzielczym głoacutewnie ze względu na możliwość osiągnięcia wyższej
efektywności oddzielnego oczyszczania ściekoacutew bytowych-gospodarczych przemysłowych i
deszczowych
Istota kanalizacji ogoacutelnospławnej to
jednoprzewodowy transport wszystkich rodzajoacutew ściekoacutew do oczyszczalni
konieczność odciążania oczyszczalni ściekoacutew przez przelewy burzowe czy zbiorniki
retencyjne w okresie trwania opadoacutew (strumień ściekoacutew jest woacutewczas nawet kilkadziesiąt
razy większy niż w okresie tzw suchej pogody)
Poniżej podano schematy funkcjonalne grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej w skali
bdquomikrordquo - pojedynczych budynkoacutew oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości (rys 31 i 32)
Rys 31 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomikrordquo(A)
Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna st - studzienka kanalizacyjna
22
Rys 32 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomakrordquo
Pb - przelew burzowy zbr - zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew
312 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej - podczas
trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są obiekty specjalne takie jak przelewy
burzowe i zbiorniki retencyjne Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew przedstawiono
na rysunku 33
Przelew burzowy
Zbiorniki retencyjne
na boczniku
na kolektorze
odpływ awaryjny
Rys 33 Schematy ideowe sposoboacutew odciążeń kanalizacji ogoacutelnospławnej (oraz deszczowej)
23
Przelewy burzowe na kanalizacji ogoacutelnospławnej budowane są głoacutewnie w celu
zabezpieczenia oczyszczalni ściekoacutew przed przeciążeniem hydraulicznym i spadkiem
sprawności jej działania zwłaszcza części biologicznej i chemicznej podczas pogody
deszczowej
zmniejszenia wymiaroacutew kolektora - za przelewem
Zadaniem hydraulicznym przelewu burzowego jest podział strumienia dopływu Qd
ściekoacutew do obiektu na dwa strumienie
Qo - odpływu na oczyszczalnię ściekoacutew (Qo = Qd ndash Qb)
Qb - odpływu kanałem burzowym do odbiornika (Qb = Qd ndash Qo)
w ściśle określonych proporcjach
W Polsce wg RMŚ z 2006 r [1] limitowana jest wartość średniej rocznej liczby
zadziałań przelewoacutew burzowych w roku czyli zrzutoacutew ściekoacutew z przelewu do odbiornika ndash
dla miast o roacutewnoważnej liczbie mieszkańcoacutew RLM gt 100 000
Mianowicie w komunalnej kanalizacji ogoacutelnospławnej ścieki z przelewoacutew burzowych
mogą być odprowadzane do śroacutedlądowych woacuted powierzchniowych płynących lub
przybrzeżnych o ile średnia roczna liczba zrzutoacutew burzowych z przelewoacutew nie przekracza
10
W aglomeracjach miejskich o RLM lt 100 000 dopuszcza się zrzuty burzowe gdy w
chwili rozpoczęcia działania przelewu strumień objętości zmieszanych ściekoacutew jest co
najmniej czterokrotnie większy od średniego dobowego strumienia ściekoacutew w okresie
pogody bezopadowej (Qśc(pb))
Przelewy burzowe należy więc projektować na strumień graniczny - odpływu do
oczyszczalni
)( ) 1( bpścrpgro QnQQ (31)
gdzie
nrp - początkowe rozcieńczenie ściekoacutew (na podstawie RMŚ z 2006 r) nrp ge 3
Najczęściej stosowane są dwa rodzaje przelewoacutew burzowych
z jednostronną boczną krawędzią przelewową
z dwustronnymi bocznymi krawędziami przelewowymi
Każdy rodzaj przelewu może działać z dławionym (za pomocą rury dławiącej zastawki czy
regulatora wirowego) bądź niedławionym odpływem ściekoacutew (Qo) w kierunku
oczyszczalni
Schematy urządzeń do odciążania hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej za pomocą
przelewoacutew burzowych podano na rysunkach 34 35 i 36
24
Przelew boczny jednostronny
Rys 34 Schemat i przekroacutej poprzeczny jednostronnego bocznego przelewu burzowego
(z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd ndash strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Przelew boczny dwustronny
Rys 35 Schemat i przekroacutej poprzeczny dwustronnego bocznego przelewu burzowego
z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd - strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Rys 36 Przekroacutej podłużny bocznego przelewu burzowego z rurą dławiącą
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania przelewoacutew burzowych na
kanalizacji ogoacutelnospławnej z przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 2 w II
tomie podręcznika [1] (- w zakresie II stopnia studioacutew - magisterskich)
Zbiorniki retencyjne pełnią podobną funkcję hydrauliczną jak przelewy burzowe
Głoacutewnym parametrem eksploatacyjnym każdego zbiornika retencyjnego jest wspoacutełczynnik
redukcji strumieni ściekoacutew β
= QoQd (32)
gdzie
Qo - strumień objętości (natężenie przepływu) ściekoacutew odpływających ze zbiornika
Qd - strumień objętości ściekoacutew dopływających do zbiornika
25
Zbiorniki retencyjne buduje się je najczęściej na kanalizacji ogoacutelnospławnej i deszczowej
do przetrzymywania - retencjonowania ściekoacutew jako (rys 37)
otwarte - terenowe (w zagłębieniach naturalnych lub sztucznych) bądź jako
kryte - podziemne (tradycyjnie żelbetowe lub obecnie też z tworzyw sztucznych w
tym tzw bdquorurowerdquo zbudowane z odcinkoacutew rurociągoacutewkanałoacutew o dużych średnicach
oraz bdquoskrzynkowerdquo otoczone geowłoacutekniną)
A) B)
Rys 37 Rodzaje kanalizacyjnych zbiornikoacutew retencyjnych
A) zbiornik terenowy (otwarty) B) zbiornik podziemny (kryty)
Schematy przykładowych konstrukcji zbiornikoacutew retencyjnych do odciążania
hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej podano na rysunkach 38 i 39
Rys 38 Schemat zbiornika krytego na boczniku
(widok z goacutery i przekroacutej podłużny)
Na kanalizacji ogoacutelnospławnej nie dopuszcza się zasadniczo do podtopienia kanału
dopływowego przed przelewem min ze względu na możliwość odkładania się osadoacutew Stąd
konieczność stosowania wewnątrz krytych zbiornikoacutew przelewoacutew do awaryjnego zrzutu
ściekoacutew (rys 38)
26
Rys 39 Schemat zbiornika otwartego na kolektorze
(przekroacutej podłużny i widok z goacutery)
Podczas pogody bezdeszczowej ścieki bytowo-gospodarcze nie wpływają do otwartej
komory retencyjnej zbiornika przedstawionego na rysunku 39 a przepływają kanałami pod
dnem zbiornika
Ze względoacutew sanitarnych powierzchnie skarp i dna zbiornika powinny być uszczelnione
Zbiornik powinien być też ogrodzony i oznaczony tablicami ostrzegawczymi
Ograniczenie ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do odbiornikoacutew
W celu ochrony zwłaszcza małych odbiornikoacutew ściekoacutew (rzek potokoacutew) stosuje się
lokalne retencjonowanie i podczyszczanie ściekoacutew pochodzących ze zrzutoacutew burzowych o
wielkości strumienia Q gt 10 SNQ - średniego niskiego przepływu wody w odbiorniku (rys
310)
Rys 310 Schematy ideowe sposoboacutew ograniczenia ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do
odbiornikoacutew z przelewoacutew na kanalizacji ogoacutelnosławnej (pb ndash przelew burzowy)
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych z
przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 4 w II tomie podręcznika [1] (- w zakresie II
stopnia studioacutew - magisterskich)
27
313 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
OGOacuteLNOSPŁAWNEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowane były niewłaściwe - w świetle wspoacutełczesnej wiedzy
(rozdziały 5divide8 podręcznika [1]) opracowane jeszcze w latach pięćdziesiątych XX wieku
zasady projektowania i metody wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej
Podczas tzw suchej pogody kanałami ogoacutelnospławnymi płyną ścieki bytowo-gospodarcze
i przemysłowe oraz wody przypadkowe w tym infiltracyjne Podczas pogody deszczowej -
dodatkowo ścieki deszczowe
Wymiary (średnice) kanałoacutew dobierane były błędnie - do całkowitego wypełnienia
przekroju na strumień objętości (Q)
Q = Qh max śc + Qm (33)
gdzie
Qh max śc - maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysło-
wych
Qm - miarodajny strumień ściekoacutew deszczowych - obliczany z błędnego obecnie wzoru
Błaszczyka wg tzw metody granicznych natężeń (MGN) bądź metody stałych
natężeń (MSN)
Stosowany w obu metodach (MGN i MSN) wzoacuter Błaszczyka oparty na opadach z
przełomu XIX i XX wieku zaniża wyniki obliczeń obecnych natężeń jednostkowych deszczy
o rząd 40 [1] Ponadto założenia wyjściowe MGN - najczęściej dotychczas stosowanej w
Polsce prowadzą do dalszej redukcji strumienia spływu woacuted opadowych (Qm) w stosunku do
innych metod czasu przepływu stosowanych przykładowo w Niemczech w podobnych
warunkach hydrologicznych W rezultacie zaniżenie wartości bilansowanych strumieni woacuted
opadowych sięgać może nawet 100 (rozdz 85 podręcznika [1]) Tak zwymiarowane
systemy kanalizacyjne podatne są obecnie na częste wylania ktoacutere jeszcze w większym
stopniu wystąpią w przyszłości wskutek zmian klimatu (rozdz 4)
Podstawą nowoczesnego - bezpiecznego wymiarowania nowych bądź modernizowanych
systemoacutew kanalizacji ogoacutelnospławnej w Polsce powinien być właściwy bilans strumieni
ściekoacutew (patrz rozdział 5) i woacuted opadowych (rozdziały 6 7 i 8) ndash zapewniający osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych wg zaleceń
PN-EN 7522008 (rozdział 1 w II tomie podręcznika [1])
32 KANALIZACJA ROZDZIELCZA
321 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI ROZDZIELCZEJ
System kanalizacji rozdzielczej ze swej istoty jest dwu- lub więcej przewodowy W
miastach na ogoacuteł dwuprzewodowy złożony z
28
kanałoacutew ściekowych - odprowadzających ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe
do miejskiej oczyszczalni
kanałoacutew deszczowych - ze zrzutem ściekoacutew do odbiornika (po podczyszczeniu)
W zakładach przemysłowych system ten jest na ogoacuteł troacutejprzewodowy występują
kanały ściekowe (na ścieki bytowe pracownikoacutew)
kanały deszczowe
kanały ściekoacutew przemysłowych - zrzut ściekoacutew technologicznych po podczyszczeniu
na terenie zakładu do miejskiej kanalizacji ściekowej
Schematy funkcjonalne kanalizacji rozdzielczej przedstawiono w skali bdquomikrordquo ndash na
rys 311 oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości na rys 312
Rys 311 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomikrordquo
(Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna)
Rys 312 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomakrordquo
(zbr- zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew)
W przypadku gdy odbiornik charakteryzuje się małym - średnim niskim przepływem
(SNQ) bądź jest szczegoacutelnie chroniony nie należy w trakcie trwania opadu zrzucać dużych
objętości ściekoacutew deszczowych Należy woacutewczas budować zbiorniki retencyjne z
29
dławionym odpływem - sterowanym np regulatorami hydrodynamicznymi (omoacutewione
szczegoacutełowo w rozdziałach 4 i 5 - w II tomie podręcznika [1])
Na wylotach kanałoacutew deszczowych do odbiornikoacutew a najlepiej w miejscu powstawania
zanieczyszczeń wymagane jest obecnie stosowanie podczyszczalni mechanicznych ściekoacutew
opadowych - separatoroacutew sedymentacyjno-flotacyjnych (omoacutewionymi szczegoacutełowo w
rozdziale 6 - w II tomie podręcznika [1]) Zasady wymiarowania i doboru regulatoroacutew
hydrodynamicznych oraz osadnikoacutew-piaskownikoacutew i flotatoroacutew substancji ropopochodnych
zostaną podane na II stopniu studioacutew
322 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci deszczowej w systemie kanalizacji rozdzielczej -
podczas trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są najczęściej zbiorniki
retencyjne z dławionym odpływem
Zbiorniki retencyjne stanowią ważny element zaroacutewno modernizowanych jak i
nowoprojektowanych sieci kanalizacyjnych pełniąc rolę regulacyjno-redukcyjną strumieni
ściekoacutew Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew specjalnych (na boczniku bądź na
kolektorze) przedstawiono na rys 33
Na rys 312a podano przykład rozbudowy kanalizacji deszczowej z zastosowaniem
zbiornikoacutew retencyjnych
Nowa zlewnia F
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Regulator
QR = 1000 ls
Q3 = 1350 ls
Q2 = 600 lsZbiornik retencyjny V1
Q1 = 750 ls
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Q4 = 1000 ls
Q1 = 750 ls
Nowa zlewnia F
Zbiornik retencyjny V2
Regulator QR = 250 ls
Q2 = 600 ls
Q3 = 250 ls
Rys 312a Przyłączanie nowej zlewni (F) do istniejącego kolektora o ograniczonej
przepustowości (Qmax = 1000 dm3s) poprzez zbiornik retencyjny
a) na istniejącym kolektorze (V1) b) na nowym kanale (V2)
Głoacutewnie ze względu na zasadę działania grawitacyjne zbiorniki retencyjne ściekoacutew
deszczowych podzielić można na dwie grupy a mianowicie
przepływowe ndash klasyczne (najczęściej jednokomorowe)
przelewowe - nowej generacji (dwu- lub więcej komorowe)
30
Zaroacutewno konstrukcje przepływowe jak i przelewowe mają swoje zalety i wady Klasyczne
już przepływowe zbiorniki retencyjne budowane są z reguły jako ziemne - odkryte natomiast
przelewowe (wielokomorowe) zbiorniki retencyjne nowej generacji są z reguły żelbetowe -
podziemne Ma to niewątpliwie wpływ na koszty ich budowy O wyborze danej konstrukcji
zbiornika decydować powinna analiza techniczno-ekonomiczna wariantoacutew rozwiązań
technicznych przy uwzględnieniu miejscowych uwarunkowań terenowych
Zbiornik przepływowy
Rys 312b Schemat zbiornika przepływowego otwartego na kolektorze
deszczowym (przekroacutej podłużny i poprzeczny)
Zbiornik tradycyjny - przepływowy ma następujące wady
znaczna objętość użytkowa (Vu) komory retencyjnej (KR)
zmienny w czasie odpływ ze zbiornika (Qo) zależny od stopnia jego wypełnienia
odkładanie się zanieczyszczeń wleczonych na dnie zbiornika
znaczne koszty budowy i eksploatacji obiektu (płukanie po każdym opadzie)
max
dopływ
odpływ
dławiony
Qd
Qo
komora
retencyjna
Vu
min
Rys 312c Schemat działania jednokomorowego przepływowego zbiornika retencyjnego
Zbiornik przelewowy
Nowoczesne wielokomorowe przelewowe zbiorniki retencyjne (rys 33d) wyposażone są
w komorę przepływową (KP) z dławionym odpływem oddzieloną od komory retencyjnej
(KR) pionową przegrodą - z bocznym przelewem w części goacuternej i zaworem klapowym
(spustowym) przy dnie zbiornika
31
przegroda stała
rura wentylacyjna
kanał doprowadzający
komora akumulacyjna rura dławiąca
komora
przepływowa
zawoacuter klapowy
Rys 312d Schemat ideowy dwukomorowego zbiornika przelewowego
Zbiornik przelewowy cechuje się przede wszystkim mniejszą objętością użytkową (V1)
komory retencyjnej (KR) w poroacutewnaniu do zbiornika przepływowego ndash o rząd 30
max Qd
Qo
komora
retencyjna
dopływ
odpływ
dławiony
komora
przepływowa
otwoacuter
klapowy
krawędź
przelewowa
V1
V3
Rys 312e Schemat działania dwukomorowego przelewowego zbiornika retencyjnego (Vu = V1 + V3)
V1 - objętość komory retencyjnej (KR) V3 - objętość komory przepływowej (KP)
Graficzne poroacutewnanie objętości na akumulację ściekoacutew w zbiornikach przepływowym
(tradycyjnym) i przelewowym - dwukomorowym podano na rysunku 312f
Rys 312f Przebieg akumulacji ściekoacutew deszczowych w zbiornikach retencyjnych
1 - modelowy hydrogram przepływu w kanale dopływowym - przed zbiornikiem
2 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przelewowym (V1+V3)
3 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przepływowym (V1+V2+V3)
32
Z analizy przebiegu retencji wynika iż objętość użytkowa (Vu) zbiornika przepływowego
składa się z trzech objętości cząstkowych Vu = V1 + V2 + V3 a zbiornika przelewowego tylko
z dwoacutech Vu = V1 + V3
323 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
ROZDZIELCZEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowano (od lat pięćdziesiątych XX wieku) niewłaściwe obecnie - w
świetle wspoacutełczesnej wiedzy (rozdziały 4divide8 podręcznika [1]) zasady projektowania i metody
wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji rozdzielczej w odniesieniu zaroacutewno do kanałoacutew
ściekowych a zwłaszcza do kanałoacutew deszczowych z obiektami specjalnymi
Sieć deszczowa działa okresowo - w czasie tzw mokrej pogody Podczas suchej pogody
płyną tylko wody przypadkowe w tym infiltracyjne
Kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarne) wymiarowane były na strumień
Q = 2Qh max śc (34)
Średnice kanałoacutew ściekowych dobierane były w uproszczeniu - na
podwojony maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-
gospodarczych i przemysłowych tj przy uwzględnieniu woacuted
przypadkowych i infiltracyjnych w wysokości Qh max śc jako
mieszczących się w 100 rezerwie przepustowości dobranej
średnicy kanału
Kanały deszczowe
Q = Qm (35)
Wymiary kanałoacutew deszczowych dobierane były niewłaściwie - do
całkowitego wypełnienia przekroju Nie uwzględniano więc żadnej
rezerwy - na przyszłościowy rozwoacutej związanej ze zwiększaniem się
stopnia uszczelnienia powierzchni zlewni czy też wynikającej ze
zmian klimatycznych Miarodajny do wymiarowania kanałoacutew
deszczowych strumień ściekoacutew (Qm) obliczany był dwoma
metodami MGN lub MSN ndash obie z niewłaściwym obecnie wzorem
Błaszczyka na natężenie deszczy (zaniżającym wyniki o ok 40)
dla zakładanych częstości występowania opadoacutew - o wydłużonym
czasie trwania (o koncentrację terenową i retencję kanałową)
Ponadto przy wymiarowaniu kanałoacutew deszczowych w Polsce dopuszczano możliwość
częstszych ich przepełnień a więc i wylewoacutew z sieci w stosunku do kanałoacutew
ogoacutelnospławnych (zakładano roacuteżne skutki środowiskowe wylewoacutew) Przykładowo kolektory
deszczowe w terenach płaskich wymiarowane były na częstość występowania opadoacutew C = 2
lata a kanały boczne tylko na C = 1 rok (W kanalizacji ogoacutelnospławnej przyjmowano
odmiennie odpowiednio C = 5 i C = 2 lata)
Podobnie też jak w przypadku kanalizacji ogoacutelnospławnej wspoacutełczynnik spływu
powierzchniowego woacuted deszczowych uzależniano wyłącznie od stopnia uszczelnienia terenu
tj z pominięciem spadkoacutew i natężeń opadoacutew projektowych
33
W celu zapewnienia odpowiedniego standardu odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych w Polsce (- zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008) oraz
podniesienia niezawodności działania kanalizacji rozdzielczej (ściekowej i deszczowej) w
rozdziale 5 podręcznika [1] przedstawiono nowe zasady bilansowania strumieni ściekoacutew i
woacuted przypadkowych a w rozdz 8 zaproponowano modyfikację metody granicznych natężeń
(MGN) do postaci tzw metody maksymalnych natężeń (MMN) w tym zastąpienie wzoru
Błaszczyka wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych
W tomie II w rozdziale 1 [1] przedstawiono nowe zalecenia w formie wytycznych
technicznych wymiarowania (WTW) sieci odwodnieniowych i obiektoacutew specjalnych w
Polsce Omoacutewiono także wymagania odnośnie zachowania wspoacutełczesnych standardoacutew
odwodnień terenoacutew także w przyszłości jako przeciwdziałanie skutkom prognozowanych
zmian klimatu w perspektywie 2100 roku
33 KANALIZACJA POacuteŁROZDZIELCZA
331 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI POacuteŁROZDZIELCZEJ
System tzw kanalizacji poacutełrozdzielczej stosowany zwłaszcza przy modernizacjach
istniejących systemoacutew rozdzielczych czy przebudowywanych ogoacutelnospławnych jest
najczęściej dwuprzewodowy
Rys 313 Schemat funkcjonalny kanalizacji poacutełrozdzielczej w skali bdquomakrordquo
(s ndash separator zbr ndash zbiornik retencyjny OŚ ndash oczyszczalnia ściekoacutew)
System zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i
przemysłowe) połączone separatorami tj obiektami specjalnymi na kanałach deszczowych
do kierowania tzw pierwszej fali odpływu - zawierającej zanieczyszczenia spłukiwane ze
zlewni oraz osady wypłukiwane z kanałoacutew deszczowych (po okresie suchej pogody) do
kanałoacutew ściekowych i do oczyszczalni ściekoacutew (rys 313)
Następna (II) fala deszczu przy wzroście strumienia Q - jako mniej zanieczyszczona
odpływa już kanałami deszczowymi do odbiornika
34
Z doświadczeń eksploatacyjnych wynika że celowe jest stosowanie separatoroacutew
burzowych o działaniu ciągłym tzn w całym okresie trwania odpływu deszczowego takich
jak np przelewy boczne z dławionym odpływem czy też upusty denne z progiem piętrzącym
a technologicznie niewłaściwe jest stosowanie separatoroacutew o działaniu okresowym - jedynie
dla pierwszej fali odpływu jak np separatory kaskadowe czy rynnowe
Rys 314 Schemat separatora kaskadowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 315 Schemat separatora rynnowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 316 Schemat separatora w postaci przelewu bocznego z rurą dławiącą - o działaniu ciągłym
Kanalizacja poacutełrozdzielcza zapewnia dobrą ochronę odbiornika ściekoacutew ndash środowiska
bowiem najbardziej zanieczyszczone ścieki opadowe (zwłaszcza tzw I fali) kierowane są
poprzez separatory na oczyszczalnię miejską pracującą pod stałym nadzorem
35
332 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
POacuteŁROZDZIELCZEJ W POLSCE
Dotychczasowe zasady wymiarowania kanalizacji poacutełrozdzielczej są obecnie
niewłaściwe zaroacutewno w odniesieniu do kanałoacutew ściekowych jak i kanałoacutew deszczowych za
separatorami
Kanały ściekowe - za separatorami były wymiarowane na maksymalny godzinowy
strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych (Qh max śc) plus strumień ściekoacutew
deszczowych - tzw I-szej fali (QmI) - zależnej od natężenia granicznego deszczu płuczącego
qs przyjmowanego jak dotychczas w zakresie qs [6 15] dm3s ha stąd
Q = Qh max śc + Qm I (36)
Obecnie wg RMŚ z 2006 r qs ge 15 dm3s ha ndash dla zanieczyszczonej zlewni [1]
Kanały deszczowe analogicznie jak w kanalizacji rozdzielczej wymiarowane były na
zaniżony strumień Qm - wywołany deszczem miarodajnym o natężeniu q(C) - obliczanym z
niewłaściwego obecnie wzoru Błaszczyka
Q = Qm (37)
Nowe zasady ndash bezpiecznego projektowania i wymiarowania hydraulicznego kanalizacji
poacutełrozdzielczej z separatorami strumieni objętości ściekoacutew deszczowych podano w II tomie
książki [1] (- w rozdziałach 1 i 3)
34 ZALETY I WADY SYSTEMOacuteW KANALIZACYJNYCH
341 CZYNNIKI WPŁYWAJĄCE NA WYBOacuteR SYSTEMU
System kanalizacji ogoacutelnospławnej
Zalety Wady
1 Kroacutetsza łączna sieć kanałoacutew 1 Małe prędkości przepływu ściekoacutew przy
suchej pogodzie (odkładanie się osadoacutew)
2 Prostszy układ sieci ndash mniejsza możliwość
kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym
2 Nieroacutewnomierna praca miejskiej
oczyszczalni ściekoacutew
3 Sieć zajmuje mniej miejsca (np pod
jezdnią)
3 Duże średnice i zagłębienia kanałoacutew
(kolizje z innym uzbrojeniem)
4 Mniejsze koszty przyłączy posesji (jeden
przykanalik)
4 Konieczność budowy przelewoacutew
burzowych zbiornikoacutew retencyjnych
5 Mniejsze koszty budowy i eksploatacji 5 Niebezpieczne dla środowiska skutki
przepełnień kanałoacutew ndash wylewoacutew
6 Brak błędnych przyłączy (jedna sieć) 6 Gnilne zapachy ze studzienek i
wpustoacutew
36
System kanalizacji rozdzielczej
Zalety Wady
1 Efektywniejszy proces oddzielnego
oczyszczania ściekoacutew
1 Praktycznie podwoacutejna sieć
2 Bardziej roacutewnomierna praca oczyszczalni
ściekoacutew
2 Skomplikowany układ sieci (kolizje
kanałoacutew ściekowych z deszczowymi)
3 Mniejsze średnice kanałoacutew ściekowych
(większe prędkości przepływu)
3 Podwoacutejny pas zabudowy terenu
4 Mniejsze zagrożenie środowiskowe
wylewoacutew z kanałoacutew deszczowych
4 Większe koszty przyłączy
5 Możliwość etapowania budowy kanalizacji
(np najpierw ściekowa poacuteźniej deszczowa)
5 Występowanie błędnych podłączeń
(np kanałoacutew ściekowych do kanałoacutew
deszczowych lub odwrotnie)
6 Możliwość przebudowy na kanalizację
poacutełrozdzielną ndash dobudowa separatoroacutew
6 Najczęściej większe koszty budowy
i eksploatacji
Na wyboacuter systemu kanalizacyjnego wpływ mają następujące czynniki [1]
Istniejąca sieć hydrograficzna (rzeki potoki kanały otwarte) rozwinięta - sprzyja
wyborowi kanalizacji rozdzielczej
Wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich zdolność do samooczyszczania się duże rzeki
sprzyjają kanalizacji ogoacutelnospławnej
Ilość i rodzaj ściekoacutew ndash zwłaszcza przemysłowych (podczyszczonych na terenie
zakładu) ndash czy mogą być odprowadzane przez przelewy najczęściej nie ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Gęstość zabudowy terenu zwarta zabudowa sprzyja kanalizacji ogoacutelnospływowej
Możliwości finansowe w przypadku konieczności etapowania inwestycji ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Czynniki przemawiające za wyborem kanalizacji ogoacutelnospławnej
Brak rozwiniętej sieci hydrograficznej do odprowadzania woacuted deszczowych
Odbiornik gwarantuje samooczyszczanie się ndash możliwe zrzuty ściekoacutew z przelewoacutew
Gęsta zabudowa - znaczne uszczelnienie terenu
Analiza ekonomiczna innego wariantu (kosztoacutew budowy i eksploatacji) systemu
wskazuje na większe koszty
Czynniki przemawiające za wyborem systemu rozdzielczego bądź poacutełrozdzielczego
Rozwinięta sieć hydrograficzna ndash kroacutetkie kanały deszczowe
Brak możliwości zrzutu z przelewoacutew ściekoacutew mieszanych ndash małe odbiorniki
37
Luźna zabudowa - mniejsze uszczelnienie terenu mniejszy odpływ woacuted deszczowych
Większa pewność poprawnego działania z punktu widzenia ochrony środowiska (w
poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
Możliwość etapowania inwestycji - z braku środkoacutew finansowych (najczęściej
większe koszty budowy i eksploatacji w poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
342 ETAPOWANIE BUDOWY KANALIZACJI
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji ściekowej Sprzyjają
temu następujące czynniki
Dostarczanie wody z sieci wodociągowej co przyczynia się do większego jej zużycia
przez odbiorcoacutew i konieczność odprowadzania większego strumienia ściekoacutew bytowo-
gospodarczych w poroacutewnaniu do braku wodociągu
Niski poziom woacuted podziemnych grunt przepuszczalny i duże spadki powierzchni terenu
w kierunku odbiornikoacutew
Luźna zabudowa małe uszczelnienie powierzchni terenu i duża infiltracja opadoacutew do woacuted
podziemnych
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji deszczowej Sprzyjają
temu
Mniejsze wskaźniki odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych (np brak wodociągu) i
możliwość ich gromadzenia w zbiornikach bezodpływowych (bądź z drenażem
rozsączającym) oraz wywożenia wozami asenizacyjnymi do oczyszczalni
Wysoki poziom woacuted podziemnych grunt słabo przepuszczalny i małe spadki powierzchni
terenoacutew
Brak naturalnych odbiornikoacutew woacuted deszczowych
Etapowanie budowy kanalizacji stosuje się obecnie rzadko głoacutewnie na terenach
pozamiejskich (wiejskich) Etap II realizowany jest najczęściej po okresie 10divide20 lat
W Europie odchodzi się obecnie od idei pełnego odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
tj odprowadzania do kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej wszystkich woacuted
opadowych
Prawidłowa gospodarka wodna w zlewniach rzek powinna polegać na pozostawianiu
na miejscu (w zlewni) jak największej ilości bdquoczystychrdquo woacuted deszczowych aby zapobiec
trwałemu obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych
Przyczynia się to też do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze
maksymalne stany i przepływy wody w rzekach [1]
38
4 KWANTYFIKACJA ZMIAN KLIMATU DO
WYMIAROWANIA ODWODNIEŃ TERENOacuteW
41 ZAGROŻENIA WYNIKAJĄCE ZE ZMIAN KLIMATU
W Polsce podobnie jak w innych krajach Europy i świata obserwowane są zmiany
klimatu przejawiające się głoacutewnie wzrostami
średniej rocznej temperatury powietrza
intensywności opadoacutew atmosferycznych i
częstości występowania zdarzeń ekstremalnych (min susze powodzie huragany
trąby powietrzne)
Wzrost średniej rocznej temperatury powietrza odnotowywany jest we wszystkich
regionach kraju Według raportu Międzyrządowego Zespołu ds Zmian Klimatu
(IPCC2007) tylko w okresie 1960-2005 (46 lat) nastąpił wzrost średniej rocznej temperatury
globu o 074 degC Przyrost temperatury wynioacutesł więc już około 016 degC na dekadę Natomiast
poziom moacuterz i oceanoacutew na przestrzeni lat 1901-2010 podnioacutesł się o 019 m (IPCC2014)
Przyczyna ocieplania się klimatu ndash paradoksalnie największy przyrost temperatury
obserwuje się w zimie nie jest w pełni rozpoznana i budzi wciąż kontrowersje (tzw efekt
cieplarniany wywołany głoacutewnie emisją pary wodnej i CO2 do atmosfery) Bezsprzecznie
wzrost temperatury powietrza wywołuje istotne zmiany w cyrkulacji wody w cyklu
hydrologicznym (parowanie ndash kondensacja ndash opad) i nasilenie się występowania zwłaszcza w
ostatnich dziesięcioleciach ekstremalnych zjawisk pogodowych takich jak susze czy
powodzie
Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17 oC do nawet 44
oC a na każdy stopień
wzrostu temperatury przewiduje się globalnie wzrost intensywności opadoacutew o około 7
Natomiast poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m co zagraża już zalaniem
znacznych powierzchni przybrzeżnych (IPCC2014) Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce w tym roczna
wysokość i częstość występowania ekstremalnych opadoacutew regionalnych Zmiany w
strukturze opadoacutew objawiają się min tym że kroacutetkie (pojedyncze) intensywne opady
deszczu będą ulegać przegrupowaniu w dłuższe nawet kilkudniowe okresy o sumie
wysokości znacznie wyższej niż dawniej
Przykładowo we Wrocławiu na przestrzeni ostatnich 5 pełnych dekad (1960-2009)
odnotowano
spadkowy trend rocznej wysokości opadoacutew
wzrostowy trend odnośnie liczby dni deszczowych w roku
wzrostowy trend intensywności opadoacutew o czasach trwania od 5 min do 3 dni - średnio
na poziomie 13 [1]
Wywoływane zmianami klimatu zagrożenia ludności i infrastruktury miast związane są
przede wszystkim z niedoborem bądź nadmiarem wody
39
Ryzyko zaistnienia niekorzystnych w skutkach zjawisk takich jak susza czy powoacutedź
określa się zwykle jako kombinację prawdopodobieństwa wystąpienia oraz miary ich
negatywnych skutkoacutew - najczęściej jako iloczyn miary zagrożenia i miary zawodności
(straty gospodarcze i społeczne)
Przewidywanie zagrożeń związanych z niskimi oraz wysokimi stanami i przepływami
woacuted w warunkach zmieniającego się klimatu jest niezbędne dla racjonalnej gospodarki
wodnej miast Dotyczy to zwłaszcza podstaw projektowania budowy i eksploatacji ujęć
wody (powierzchniowej i podziemnej) czy też odwodnień - kanalizacji deszczowej czy
ogoacutelnospławnej na terenach zurbanizowanych Obserwowanym efektem zmian klimatycznych i poza klimatycznych jest zjawisko
wzrostu temperatury powietrza w miastach w stosunku do terenoacutew otaczających ndash tzw
Miejska Wyspa Ciepła MWC jest wynikiem min uwalniania się ciepła w środowisku
miejskim z procesoacutew przemysłowych i komunalnych ktoacutere modyfikują lokalnie warunki
meteorologiczne Związany z niedoborem wody w miastach spadek wilgotności gleby
przejawia się przede wszystkim przesuszeniem zieleni miejskiej co ogranicza możliwości
terenoacutew biologicznie czynnych w łagodzeniu wpływu wysokiej temperatury (rys 41)
Rys 41 Prądy konwekcyjne i opady w rejonie miejskiej wyspy ciepła [wwwwikipediapl]
Zagrożenia wynikające z warunkoacutew termicznych w miastach (MWC) wzrastają na ogoacuteł
liniowo wraz ze wzrostem wielkości miast Przeciętnie intensywność oddziaływania MWC
charakteryzują lokalne przyrosty temperatury od wartości niewiele przekraczających 10 ordmC -
w małych miastach do około 25 ordmC - w dużych miastach Jednakże w dużych aglomeracjach
w przypadku wystąpienia upałoacutew ponad 35 oC roacuteżnica temperatury powietrza pomiędzy
miastem a terenami otwartymi może sięgać nawet 10 oC Skutkuje to już istotnym wzrostem
wskaźnika śmiertelności mieszkańcoacutew
Zagrożeniami w funkcjonowaniu sieci i obiektoacutew infrastruktury miast takich jak systemy
wodociągowe z ujęciami systemy kanalizacyjne z oczyszczalniami ściekoacutew czy składowiska
odpadoacutew związanymi z nadmiarem wody są głoacutewnie powodzie i podtopienia Według
prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (SRES A1B) przykładowo
woda stuletnia w państwach środkowej Europy będzie zdarzać się średnio częściej niż raz na
50 lat [1]
40
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych
(powodzie rzeczne) i w strefie wybrzeża (powodzie sztormowe) Natomiast lokalne
podtopienia terenoacutew (powodzie miejskie) mogą wystąpić wszędzie najczęściej w efekcie
gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew Sprzyja
temu duże zagęszczenie zabudowy miejskiej oraz uszczelnienie powierzchni terenu
prowadzące do zmniejszenia bądź znacznego ograniczenia infiltracji woacuted opadowych do
gruntu
Zagrożenia i straty generowane powodziami miejskimi objawiają się lokalnymi wylewami
z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie ulic piwnic) wskutek min
niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci kanalizacyjnych -
zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Konieczna staje się więc modernizacja infrastruktury wodno-kanalizacyjnej na terenie całego
kraju (zwiększenie przepustowości sieci budowa zbiornikoacutew retencyjno-infiltracyjnych
obwałowań terenoacutew itp)
42 ROGNOZOWANE ZMIANY STRUKTURY OPADOacuteW W
PRZYSZŁOŚCI
421 TRENDY ZMIAN ROCZNYCH WYSOKOŚCI OPADOacuteW
Przykłady badań - prognoz
bull W Niemczech w XX wieku odnotowano ogoacutelny wzrost wysokości opadoacutew na poziomie
około 10 Jednak w środkowej i wschodniej części Niemiec wykazano zaroacutewno istotne
statystycznie trendy rosnące (np Jena) jak i malejące (np Goumlrlitz)
- wg Haumlnsel S Petzold S Matschullat J Precipitation Trend Analysis for Central Eastern Germany 1851ndash
2006 Bioclimatology and Natural Hazards 2009 vol 14
bull W Polsce analizowano trendy zmian rocznych wysokości opadoacutew (na 28 stacjach
IMGW) dla danych z lat 1951ndash2009 wykazano istotny statystycznie trend rosnący np
dla Rzeszowa ale też istotny trend malejący opadoacutew np na Śnieżce Ogoacutelnie przewaga
trendoacutew malejących
- wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia KGW PAN 2010
bull Szczegoacutełowe badania szeregoacutew czasowych opadoacutew z okresu 60 lat (1954-2013) dla 4
stacji IMGW Kłodzko Legnica Opole i Wrocław - położonych w dorzeczu Goacuternej
Odry wykazały zmniejszanie się rocznej i sezonowej wysokości opadoacutew Dla Legnicy i
Opola trendy malejące były na wyższym poziomie istotności niż dla Kłodzka i Wrocławia
(zaroacutewno w przypadku regresji liniowej jak i testu Manna-Kendalla)
- wg Kaźmierczak B Kotowski A Wdowikowski M Analiza tendencji rocznych i sezonowych zmian wysokości
opadoacutew atmosferycznych w zlewni Goacuternej Odry Ochrona Środowiska 2014 vol 36 nr 3
41
Rys 11 Lokalizacja stacji meteorologicznych IMGW-PIB w zlewni Goacuternej Odry
Zagrożenia wynikające z niedoboru wody
Zasoby wodne Polski należą do najuboższych w Europie Ich wielkość w przeliczeniu na rok
i mieszkańca jest trzykrotnie mniejsza od średniej europejskiej 4560 m3 w Europie w Polsce
ndash tylko 1580 m3 Wg danych GUS znakomita większość ujmowanej wody - około 85
pochodzi z zasoboacutew woacuted powierzchniowych a 15 z zasoboacutew woacuted podziemnych
W przyszłości zwiększać się będzie ryzyko zagrożenia tzw suszami hydrologicznymi
pogłębiającymi w wieloleciu niedobory wody w miastach (niskie stany i przepływy)
422 TRENDY ZMIAN CZĘSTOŚCI WYSTĘPOWANIA
INTENSYWNYCH OPADOacuteW
Przykład badań - prognoz
We Wrocławiu na przestrzeni lat 1960-2009 stwierdzono wzrost intensywności opadoacutew
- o czasach trwania od 5 min do 3 dni - dla częstości występowania
C ge 1 rok o 8 - na poziomie istotności 69
C ge 2 lata o 13 - na poziomie istotności 75
C ge 5 lat o 43 - na poziomie istotności 98
C ge 10 lat o 68 - na poziomie istotności 99
C ge 1 rok C ge 2 lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
42
C ge 5 lat C ge 10 lat
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
Rys 12 Trendy zmian przedziałowych wysokości opadoacutew maksymalnych dla częstości
występowania C ge 1 C ge 2 C ge 5 oraz C ge 10 lat we Wrocławiu w okresie 1960-2009
- wg Kaźmierczak B Kotowski A The influence of precipitation intensity growth on the urban drainage
systems designing Theoretical and Applied Climatology 2014 vol 118 nr 1
Zagrożenia wynikające z nadmiaru wody
Według prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (IPCC2007 -
SRES A1B) przykładowo bdquowoda 100-letniardquo w państwach środkowej Europy będzie zdarzać
się średnio częściej niż raz na 50 lat
- wg Kundzewicz Z W Zmiany ryzyka powodziowego w Europie Sympozjum Paryż - Orlean 28-3003 2012
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych -
powodzie rzeczne i w strefie wybrzeża - powodzie sztormowe (cofkowe)
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
Lokalne podtopienia terenoacutew - powodzie miejskie mogą wystąpić wszędzie najczęściej w
efekcie gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew
Zagrożenia i straty (gospodarcze i społeczne) generowane powodziami miejskimi
objawiają się lokalnymi wylewami z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie
ulic posesji piwnic) wskutek niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci
kanalizacyjnych - zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości
43
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 [1] Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[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
Biorąc pod uwagę obecną wiedzę na temat trendoacutew zmian klimatu do 2100 roku
dostosowanie typowych opadoacutew projektowych do wymiarowania i modelowania odwodnień
terenoacutew (tab 11 divide 13) można dokonać poprzez korektę ich intensywności - krzywych IDF o
obecnych częstościach występowania lub zmieniając częstości występowania wspoacutełczesnych
opadoacutew projektowych Oznacza to że dzisiejsze intensywności opadoacutew należy zwiększyć o
około 20 dla C = 1 rok do około 50 dla C = 10 lat lub też częstości występowania
obecnych opadoacutew należy zredukować około 2 razy
Na tej podstawie opracowano wytyczne do identyfikacji przyszłych przeciążeń
hydraulicznych w systemach kanalizacyjnych Flandrii w Belgii [1]
W Niemczech zaproponowano korektę częstości opadoacutew projektowych przyjmowanych
obecnie do weryfikacji nadpiętrzeń i wylewoacutew - wg standardu DWA-A1182006
Przykładowo dla terenoacutew mieszkaniowych zaproponowano scenariusz opadoacutew C = 5 lat
zamiast C = 3 lata (wg tab 13) - do weryfikacji występowania przyszłych nadpiętrzeń oraz
scenariusz opadoacutew ekstremalnych o C = 100 lat - dla zapewnienia wymaganej obecnie
dopuszczalnej częstości wylewoacutew raz na 20 lat (wg tab 11)
Na tej podstawie Krajowy Urząd ds Środowiska w Bawarii wydał w 2009 roku zalecenie
odnośnie częstości opadoacutew do identyfikacji przyszłych przeciążeń kanalizacji deszczowej i
ogoacutelnospławnej w Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii co przedstawiono w tabeli 44
Tab 44 Zmiany do zaleceń DWA-A1182006 (wg tab 13) odnośnie scenariuszy opadoacutew do
identyfikacji przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości dla Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii
wg Merkblatt Nr 4332009 [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu
Częstości opadoacutew do symulacji
- nadpiętrzeń - wylewoacutew
[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
44
43 DZIAŁANIA PREWENCYJNE I ZARADCZE
431 Identyfikacja potencjalnych przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości
Z powodu globalnych regionalnych i lokalnych zmian klimatycznych w przyszłości
wystąpi jeszcze więcej ekstremalnych zjawisk opadowych ktoacutere będą powodować lokalne
szkody na terenach zurbanizowanych Odpowiednie działania prewencyjne i zaradcze w celu
zminimalizowania negatywnych skutkoacutew takich zdarzeń w przyszłości są już dziś pilnie
potrzebne bowiem budowane obecnie systemy odwodnień terenoacutew powinny sprawdzać się w
działaniu w horyzoncie czasowym 2100 roku
Tak więc wymiarując dzisiejsze systemy kanalizacyjne powinniśmy uwzględniać
prognozowane scenariusze zmian klimatycznych w przyszłości
Pierwszym etapem do identyfikacji przeciążeń kanałoacutew i obiektoacutew w przyszłości
powinna być symulacja działania istniejącego bądź nowoprojektowanego systemu
odwodnienia odnośnie nadpiętrzeń
Parametrami kryterialnymi do wykazania konieczności dostosowania danego systemu
odwodnienia do zmian klimatycznych mogą być objętość właściwa wylewoacutew (OWW)
stopień zatopienia studzienek (SZS) i stopień wykorzystania kanałoacutew (SWK) Wskaźnik OWW
(w m3ha) wynika z obliczonej objętości wylewoacutew z kanałoacutew (V w m
3) względem
uszczelnionej ndash zredukowanej powierzchni Fzr danej zlewni (w ha)
zrF
VOWW (46)
Wskaźnik SZS ujmuje stosunek liczby zalanych do powierzchni terenu studzienek (Nz) do
ogoacutelnej liczby studzienek (N) danego systemu lub tylko powiązanych wzajemnie jego części
N
NSZS
z (47)
Wskaźnik SWK pozwala na ocenę średniego ważonego stopnia wykorzystania
przepustowości hydraulicznej całej sieci danego systemu odwadniającego lub jego części
i
n
iproj
i
i
l
Q
Ql
SWK1
max
(48)
gdzie
Qmaxi - maksymalna obliczona wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału m3s
Qproji - maksymalna projektowa wartość strumienia odpływu i-tego odcinka m3s
li - długość i-tego odcinka sieci kanalizacyjnej złożonej z n odcinkoacutew m
Wartości graniczne wskaźnikoacutew OWW SZS i SWK powinny być ustalane indywidualnie
dla danego systemu Przykład z [1] podano w tab 49
45
Tab 49 Parametry do oceny konieczności adaptacji kanalizacji do zmian klimatu Skala wartości wskaźnikoacutew
SWK [-]
00 02 04 06 08 10 12 14 16 18 2 gt2
SZS [-]
0 005 01 015 02 025 03 035 04 045 05 gt05
OWW [m3ha]
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 gt20
Potrzeba
dostosowania
brak średnia duża
W przypadku gdy zidentyfikowane zostaną lokalne przeciążenia systemu (wg scenariuszy
z tab 44) konieczne są dalsze analizy ryzyka podatności Można tego dokonać na podstawie
ocen GIS ilub in-situ a w przypadku stwierdzenia rozległych przeciążeń niezbędna staje się
dodatkowa symulacja działania systemu w połączeniu z cyfrowym modelem terenu
Zalecane jest to zwłaszcza w przypadku gdy co najmniej dwa kryterialne parametry oceny
(OWW i SZS lub SWK) wskazują na wysoką potrzebę adaptacji (tab 49) Szczegoacutełowa
analiza wynikoacutew symulacji pozwala na wytyczenie granic terenoacutew zalewowych a także na
specyfikację głębokości wody szybkości strumienia i objętości spływu wody
Dalsze kroki planowania powinny polegać na wskazaniu potencjalnych rezerwuaroacutew (np
zagłębień terenowych) do retencjonowania lub ewentualnie kierowania fali spływu
powierzchniowego na tereny słabiej zagospodarowane (nieużytki ogrody działkowe boiska
sportowe) z ewentualnym zaleceniem podwyższenia krawężnikoacutew lub też budowy wałoacutew
przeciw powodziowych (trwałych bądź zastawkowych)
432 Zasady miejscowego zagospodarowania woacuted opadowych
Zagrożenia dla systemoacutew kanalizacyjnych wynikające ze zmian klimatu wywoływane są
zaroacutewno omoacutewionymi już czynnikami klimatycznymi (wzrost temperatury powietrza i
zmiany w strukturze opadoacutew) jak i poza klimatycznymi związanymi min ze zmianami
sposobu zagospodarowania czy użytkowania terenu
Na zmiany klimatu nakłada się więc wpływ szeregu procesoacutew urbanizacyjnych w tym
intensywna działalność gospodarcza i zajmowanie nowych obszaroacutew szczegoacutelnie wrażliwych
na skutki zmian klimatu (np obszary zalewowe) Wzrasta też na ogoacuteł udział powierzchni
nieprzepuszczalnych na terenach już zabudowanych
Naturalny obieg wody w przyrodzie charakteryzuje się roacutewnowagą pomiędzy zjawiskami
opadoacutew atmosferycznych a procesami spływu powierzchniowego infiltracji do gruntu (i do
woacuted podziemnych) oraz parowania do atmosfery Dynamiczna urbanizacja terenoacutew miejskich
przyczynia się do zwiększenia powierzchni uszczelnionych na obszarach do niedawna słabo
zagospodarowanych lub pokrytych roślinnością Skutkuje to zmianami intensywności spływu
powierzchniowego woacuted opadowych
Wielkość infiltracji woacuted opadowych do gruntu w warunkach naturalnych szacowana jest
zwykle na poziomie 80divide100 przy spływie powierzchniowym wynoszącym 20divide0
Rozwoacutej miast i związany z tym proces uszczelniania powierzchni burzy te proporcje W
zależności od stopnia urbanizacji spływ powierzchniowy może sięgać nawet powyżej 80
46
a naturalna infiltracja woacuted opadowych może zostać ograniczona do poziomu poniżej 20
(rys 47)
Rys 47 Spływ powierzchniowy i podziemny woacuted opadowych w zależności
od stopnia urbanizacji terenu [httplincolnnegov]
Zgodnie z zasadą zroacutewnoważonego rozwoju prawidłowa gospodarka wodna na
terenach zurbanizowanych powinna polegać na zagospodarowaniu jak największej objętości
bdquoczystychrdquo woacuted opadowych tak aby
zmniejszyć i opoacuteźnić spływ powierzchniowy woacuted do odbiornikoacutew oraz
zapobiec obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych w miastach
Wykorzystuje się w tym celu procesy retencji infiltracji i ewapotranspiracji w takich
obiektach jak zbiorniki retencyjno-infiltracyjne naturalne niecki terenowe czy lansowane
ostatnio tzw zielone dachy [1] Unikać przy tym należy generalnie nadmiernego
uszczelniania powierzchni terenu (stosować np utwardzanie ażurowe) Przyczyni się to w
bezpośredni bądź pośredni sposoacuteb do ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed powodziami
miejskimi ndash wylewami z kanałoacutew
Wodyścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z zanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych przed wprowadzeniem ich do gruntu
powinny być podczyszczane Wynika to z Rozporządzeń Ministra Środowiska (RMŚ) z
2006 i 2014 roku Nie dotyczy to woacuted opadowych pochodzących z niezanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni ndash jako umownie bdquoczystychrdquo (np z dachoacutew na terenach
mieszkaniowych)
Infiltracja z retencją powierzchniową stosowana jest na terenach zielonych Najczęściej
wykorzystuje się do tego celu naturalne zagłębienia terenu jako tzw niecki rozsączające w
ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza zwykle 03 m Zbiorniki rozsączające to zazwyczaj
wyprofilowane zagłębienia terenu w ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza 10 m
Poprawę zdolności chłonnych zbiornikoacutew oraz efektoacutew samooczyszczania woacuted
opadowych można uzyskać poprzez obsianie dna i skarp odpowiednio dobranymi
mieszankami traw i innej roślinności
47
Infiltracja z retencją podziemną - rozsączanie podziemne woacuted opadowych może się
odbywać poprzez skrzynki czy komory rozsączające oraz studnie czy drenaże chłonne (rys
48)
a) b) c)
Rys 48 Schematy przykładowych urządzeń do rozsączania podziemnego woacuted deszczowych
a) skrzynki rozsączające b) komora rozsączająca c) studnia chłonna
Skrzynki rozsączające umieszcza się zwykle w odpowiednio głębokich wykopach w
ktoacuterych wykonuje się warstwę drenażową - o dużej wartości wspoacutełczynnika filtracji
Komory rozsączające charakteryzują się na ogoacuteł bardziej wytrzymałą konstrukcją nośną
w stosunku do skrzynek rozsączających Są najczęściej stosowane do odwadniania dużych
powierzchni
Studnie i drenaże chłonne znajdują zastosowanie przy braku naturalnych odbiornikoacutew i
przy ograniczonych możliwościach zastosowania urządzeń o większej powierzchni infiltracji
5 METODY BILANSOWANIA STRUMIENI ŚCIEKOacuteW
51 ŚCIEKI BYTOWO-GOSPODARCZE I PRZEMYSŁOWE
Grawitacyjne kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarnerdquo) są wymiarowane na
maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew bytowo-gospodarczych i
przemysłowych przy uwzględnieniu dodatkowo strumienia woacuted przypadkowych w tym
infiltracyjnych oraz rezerwy na przyszłościowy rozwoacutej
Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej ilub przemysłowej jest
właściwy bilans strumieni ściekoacutew Obecnie odstępuje się często od sporządzania
szczegoacutełowych bilansoacutew wodnych na rzecz bilansoacutew opartych na wskaźnikach scalonych ndash
na perspektywę ge 50 lat
Bilans odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych oraz przemysłowych opracować można
wg podobnej metodyki - jak bilans zapotrzebowania na wodę
48
Ogoacutelnie średnie dobowe w roku (Qdśr) zużycie wodyodpływ ściekoacutew (w m3d) wynosi
idisrd QQ
365
1365
1
(51)
Rys 51 Nieroacutewnomierność poboru wody bądź odpływu ściekoacutew w roku (0274=100365 d)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (Nd) i odpływ maksymalny dobowy odpływ
ściekoacutew (Qdmax) wynosi
ddsrd
dsr
dd NQQ
Q
QN max
max (52)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności godzinowej (Nh) i odpływ maksymalny godzinowy
odpływ ściekoacutew (Qhmax) w dobie o Qdmax wynosi
hhsrh
d
h
hsr
hh NQQ
Q
Q
Q
QN max
max
maxmax 24 (53)
Rys 52 Nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew w dobie (4167=10024 h)
Stąd ogoacutelnie maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew (w dm3s) wyniesie
86400max srdhdh QNNQ (54)
Wielkość zużycia wody w danej jednostce osadniczej określić można najdokładniej na
podstawie zarejestrowanego poboru wody (z wodomierzy) Odpływ ściekoacutew bytowo-
gospodarczych czy przemysłowych jest mniejszy od 100 - zarejestrowanego poboru wody i
ma mniejszą nieroacutewnomierność godzinową (retencja sieci) w stosunku do poboru wody w
tym przesuniętą w czasie (rys 53)
49
Rys 53 Nieroacutewnomierność poboru wody i odpływu ściekoacutew w dobie
Dotychczasowe wytyczne techniczne projektowania (WTP) kanalizacji z roku 1965 a
zwłaszcza zalecenia Instytutu Kształtowania Środowiska (IKŚ) z 1978 r ndash straciły swą
aktualność co do wartości wskaźnikoacutew zużycia wody i odpływu ściekoacutew z gospodarstw
domowych
Były mocno przeszacowane podawały bardzo duże wartości wskaźnikoacutew qj zużycia
wody w przeliczeniu na mieszkańca i dobę (- nawet 300 dm3d na Mk)
Obecnie bdquoobowiązująrdquo zalecenia wg Rozporządzenia Ministra Infrastruktury z 2002
roku znacznie niższe - przeciętne bdquonormy zużycia wodyrdquo w gospodarstwach domowych
(bdquomieszkalnictwordquo ndash wg tab 51)
Tab 51 Wskaźniki zapotrzebowania na wodę w miastach
Elementy zagospodarowania
przestrzennego
terenu zurbanizowanego
Jedno-
stka
Wskaźnik
zużycia wody qj
dm3d
Wspoacutełczynnik
nieroacutewnomierności
dobowej Nd
1 Mieszkalnictwo
- wielorodzinne kl I
i jednorodzinne wg kl II
klasy wyposażenia kl III
instalacyjnego kl IV
mieszkań kl V
Mk
Mk
Mk
Mk
Mk
140divide160
80divide100
70divide90
50divide60
30
15divide13
15divide13
2divide15
2divide15
2divide15
2 Usługi ogoacutelnomiejskie
3 Komunikacja zbiorowa
4 Mycie ulic i placoacutew
5 Podlewanie zieleni miejskiej
Mk
Mk
Mk
Mk
60
4
10
10
13
12
24
60
6 Tereny przemysłowo-składowe
- wskaźnik na mieszkańca
- przemysł niewodochłonny
- przemysł wodochłonny
Mk
m3d∙ha
m3d∙ha
70
30 divide 100
100 divide 500
115
115
115
I klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z dostawą ciepłej wody użytkowej z zewnątrz
II klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
III klasa - niepełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
IV klasa - wodociąg ubikacja bez łazienki
V klasa - wodociąg bez ubikacji i łazienki brak kanalizacji
niższe wartości dotyczą przypadku braku sieci kanalizacyjnej - zbiorniki bezodpływowe
zaniżone wartości (w II klasie) - niezgodne z badaniami zużycia wody w miastach
50
UWAGA Zaznaczyć jednak należy że zalecenia wg RMŚ z 2002 r dotyczą głoacutewnie
rozliczeń ryczałtowych w sytuacji braku pomiaru zużycia wody przez odbiorcoacutew do czego
ograniczała się delegacja ustawowa dla ministra na podstawie Ustawy z dnia 7 czerwca 2001
r o zbiorowym zaopatrzeniu w wodę i zbiorowym odprowadzaniu ściekoacutew (Dz U Nr 72)
Metodyka bilansoacutew ściekoacutew Najpierw bilansuje się średnie dobowe (w m3d)
zapotrzebowanie na wodę w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego
(tab 51) posługując się liczbą mieszkańcoacutew (Mk) miastaosiedla i wskaźnikiem średniego
dobowego zapotrzebowania na wodę (qj)
Qd śr = 0001
6
1i
q j middot Mk (55)
gdzie
qj - wskaźnik dobowego zużycia wody przez mieszkańca w dm3d (tab 51)
a następnie oblicza się maksymalny dobowy strumień odpływu ściekoacutew (w m3d) z wzoru
Qd max śc = Σ (Qd śr middot Nd middot η) (56)
lub
Qd max śc =0001 Σ (qj middot Mk middot Nd middot η) (57)
gdzie
Nd ndash wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (tab 51)
η ndash wspoacutełczynnik zmniejszający - określający strumień odpływu ściekoacutew
Przyjmuje się więc że odpływ ściekoacutew jest mniejszy od poboru wody wodociągowej o
wartość mnożnika
η = 095 dla mieszkalnictwa i usług ogoacutelno miejskich (urzędoacutew szkoacuteł szpitali itd)
η = 10 dla komunikacji zbiorowej
η = 025divide050 dla mycia ulic i placoacutew - w kanalizacji ogoacutelnospławnej oraz η = 0 - w
kanalizacji rozdzielczej (kanały ściekowe) ndash niezgodne z rzeczywistością
η = 0 dla podlewania zieleni miejskiej (woda nie trafia do kanalizacji)
η = 085 dla terenoacutew przemysłowo-składowych
Przyjmując za podstawę obliczony maksymalny dobowy odpływ ściekoacutew Qd max śc =
100 w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego (poz 1divide4 i 6 - tab
51) sporządza się histogramy odpływoacutew godzinowych ściekoacutew - wykorzystując
dotychczasowe (z braku aktualnych) modele symulacyjne zapotrzebowania na wodę tj
rozbioroacutew w poszczegoacutelnych godzinach doby - wg tab 52
51
Tab 52 Modele symulacyjne rozkładoacutew godzinowych zapotrzebowania na wodę w dobie
maksymalnej i wartości wspoacutełczynnikoacutew (η) określających dobowy odpływ ściekoacutew [1]
Godziny
od - do
Elementy zagospodarowania przestrzennego terenu zurbanizowanego Mieszkalnictwo Usługi
ogoacutelno-
miejskie
Komunika-
cja zbiorowa
Mycie ulic i
placoacutew
Podlewanie
zieleni
Tereny
przemy-
słowe wieloro-
dzinne
jedno-
rodzinne
0 ndash 1 125 135 100 - 625 - 050
1 ndash 2 085 065 100 1650 625 - 050
2 ndash 3 085 065 100 1650 625 - 050
3 ndash 4 085 065 100 1650 625 - 050
4 ndash 5 210 085 100 1650 625 1250 050
5 ndash 6 250 (300) 300 100 - 625 1250 050
6 ndash 7 545 (625) 515 100 - - 1250 875
7 ndash 8 625 (545) 475 200 - - 1250 875
8 ndash 9 495 (445) 445 300 - - - 875
9 ndash 10 440 420 700 850 - - 875
10 ndash 11 420 340 1000 850 625 - 875
11 ndash 12 405 340 1200 850 625 - 875
12 ndash 13 390 340 1200 850 625 - 875
13 ndash 14 430 400 1200 - 625 - 875
14 ndash 15 440 420 1000 - - - 325
15 ndash 16 475 380 700 - - - 325
16 ndash 17 565 435 300 - - - 325
17 ndash 18 530 500 300 - - 1250 325
18 ndash 19 565 685 300 - 625 1250 325
19 ndash 20 630 915 300 - 625 1250 325
20 ndash 21 660 900 200 - 625 1250 325
21 ndash 22 680 745 200 - 625 - 325
22 ndash 23 545 550 100 - 625 - 050
23 ndash 24 320 480 100 - 625 - 050
Suma 100 100 100 100 100 100 100
η 95 95 95 100 0 divide 50 0 85
- przy założonej przeciętnej zmianowości I zmiana - 70 II zmiana - 26 III zmiana - 4
( ) - wartości dla miast o przewadze funkcji przemysłowych
Zsumowanie odpływoacutew godzinowych ściekoacutew z wszystkich elementoacutew
zagospodarowania (w danej godzinie w dobie maksymalnej) prowadzi do określenia
największej wartości Qh max śc (najczęściej występującej w godzinach rannych 600
divide 800
lub
wieczornych - 1900
divide 2200
) ktoacutera jest podstawą doboru średnic kanałoacutew ściekowych
Bilanse odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych opracowuje się
najczęściej na perspektywę ge 50 lat Należy uwzględnić planowane zagospodarowanie
przestrzenne terenoacutew w tym liczbę mieszkańcoacutew rodzaj przemysłu oraz usług w danych
jednostkowych osadniczych Decydujący o wielkości odpływu ściekoacutew jest zwykle udział
mieszkalnictwa (wielo- i jednorodzinnego) ndash zwykle 60divide80 Qd max śc
52
Wg danych ATV-DVWK-A11819992006 średnie dobowe zużycie wody przez
mieszkańca łącznie z usługami kształtuje się w Niemczech na poziomie od 80 do 200 dm3d
Odpowiednio w Polsce wg danych z tabeli 51 wynosi od 90 dm3d do 220 dm
3d
Przeciętnie w polskich miastach szacowane jest obecnie na poziomie 130 dm3dmiddotMk i
maleje wraz ze wzrostem liczby wodomierzy co jest skutkiem oszczędnego gospodarowania
wodą - min likwidacji przeciekoacutew z zaworoacutew spłuczek większej liczby zmywarek do
naczyń pralek montażu kabin natryskowych zamiast wanien kąpielowych itd
UWAGA W przypadku terenoacutew wiejskich nie przekracza na ogoacuteł 100 dm3dmiddotMk
Z braku danych w polskiej literaturze można posługiwać się wytycznymi niemieckimi
(ATV A-118) ktoacutere na perspektywę 2050 roku przewidują wskaźnik scalony [1]
qbg = 0004 divide 0005 dm3s na mieszkańca
- jako maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych - miarodajny do
wymiarowania miejskich kanałoacutew ściekowych
Na tej podstawie strumień Qbg (w dm3s) wynosi
Qbg = qbg middot Z middot Fbg (58)
gdzie
Z - gęstość zaludnienia Mkha
Fbg - powierzchnia zlewni ściekoacutew bytowo-gospodarczych ha
Zaludnienie terenoacutew (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mkha - tereny wiejskie o luźnej
zabudowie do 300 Mkha - centra miast
Odnośnie terenoacutew przeznaczonych na przemysł można tutaj roacutewnież posługiwać się
wskaźnikami scalonymi wg ATV A-118 skąd Qp (w dm3s)
ppp FqQ (59)
gdzie
qp(n) = 02divide05 dm3s ha - dla przemysłu niewodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(n) = 03divide12 dm3s ha)
qp(w) = 05divide10 dm3s ha - dla przemysłu wodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(w) = 12divide58 dm3s ha)
Fp ndash powierzchnia terenoacutew przemysłowych ha
Ogoacutelnie wartość Qp zależny od branży technologii produkcji czasu pracy -
zmianowości i liczby pracownikoacutew itp Przemysł może mieć też istotny wpływ na
nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew (rys 54)
Polskie dotychczasowe wytyczne znacznie przeszacowują racjonalnie uzasadnione
potrzeby wodne zwłaszcza przemysłu wodochłonnego w poroacutewnaniu do państw unijnych
53
UWAGA Odpływ ściekoacutew z terenoacutew przemysłowych może być większy niż
zarejestrowany poboacuter wody wodociągowej Zakłady posiadają często własne ujęcia
wody Woacutewczas ilość i nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew przemysłowych ustalać
należy na podstawie ankiet ilub pomiaroacutew
Rys 54 Wpływ zmianowości pracy w przemyśle na nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew
52 WODY PRZYPADKOWE
Szczegoacutełowe ustalenie strumieni ściekoacutew miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
powinno uwzględniać dodatkowo dopływ woacuted przypadkowych tj głoacutewnie infiltracyjnych i
opadowych
Wskutek niestarannego wykonania kanałoacutew oraz starzenia się materiałoacutew dochodzi do
braku szczelności kanałoacutew co powoduje
- infiltrację woacuted podziemnych do wnętrza kanałoacutew bądź też
- eksfiltrację ściekoacutew do gruntu i skażenie woacuted podziemnych
Tabela 53 Możliwe składowe woacuted przypadkowych w zależności od rodzaju kanałoacutew
wg ATV A-11819992006 [1]
Kanał ogoacutelnospławny Kanał deszczowy Kanał ściekowy (bdquosanitarnyrdquo) - infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające wody drenażowe
źroacutedlane oraz powierzchniowe (ze
strumieni potokoacutew itp)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające ścieki (bdquosanitarnerdquo)
poprzez błędne podłączenia
- dopływające wody deszczowe
poprzez włazy studzienek i błędne
podłączenia
54
Wg dotychczasowych polskich wytycznych technicznych z 1965 roku w przypadku gdy
dno kanału zagłębione jest pod zwierciadłem wody podziemnej dla H le 4 m (wg rys 55)
wartość infiltracji należało przyjmować
dla sieci osiedlowej qinf = 10 m3d km lub 05 divide 20 m
3d ha
dla sieci miejskiej
qinf = 10 m3d km lub 05divide20 m
3d ha - kanały murowane i tworzywowe
qinf = 30 m3d km lub 15divide60 m
3d ha - kamionkowe
qinf = 40 m3d km lub 20divide80 m
3d ha - betonowe
Rys 55 Zagłębienie kanału względem zwierciadła wody podziemnej
Przy zagłębieniu kanałoacutew H gt 4 m należało zwiększyć qinf o 20 co 1 m powyżej 4 m
(Dla przykładu dla H = 6 m i kanału miejskiego z kamionki qinf = 14 middot 30 = 42 m3d km)
UWAGA Obecnie wykonuje się proacuteby szczelności nowych kanałoacutew - przy odbiorze
technicznym - mniejsza infiltracja w przyszłości
Wody przypadkowe to obok infiltracyjnych głoacutewnie wody deszczowe dopływające do
kanałoacutew ściekowych (podczas pogody deszczowej) przez
otwory wentylacyjne we włazach studzienek kanalizacyjnych
błędne podłączenia np rynien dachowych wpustoacutew podwoacuterzowych itp
Wielkość dopływu woacuted przypadkowych zależy od charakterystyki miastaosiedla (rodzaju
materiału kanałoacutew jakości wykonania i wieku kanałoacutew oraz zagłębienia pod zwierciadłem
wody podziemnej spadkoacutew powierzchni terenu rodzaju nawierzchni droacuteg itp)
Można ją oszacować przez pomiar strumienia przepływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych
i przemysłowych w godzinach nocnych - przy odciętym dopływie wody wodociągowej
podczas pogody deszczowej i bezdeszczowej
Na podstawie wytycznych niemieckich ATV A-11819992006 zaleca się przyjmowanie
następujących wartości wskaźnikoacutew
55
qinf [005 015] dm3s∙ha - dla infiltracji (wg polskich wytycznych dla H le 40 m
wskaźnik ten wynosił qinf = 0006divide010 dm3s ha )
qwd [02 07] dm3s∙ha - dla dopływu woacuted deszczowych (nie uwzględniany w
dotychczasowych polskich wytycznych )
czyli łącznie
qprzyp [025 085] dm3s∙ha - do wymiarowania kanałoacutew ściekowych
53 ZALECANE WYPEŁNIENIA KANAŁOacuteW ŚCIEKOWYCH
Dotychczas w Polsce (wg WTP z 1965 r) błędnie przyjmowano ryczałtowo strumień
woacuted przypadkowych w tym infiltracyjnych z rezerwą na przyszłościowy rozwoacutej w
wysokości 100 Qh max śc tj ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych a wymiar
kanału dobierano na 2Qh max śc - do całkowitego wypełnienia kanału
Zmienione zasady projektowe z 1983 roku [IKŚ] zalecały przyjmowanie wypełnień
względnych kanałoacutew ściekowych hD le 06 (tj do 60 średnicy) dla kanałoacutew o średnicach D
lt 10 m ale dla miarodajnego (maksymalnego godzinowego) strumienia samych ściekoacutew Q
= Qbg + Qp czyli do 67 obliczeniowej przepustowości całkowitej (Qo = 100) kanału
kołowego
Tym samym ograniczono rezerwę przepustowości takich kanałoacutew ndash łącznie na wody
przypadkowe i infiltracyjne oraz na przyszłościowy rozwoacutej - z ok 50 do ok 33 (rys
56) przepustowości całkowitej (Qo) Prowadzi to do niedowymiarowania średnic kanałoacutew
Rys 56 Przykładowe krzywe sprawności hydraulicznej kanału kołowego (QQo od hD)
Wypracowane w Niemczech zasady wymiarowania kanałoacutew ściekowych są
poprawniejsze bowiem rezerwa bezpieczeństwa przepustowości kanałoacutew ściekowych (na
przyszłościowy rozwoacutej) jest uwzględniana dopiero po wyznaczeniu miarodajnego odpływu
ściekoacutew Qśc tj łącznie ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz woacuted
przypadkowych (- infiltracyjnych i nieuniknionego dopływu woacuted deszczowych)
56
Tak więc miarodajny strumień objętości ściekoacutew wyznacza się dla 4 składowych
dopływu
Qśc = Qbg + Qp + Qinf + Qwd (511)
- a kanały ściekowe dobiera się na wypełnienie hD od 50 do 70 co odpowiada
przepustowości całkowitej (Qo = 100) przekroju kołowego od 50 do 83 (rys 56) czyli
pozostaje bdquoczystardquo rezerwa na przyszłościowy rozwoacutej od 50 do 17 Qo ndash w zależności od
ważności kanału ściekowego w systemie
Powstająca w ten sposoacuteb bdquonadwyżkardquo przepustowości kanału nie może być w żadnym
wypadku traktowana w kategorii bdquorozrzutnościrdquo lecz jako zabezpieczenie pewności działania
systemu (ochrony przed wylaniem) a także jako rezerwa rozwojowa do ewentualnego
wykorzystania w przyszłości
W ten sposoacuteb wymiarowanie staje się bardziej bezpieczne a jego rezultat daje się
potwierdzać w trakcie eksploatacji już istniejących systemoacutew
Przykład metodyczny 1
Podział zlewni miejskiej ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych na
powierzchnie cząstkowe przynależne do danego odcinka kanału ściekowego (A-B-C) i
obliczenia strumieni ściekoacutew miarodajnych do doboru średnic (rys 57)
Rys 57 Schemat podziału zlewni ściekoacutew na powierzchnie cząstkowe
Wymiar kanału na odcinku AB dobieramy na strumień miarodajny - maksymalny
godzinowy QB (w dm3s) - bezpośrednio przed węzłem B
QB = qbg middot Z middot sumFbg AB + [(qinf + qwd) middot sumFbg AB]
a wymiar kanału na odcinku BC na łączny strumień QC (na odcinkach AB i BC) -
bezpośrednio przed węzłem C
QC = QB + qbg middot Z middot Fbg BC + [(qinf + qwd) middot Fbg BC] + qpmiddot Fp BC + [(qinf + qwd) middot Fp BC]
57
Przykład metodyczny 2
Przyporządkowanie pośrednich średnic kanałoacutew na odcinkach kolektora A-B-C-D wg
rysunku 58
Kolektor ściekowy AD podzielono na 3 odcinki i obliczono miarodajne strumienie
ściekoacutew QB QC i QD
ndash dla odcinka AB ndash dla QB i spadku dna kanału ik1 dobrano D1 = 06 m
ndash dla odcinka BC ndash dla QC i spadku dna kanału ik2 dobrano D2 = 08 m
ndash dla odcinka CD ndash dla QD i spadku dna kanału ik3 dobrano D3 = 12 m
Do wyznaczenia położenia pośrednich średnic kolektora pomocny jest wykres Q = f(LAD)
na podstawie ktoacuterego zakładając proporcjonalny przyrost strumienia na długości kanału
można określić położenie innych średnic np D = 03 m D = 04 m D = 05 m i D = 10 m
Rys 58 Wykres metodyczny do określania pośrednich średnic kanałoacutew
UWAGA Spadek dna kanału o średnicy Di musi być odpowiedni dla tej średnicy (ik min ge 1Di)
6 PODSTAWY BILANSOWANIA WOacuteD OPADOWYCH
61 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SPŁYWOacuteW OPADOWYCH
611 OPADY ATMOSFERYCZNE
Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głoacutewnie w postaci
deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej) Ze względu na odmienny charakter spływu tych
woacuted
natychmiastowy w przypadku deszczu
przesunięty w czasie w przypadku topnieniu śniegu czy lodu
do wymiarowania kanalizacji rozważane są wyłącznie opady deszczowe jako dające
największe chwilowe odpływy
Spływy woacuted pochodzące z topnienia śniegu czy lodu stwarzają problemy natury
jakościowej - są silnie zanieczyszczone min pyłami atmosferycznymi po długim okresie
zalegania na powierzchni terenu
58
Ogoacutelnie zjawisko opadoacutew deszczowych charakteryzują 3 parametry
intensywność deszczu I = ΔhΔt (zmiany wysokości opadu Δh w czasie Δt)
czas trwania deszczu t
zasięg terytorialny F
Intensywność deszczu nie jest stała w czasie jego trwania jak też w przestrzeni objętej
opadem
Deszcze wyjątkowo intensywne (tzw ulewne czy nawalne) zdarzają się rzadko (raz na kilka
czy raz na kilkanaście lat) trwają kroacutetko i mają mały zasięg terytorialny Przykład lokalne
bdquooberwanie chmuryrdquo
Deszcze mało czy średnio intensywne występują częściej trwają dłużej i obejmują większe
obszary Przykład opad regionalny typu bdquokapuśniaczekrdquo
Do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych największe znaczenie mają intensywne a
więc maksymalne opady o czasie trwania do kilku godzin Wywołują one bowiem
największe przepływy w kanałach deszczowych czy ogoacutelnospławnych
UWAGA W kanalizacji posługujemy się częściej pojęciem jednostkowego natężenia
deszczu q w dm3s ha zamiast intensywności deszczu I = ΔhΔt w mmmin Między tymi
wielkościami zachodzi związek wynikający z przeliczenia jednostek miar
q = 16667∙I (63)
i odwrotnie I = q 16667
Zasięg deszczu (w km2) opisuje w przybliżeniu formuła Rosłońskiego dla I lt 5 mmmin
F = 5(5 ndash I)3
(64)
Przykładowo
- dla I = 1 mmmin (q = 167 dm3s ha) - F = 320 km
2 (- obszar dużego miasta np Wrocław)
- dla I = 2 mmmin (q = 333 dm3s ha) - F = 135 km
2 (- mniejsze miasto)
- dla I = 3 mmmin (q = 500 dm3s ha) - F = 40 km
2 (- dzielnica miasta)
- dla I = 4 mmmin (q = 667 dm3s ha) - F = 5 km
2 (- osiedle mieszkaniowe)
612 POROacuteWNANIE ILOŚCIOWE SPŁYWOacuteW DESZCZOWYCH ZE ŚCIEKAMI
Nie cały opad na obszarze zurbanizowanym - zlewni deszczowej o powierzchni F spływa
do kanalizacji Część opadu deszczowego zwilża powierzchnie i wyparowuje część wypełnia
nieroacutewności terenu i wsiąka w grunt bądź też odpływa poza zlewnię zgodnie ze spadkiem
terenu Wielkość opadu ktoacutery nie stał się częścią spływu określa się jako straty
59
Tzw opad efektywny - dający spływ powierzchniowy związany jest ze zlewnią
zredukowaną Fzr (szczelną)
FFzr (65)
gdzie
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = (H ndash (E + straty))H ψ[0 1]
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mrok
E - wysokość parowania terenowego mrok bdquostratyrdquo - głoacutewnie wsiąkanie mrok
Poroacutewnanie spływoacutew ściekoacutew i woacuted opadowych w czasie
Jednostkową wielkość spływu powierzchniowego z opadoacutew w okresie obliczeniowym np 1
roku z powierzchni zlewni F = 10 ha oszacować można (w m3rok) z wzoru
FHQ (66)
Przyjmując dla Polski opad normalny H = 06 m spływ woacuted opadowych z 1 ha powierzchni
przykładowej zlewni miejskiej przy średnim wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 wyniesie
Odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych z 10 ha zabudowy miejskiej przy przyjęciu
gęstości zaludnienia Z = 200 Mkha i wskaźnika odpływu ściekoacutew qj = 02 m3Mk∙d ndash wraz z
usługami wyniesie w roku
rokmha
haMk
dMkmdFZqQ j
rocz
ść
33
1460001200)(
20365365
Wynika stąd że roczny odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych jest ok 8 razy większy od
odpływu woacuted opadowych
18180014600 rocz
op
rocz
ść QQ
Poroacutewnując jednak odpływy woacuted deszczowych i ściekoacutew w kroacutetkich okresach czasu - w
czasie trwania intensywnych opadoacutew (miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
ogoacutelnospławnych i deszczowych) powyższe relacje odwroacutecą się
Przykładowo przyjmując średnie natężenie deszczu np q = 100 dm3s ha przy średnim
wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 otrzymamy z powierzchni 1 ha
sdmhahasdmFqQ sek
op
33
300130)(100
a maksymalny godzinowy odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych przy Nd = 13 Nh = 20
qj = 200 dm3Mkmiddotd i Z = 200 Mkha wyniesie z powierzchni 1 ha
rokmmrokmFHQ rocz
op
32 1800100003060
60
sdmha
haMk
dMkdmFZqNNQ jhd
sek
ść
33
2186400
01200)(
20023186400
Wynika stąd stosunek 252130 sek
ść
sek
op QQ 1
(czasem nawet 1001 - przy bardzo rzadkich częstościach występowania intensywnych
opadoacutew)
62 POMIARY OPADOacuteW DESZCZOWYCH
621 DESZCZOMIERZE KLASYCZNE
Do rejestracji wysokości opadoacutew atmosferycznych powszechnie stosowany jest
deszczomierz Hellmanna (rys 62) Składa się z cylindrycznej osłony i 2 naczyń
montowanych na wysokości 10 m npt Naczynie goacuterne zakończone lejkiem kieruje opady
do naczynia dolnego - zbiornika Średnica wlotu wynosi 1596 cm stąd F = 200 cm2 Zwarta
budowa urządzenia zmniejsza parowanie Deszczomierze umieszczane są w okolicy
pozbawionej wysokich obiektoacutew drzew
Rys 62 Deszczomierz Hellmanna
Odczyty odbywają się raz na dobę (najczęściej o godz 7 rano) Woda przelewana jest
woacutewczas ze zbiornika do szklanej menzurki gdzie odczytuje się jej objętość skąd wysokość
opadu h = VF (10 mm wysokości opadu oznacza 10 dm3m
2)
Deszczomierz Hellmanna nie pozwala na śledzenie zmian intensywności opadoacutew w
czasie czy też rejestrację czasu trwania poszczegoacutelnych faz opadoacutew Do tych celoacutew służą (od
połowy XX wieku) pluwiografy pływakowe z graficznym zapisem zdarzeń na
pluwiogramach papierowych (rys 63) Dokładność pomiaru i zapisu takich urządzeń jest
rzędu 01 mm wysokości opadu tj 01 dm3m
2
61
Rys 63 Schemat pluwiografu pływakowego
622 DESZCZOMIERZE NOWEJ GENERACJI - BEZOBSŁUGOWE
Pluwiometry wagowe Istotną wadą klasycznych deszczomierzy jest ich uciążliwa
obsługa - codzienna w przypadku deszczomierza Hellmanna i co kilka dni w przypadku
pluwiografu pływakowego (w tym także obecnie konieczność digitalizacji zapisoacutew na
pluwiogramach papierowych do formatu cyfrowego do ich interpretacji czy archiwizacji)
Rozwoacutej automatyki elektroniki i radiotelefonii nowej generacji skutkował opracowaniem
nowych konstrukcji urządzeń do rejestracji opadoacutew deszczowych (ciekłych) i śnieżnych
(stałych) zwanych też pluwiointensometrami
Rys 64 Schemat pluwiointensometru wagowego
Pluwiointensometry wagowe pozwalają na rejestrację opadoacutew atmosferycznych (śniegu i
deszczu - opad łączny) z dokładnością do 001 mm wysokości opadu (h) Termostat z grzałką
umożliwia eksploatację urządzenia w okresach wczesnowiosennych i poacuteźnojesiennych ndash
przymrozki (rys 64) Pluwiogram w zapisie cyfrowym jest analogiczny do wyżej
omoacutewionego (papierowego) przesyłany może być drogą radiową do centrali
Pluwiometry korytkowe Deszczomierze z naczyniami wywrotnymi (korytkami)
stosowane są w automatycznych stacjach meteorologicznych min od 2007 r w sieci
62
IMGW-PIB - deszczomierze typu RG 50 firmy SEBA Wyposażone są w dwa na przemian
napełniane i oproacuteżniane zbiorniczki o małej pojemności (2 cm3)
Rys 65 Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r z deszczomierza SEBA na
stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu 1820
divide2255
ndash h = 387 mm)
Impulsy zadziałania rejestrowane są z dokładnością sekundową i wysyłane drogą radiową
do centrali w zapisie cyfrowym - w formie zestawień tabelarycznych wykresoacutew słupkowych
(hietogramoacutew) czy pluwiogramoacutew - przykład na rysunku 65 Jeden impuls odpowiada
opadowi o wysokości h = 01 mm (tj 01 dm3m
2)
623 DOKŁADNOŚĆ POMIAROacuteW OPADOacuteW I REPREZENTATYWNOŚĆ STACJI
Rejestratory elektroniczne mają istotne wady W odniesieniu do tradycyjnych
pluwiografoacutew pływakowych ktoacutere funkcjonują w zasadniczo niezmienionej postaci od
kilkudziesięciu lat urządzenia automatyczne są wrażliwe na zanieczyszczenia i ulegają często
rozregulowaniu a co za tym idzie ich wskazania stają się woacutewczas niemiarodajne
Rys 66 Deszczomierze na stacji meteorologicznej IMGW w Legnicy od lewej
pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna
Przestawiając system pomiarowy wyłącznie na rejestrację elektroniczną nie można więc
zapominać o okresowych kontrolach i kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych
metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy)
63
63 CHARAKTERYSTYKA ILOŚCIOWA OPADOacuteW
631 KRZYWE WZORCOWE OPADOacuteW
O zjawisku (tzw reżimie) opadowym określonego obszaru decyduje
położenie geograficzne
odległość od moacuterz i oceanoacutew
ukształtowanie powierzchni i wyniesienie nad poziomem morza
pokrycie i sposoacuteb użytkowania terenu
Ekstremalnie intensywne opady występujące w warunkach polskich nie roacuteżnią się
znacząco pod względem zwłaszcza dobowych sum wysokości od notowanych w krajach
ościennych (położonych na granicy klimatu morskiego i kontynentalnego jak Niemcy czy
Czechy) podobnie jak i opady we Wrocławiu (na Strachowicach) w poroacutewnaniu do
Warszawy (na Bielanach) ndash tabela 62
Tab 62 Maksymalne wysokości opadoacutew (w mm) o czasie trwania od 5 minut do 72 godzin w
wybranych krajach Europy na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany)
Kraj
Miejscowość
Czas trwania opadu
minuty godziny doby
5 10 15 30 1 2 3 6 12 1 2 3
Polska 253 80 798 126 1761 1179 220 2218 - 300 428 557
Niemcy - 126 - 40 200 239 246 112 - 312 3799 458
Czechy 298 398 502 799 928 117 1266 1585 2036 3451 380 5367
Wrocław 131 187 247 329 353 577 619 631 642 801 1039 1169
Warszawa 206 219 28 366 408 495 504 57 68 801 1097 1133
Podstawową formą ilościowego opisu opadoacutew deszczowych są modele na zależność
intensywności I (mmmin) lub natężenia jednostkowego q (dm3s ha) bądź wysokości h (mm)
opadu od czasu jego trwania t i prawdopodobieństwa wystąpienia p lub zamiennie częstości
(powtarzalności) C opadu (lata) typu
( ) ( ) ( )I I t p q q t p h h t p (67)
Związek intensywności (czy natężenia jednostkowego) bądź wysokości opadu z czasem
jego trwania prezentowany jest najczęściej w postaci krzywych typu IDF (Intensity-Duration
Frequency) bądź krzywych typu DDF (Depth-Duration Frequency) dla roacuteżnych
prawdopodobieństw p (zamiennie częstości C) wystąpienia opadu Krzywe te stanowią
rodzinę hiperbol o ogoacutelnym roacutewnaniu
cbt
aI
n
)( (68)
w ktoacuterym a b c n - wspoacutełczynniki empiryczne zależne od prawdopodobieństwa pojawienia
się danego deszczu oraz od czynnikoacutew klimatycznych i fizjograficznych zlewni
64
Krzywe deszczy typu IDF czy DDF są tworami syntetycznymi ustalanymi na podstawie
materiału empirycznego Na ich podstawie tworzony jest opad blokowy - o stałej wartości
natężenia ktoacutery jest podstawą wymiarowania kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej tzw
metodami czasu przepływu
632 ZWIĄZEK NATĘŻENIA OPADU Z CZĘSTOŚCIĄ WYSTĘPOWANIA
Zależność pomiędzy natężeniem jednostkowym a czasem trwania deszczu o określonym
prawdopodobieństwie pojawiania się - czyli częstości występowania (tj powtarzalności w
latach) przedstawiono poglądowo na rysunku 68
Rys 68 Zależność (typu IDF) natężenia q od czasu trwania t deszczu o określonym
prawdopodobieństwie p pojawiania się - częstości występowania C
Prawdopodobieństwo (p) pojawienia się danego deszczu z częstością (C) jego
występowania ujmuje związek
C
p100
(69)
gdzie p ndash prawdopodobieństwo występowania deszczu wyrażane w (bądź w ułamku
woacutewczas p = 1C) określa ile razy w przeciągu 100-lecia zostanie osiągnięte lub
przekroczone dane natężenia deszczu q (w dm3s ha)
C ndash częstość pojawiania się deszczu wyrażana w latach oznacza że w danym C letnim
cyklu zdarzy się przynajmniej raz deszcz o natężeniu roacutewnym lub większym od q
stąd
p
C100
(610)
- co interpretujemy jako 1 raz na C lat
65
W krajach zachodniej Europy funkcjonuje pojęcie częstotliwości n występowania opadu
[6 201]
bdquoCzęstotliwośćrdquo df
C
n1
[1rok] (611)
- stąd fizykalnie n = p100 gdy p wyrazimy w oraz n = p gdy p wyrazimy w ułamku
Tab 63 Prawdopodobieństwo (p) częstotliwość (n) a częstość (C) występowania opadoacutew
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby w czasie dowolnie intensywnego deszczu zagwarantować
pełną ochronę terenu przed wylaniem
Nieopłacalne jest więc projektowanie kanalizacji na bardzo niskie prawdopodobieństwo
pojawienia się ekstremalnie intensywnych deszczy np o p = 001 = 1 tj zdarzających się
(teoretycznie) 1 raz na 100 lat gdyż średnice kanałoacutew byłyby woacutewczas bardzo duże i
niewykorzystywane przez dziesięciolecia
Nie można też za pomocą obliczeń w wiarygodny sposoacuteb określić fizycznie największego
(np o C = 100 lat) odpływu ze względu na stochastyczny tj losowy charakter opadoacutew
Do projektowania odwodnień terenoacutew brane są pod uwagę intensywne opady o
częstości występowania C [1 10] lat oraz o C [10 50] lat - do weryfikacji częstości
wylewoacutew
Wymagany standard odwodnienia terenu wg PN-EN 7522008 definiowany jest jako
przystosowanie systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych)
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną akceptowanej społecznie częstości wystąpienia
wylania z kanalizacji na powierzchnię terenu
64 MODELE OPADOacuteW DO PROJEKTOWANIA KANALIZACJI
641 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU OGOacuteLNOPOLSKIM
Model Reinholda
W 1940 roku Reinhold opublikował zasady projektowania kanalizacji obiektoacutew
komunikacyjnych typu autostrady mosty i wiadukty przejścia i przejazdy pod ulicami czy
lotniska w ktoacuterych sformułował model fizykalny opadoacutew postaci [1]
Prawdopodobieństwo
występowania
deszczu p
Częstotliwość
występowania
deszczu n
Częstość
- powtarzalność
deszczu C
[] [-] [rok-1
] [1 raz na C lat] 100 1 1 1
50 05 05 2
20 02 02 5
10 01 01 10
5
1
005
001
005
001 20
100
66
368409
3836840
1
9
38 41154115
C
tq
ntqq (612)
gdzie
q - jednostkowe (maksymalne) natężenie deszczu dm3s ha
q151 - natężenie deszczu (wzorcowego) o czasie trwania t = 15 min i częstotliwości
występowania n = 1 rok-1
- czyli o częstości występowania C = 1 rok dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
n - częstotliwość występowania deszczu o natężeniu q lub większym (n = 1C) rok-1
W modelu Reinholda przestrzenna zmienność natężenia opadoacutew (q) uzależniona była od
przyjmowanej wartości lokalnego natężenia deszczu wzorcowego (q151)
Po wojnie model Reinholda był powszechnie stosowany do projektowania kanalizacji w
państwach zachodnich (Niemcy Szwajcaria Austria) a także w państwach Europy środkowej
min w Polsce - najczęściej do wymiarowania odwodnień przyjmowano q151 = 100 dm3s ha
Obecnie w Niemczech zaleca się odczytywanie jednostkowego natężenia deszczu
wzorcowego z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej zlewni miejskiej bowiem q151
zmienia się w granicach od 90 do 170 dm3s ha
UWAGA model Reinholda (z 1940 roku) zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o
rząd 15 [1]
Model Błaszczyka
Dotychczas w Polsce najczęściej stosowanym do projektowania kanalizacji był model
fizykalny opadoacutew ndash wzoacuter Błaszczyka (z 1954 r) o postaci
32
3 26316
t
CHq (614)
gdzie
q - jednostkowe (średnie w czasie t) natężenie deszczu dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mm
C - częstość (powtarzalność) występowania deszczu o natężeniu q z przewyższeniem lata
Wzoacuter Błaszczyka oparty został na analizie statystycznej (79) intensywnych deszczy
zarejestrowanych w Warszawie w latach 1837divide1891 i 1914divide1925 ndash czyli od 180 do 90 lat
temu ndash obecnie nieaktualny
Zmienność opadoacutew na obszarze kraju scharakteryzowano za pomocą tzw opadu
normalnego (średniego w wieloleciu min 30 lat ndash rys 69)
Według wydawnictw atlasowych opad normalny zmienia się od 500 mm (Kujawy) do
1800 mm (Kasprowy Wierch) jednak na przeważającej części Polski zawiera się w granicach
H [500 700] mm
67
Rys 69 Opad normalny (w mm) w Polsce w latach 1971-2000
Po przyjęciu średniej H = 600 mm wzoacuter Błaszczyka upraszczał się do postaci
32
3470
t
Cq (615)
UWAGA wzoacuter Błaszczyka oparty na deszczach zarejestrowanych przszło 100 lat temu
zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o rząd 40 (q151 = 77 dm3s ha) co
wykazano min na przykładzie opadoacutew zmierzonych na stacji meteorologicznej IMGW we
Wrocławiu z okresu 1960-2009 (q151 = 112 dm3s ha) [1]
Model Bogdanowicz i Stachy
Bogdanowicz i Stachy na podstawie ogoacutelnopolskich pomiaroacutew deszczy (w latach
1960divide1990) na 20 stacjach meteorologicznych IMGW opublikowali w 1998 roku tzw
bdquocharakterystyki projektowerdquo opadoacutew w postaci modelu probabilistycznego
5840330
max )ln() (421 ptRth (616)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
t - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p(01]
α - parametr (skali) zależny od regionu Polski i czasu t (rys 610)
68
R1
R1
R1
Wrocław Wrocław Wrocław
R2
R3
R3
c)b)a)
Rys 610 Regiony opadoacutew maksymalnych a) dla czasoacutew trwania deszczy t [5 60) min b) dla
t [60 720) min c) dla t [720 4320] min (R1 - region centralny R2 - region poacutełnocno-zachodni
R3 - regiony południowy i nadmorski)
Dla p = 1 (czyli dla C = 1 rok) model (616) upraszcza się do funkcji będącej dolnym
ograniczeniem przyjętego rozkładu prawdopodobieństwa postaci
330
max 421 th (617)
Dla prawdopodobieństw przewyższenia p lt 1 (czyli dla C gt 1) w regionie centralnym
Polski (R1) parametr α obliczany jest z wzoroacutew (rys 610)
2491)1ln(6934)( ttR - dla t [5 120) min (618)
63910)1ln(2232)( ttR - dla t [120 1080) min (619)
1735)1ln(013)( ttR - dla t [1080 4320] min (620)
Analogicznie dla regionu poacutełnocno-zachodniego (R2) parametr α obliczany jest z wzoroacutew
(dla czasoacutew trwania opadoacutew ge 60 minut region R2 zanika przechodząc w R1)
6621)1ln(923)( ttR - dla t [5 30] min (621)
619)1ln(1609)( ttR - dla t (30 60) min (622)
Dla regionoacutew południowego i nadmorskiego (R3) parametr α obliczany jest z wzoru
03237)1ln(4729)( ttR - dla t [720 4320] min (623)
UWAGI
1 Model Bogdanowicz i Stachy nie obejmuje obszaroacutew goacuterskich i podgoacuterskich (rys 610)
2 Model Bogdanowicz-Stachy obarczony jest błędem odnośnie wysokości opadoacutew dla
częstości deszczy pojawiających się raz na rok (C = 1 rok) Wykazano to w badaniach
poroacutewnawczych na podstawie wynikoacutew pomiaroacutew opadoacutew we Wrocławiu w tym samym
okresie obserwacyjnym tj w latach 1960-1990
Łatwo bowiem wykazać że z przekształcenia wzoru (617) Bogdanowicz-Stachy do
postaci wzoru na jednostkowe natężenie deszczu q (w dm3s ha) dla p = 1 (tj C = 1 rok)
otrzymamy
q(max) = 2367t 067
(624)
69
a z wzoru Błaszczyka (615) dla H = 600 mm i C = 1 rok mamy q = 470t
067 (625)
a zatem identyczne funkcje czasu t ale roacuteżniące się wartością wspoacutełczynnika w liczniku aż 2-
krotnie
Tak więc dla C = 1 rok wyniki obliczeń q z wzoru (624) są dwukrotnie mniejsze nawet w
stosunku do wzoru Błaszczyka
Dla częstości deszczy C = 2 5 i 10 lat z modelu Bogdanowicz-Stachy przykładowo dla
centralnej Polski (R1) otrzymujemy o ok 50 większe natężenia deszczy względem
obliczanych z modelu Błaszczyka oraz o ok 15 większe względem modelu Reinholda
Te maksymalne natężenia opadoacutew są już bliskie (nieznacznie wyższe) względem
zmierzonych we Wrocławiu (1960-2009) [1]
642 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU LOKALNYM ndash DLA WROCŁAWIA
Model Lambora
Model fizykalny Lambora (z 1953 r) na intensywność opadoacutew we Wrocławiu ma
postać
70)030(
log15743
t
pI (626)
gdzie
I - intensywność opadu deszczu mmh
p - prawdopodobieństwo wystąpienia opadu
t - czas trwania deszczu h
Przykładowo dla t = 15 min i p = 100 (C = 1 rok) z modelu Błaszczyka (615) otrzymujemy
q151 = 77 dm3s ha a z modelu (626) Lambora (dla Wrocławia) q151 = 928 dm
3s ha
Model Licznara i Łomotowskiego
Licznar i Łomotowski dla danych pluwiograficznych ze stacji UP Wrocław-Swojczyce z
wielolecia 1975-2002 wyestymowali wspoacutełczynniki empiryczne fizykalnego modelu opadoacutew
o ogoacutelnej postaci
cbt
aq
n
)(max (627)
gdzie
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadoacutew dm3s ha
t - czas trwania deszczu t [5 180] min
a b c n - wspoacutełczynniki regresji zależne od prawdopodobieństwa empirycznego (tab 64)
70
Tab 64 Wartości wspoacutełczynnikoacutew a b c i n do wzoru (627)
Prawdopodobieństwo p
10 20 50 100
a = 7138329 a = 8241363 a = 6436455640 a = 1573239
b = -388429 b = 1957292 b = 6488700 b = 4787518
c = -210067 c = 2040978 c = 2062691 c = 6351722
n = 0218073 n = 1752958 n = 3535880 n = 0949642
Modele Kotowskiego i Kaźmierczaka
Dla danych pluwiograficznych z wielolecia 1960-2009 ze stacji IMGW Wrocław-
Strachowice opracowano dwa modele (fizykalny i probabilistyczny) na maksymalną
wysokość opadoacutew we Wrocławiu [1]
1 Model fizykalny opadoacutew maksymalnych w zakresie t [5 4320] minut i C [1 50] lat
ma postać
2650
max )4503()5300ln(67716706 tCh (628)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
12650
max ])4503()5300ln(67716706[7166 ttCq (629)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
2 Model probabilistyczny (oparty na kwantylu rozkładu prawdopodobieństwa Fishera-
Tippetta typ IIImin) dla zakresu t [5 4320] minut i p [1 001] (tj C [1 100] lat)
przyjmuje postać
8090022202420
max ln 675981059741275834 ptth (630)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
18090022202420
max ]ln675981059741275834[7166 tpttq (631)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p (0 1] -
71
643 POROacuteWNANIE MODELU BŁASZCZYKA Z INNYMI MODELAMI OPADOacuteW
Do celoacutew poroacutewnawczych przyjęto wynik obliczeń natężenia opadu z wzoru Błaszczyka
(qB) za 100 Względne przewyższenia wynikoacutew obliczeń q z innych modeli względem
modelu Błaszczyka (qqB) zaznaczono pogrubioną czcionką (tab 65)
Tab 65 Poroacutewnanie natężeń deszczy obliczonych z modeli roacuteżnych autoroacutew względem modelu
Błaszczyka (qqB) - najczęściej stosowanego w Polsce do wymiarowania kanalizacji
Częst
ość
desz
czu
C la
ta
Cza
s tr
wa
nia
desz
czu
t m
in
Bła
szczy
k
qB
= 1
0
(100
)
Rein
hold
q1
51 =
100
dm
3s
ha
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n p
oacutełn
ocn
o-z
acho
dn
i
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n c
entr
aln
y
Lam
bor
- W
rocł
aw
Lic
zn
ar-
Łom
oto
wsk
i
- W
rocł
aw-S
wojc
zyce
Ko
tow
ski
-Ka
źm
iercza
k
mod
el f
izyk
aln
y
- W
rocł
aw-
Str
acho
wic
e
Ko
tow
ski-
Kaźm
ierc
zak
mo
del
pro
bab
ilis
tycz
ny
- W
rocł
aw-
Str
ach
ow
ice
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
C = 1
10 100 125 050 050 118 127 147 138
15 100 130 050 050 121 128 149 140
30 100 127 050 050 123 125 148 141
60 100 115 050 050 123 119 144 140
120 100 098 050 050 121 117 139 138
180 100 087 050 050 107 120 136 137
C = 2
10 100 129 122 146 124 136 158 144
15 100 134 125 149 127 146 160 149
30 100 131 127 149 129 142 159 153
60 100 118 146 146 130 119 155 153
120 100 101 139 139 128 112 149 150
180 100 090 130 130 127 125 145 148
C = 5
10 100 131 128 157 144 138 146 130
15 100 136 132 161 148 141 150 139
30 100 133 134 161 150 131 149 144
60 100 120 157 157 150 113 145 144
120 100 102 149 149 149 106 139 141
180 100 091 138 138 147 113 136 138
C = 10
10 100 130 120 148 115 125 132 117
15 100 135 124 152 117 128 135 125
30 100 132 126 152 119 135 134 131
60 100 119 148 148 119 132 130 131
120 100 101 140 140 118 105 126 128
180 100 090 130 130 117 067 123 125
UWAGI
Przewyższenia qqB są ogoacutelnie roacuteżne w roacuteżnych zakresach t i C - sięgają nawet 60
Przeciętnie są na poziomie o 40 większym
Dla C = 1 rok model Bogdanowicz-Stachy zaniża wyniki o 50 - nawet względem modelu
Błaszczyka
WNIOSEK
Wynika stąd pilna konieczności zastąpienia modelu Błaszczyka (z 1954 r) w wymiarowaniu
systemoacutew kanalizacyjnych w Polsce wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych ndash w
tym o zasięgu lokalnym na podstawie ktoacuterych możliwe byłoby w przyszłości opracowanie
szczegoacutełowego atlasu opadoacutew w Polsce - na wzoacuter atlasu KOSTRA w Niemczech
72
7 DOTYCHCZASOWE METODY WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ
71 METODY CZASU PRZEPŁYWU
711 ZASADY OBLICZENIOWE MCP
Zjawisko opad-odpływ w danej zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem złożonym i
trudnym do uogoacutelnienia Proces spływu woacuted opadowych można podzielić na 3 fazy
tworzenia spływu
koncentracji terenowej
odpływu kanałowego
Tworzenie spływu obejmuje procesy fizyczne takie jak zwilżanie wypełnianie zagłębień
terenu parowanie i wsiąkanie w grunt poprzedzające przekształcenie opadu w efektywny
spływ powierzchniowy Część opadu ktoacutera nie tworzy spływu określa się jako straty
Wielkość efektywnego spływu powierzchniowego zależy od wielu czynnikoacutew takich jak
rodzaj i stopień uszczelnienia (utwardzenia) powierzchni
nachylenie terenu (powierzchni przepuszczalnych i nie przepuszczalnych)
natężenie deszczu i czas jego trwania
rodzaj gruntu i pokrycie roślinnością powierzchni przepuszczalnych
wilgotność i temperatura powietrza
Koncentracja terenowa obejmuje przekształcenie powierzchniowo rozdzielonego opadu
efektywnego w powstający w najniższym punkcie rozpatrywanej zlewni hydrogram odpływu
Odgrywają przy tym rolę procesy spływu na powierzchni (przesunięcie w czasie) i efekty
opoacuteźniające (retencja terenowa)
Odpływ w kanałach podlega roacutewnież efektom przesunięcia w czasie i retencji min w
wyniku istnienia oporoacutew przepływu (spowodowanych chropowatością ścian kanałoacutew na
zwilżonym obwodzie) jak i wypełnianiem się kanałoacutew do przepływu obliczeniowego
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej (wraz z obiektami) opiera
się z konieczności na szeregu założeniach upraszczających Mianowicie zakłada się że
dana zlewnia (F) zasilana jest deszczem o stałym natężeniu - opad blokowy
rozdział powierzchniowy opadu jest roacutewnomierny - zlewnia homogeniczna
- woacutewczas uzyskuje się największy miarodajny do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych
odpływ woacuted deszczowych (Qm) przy czasie trwania deszczu (td) roacutewnym czasowi spływu
woacuted ze zlewni
73
Rys 71 Schemat zlewni deszczowej o powierzchni F
(Qm - miarodajny do wymiarowania kanału strumień objętości)
Ogoacutelny wzoacuter wyjściowy na miarodajny odpływ woacuted deszczowych Qm (w dm3s) ze
zlewni
FqQm (71)
gdzie
q - natężenie jednostkowe deszczu q = q(td C H) dm3s ha
φ - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) -
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego -
F - powierzchnia zlewni ha
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia (φ) zwany też wspoacutełczynnikiem redukcji natężenia deszczu
związany jest z czasem spływu woacuted deszczowych od najdalszego punktu zlewni do przekroju
obliczeniowego Zależy od wielu czynnikoacutew (opoacuteźnienia i retencji) tj głoacutewnie od czasoacutew
przepływu w kanale (tp) oraz koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr)
Wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego (ψ) ujmuje stosunek wielkości spływu woacuted
opadowych Qsp ze zlewni o powierzchni F do wielkości opadu Qop w tej zlewni
1op
sp
Q
Q (72)
Wartość wspoacutełczynnika spływu zależy głoacutewnie od rodzaju zagospodarowania
(uszczelnienia) terenu zlewni ale także od spadkoacutew powierzchni oraz natężenia i czasu
trwania deszczu
W wymiarowaniu kanalizacji oblicza się zastępczy ndash tj średni ważony wspoacutełczynnik
spływu dla zlewni cząstkowej (podzlewni) przyporządkowanej do danego odcinka kanału
F
F
F
F
FFF
FFF zr
n
i
i
n
i
ii
n
nn
1
1
21
2211
)(
(73)
gdzie
ψi - wspoacutełczynnik spływu (i-tej) powierzchni składowej podzlewni kanału -
Fi - (i-ta) powierzchnia składowa podzlewni F ha
74
Spływ powierzchniowy pochodzi ze zlewni zredukowanej - o roacutewnoważnej szczelnej
powierzchni - Fzr Stąd powierzchnia zredukowana zlewnipodzlewni kanału wyniesie
FFzr (74)
UWAGA W projektowaniu odwodnień terenoacutew w Polsce wspoacutełczynnik spływu ψ
utożsamiany był błędnie ze stopieniem uszczelnienia powierzchni zlewni - niezależnie od
spadkoacutew terenu a zwłaszcza od natężenia deszczu miarodajnego (q(t C))
Wartość wspoacutełczynnika spływu (ψi) danej powierzchni cząstkowej (Fi) zlewni deszczowej
przyjmowano błędnie w zależności od rodzaju pokrycia (uszczelnienia) terenu
Gdy znane były szczegoacutełowe plany zagospodarowania przestrzennego terenoacutew
dachy szczelnehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]95090[
drogi asfaltowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]900850[
bruki kamienne klinkierowe helliphelliphelliphelliphelliphellip ]850750[
drogi tłuczniowehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]600250[
drogi żwirowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]300150[
parki ogrody łąki zieleńce helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]10000[
Gdy brak było szczegoacutełowych planoacutew zagospodarowania przestrzennego miast
zabudowa zwarta helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]7050[
zabudowa luźna helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]5030[
zabudowa willowahelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]3020[
powierzchnie niezabudowanehelliphelliphelliphelliphelliphellip ]2010[
parki i duże obszary zieleni helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]1000[
Edel (w 2002 roku) zaproponował uzależnianie wartości wspoacutełczynnika spływu
dodatkowo od spadkoacutew powierzchni co przedstawiono w tabeli 71
Tab 71 Wartości wspoacutełczynnika spływu w zależności od rodzaju i spadku powierzchni wg Edela
Rodzaj powierzchni
zagospodarowanie
terenu
Spadek powierzchni []
05 10 25 50 75 100
Wartość wspoacutełczynnika spływu ψ
Dachy 085 090 096 098 099 100
Bruki szczelne 070 072 075 080 085 090
Bruki zwykłe 050 052 055 060 065 070
Aleje spacerowe 020 022 025 030 035 040
Parki i ogrody 010 012 015 020 025 030
Grunty rolne 005 008 010 015 020 025
Lasy 001 002 004 006 010 015
Zabudowa zwarta 080 082 085 090 095 100
Zabudowa luźna 060 062 065 070 075 080
Zabudowa willowa 040 042 045 050 055 060
75
Był to już pewien postęp metodyczny Nadal jednak nie uwzględniano wpływu natężenia
opadoacutew deszczu (o danej częstości występowania) na wartość wspoacutełczynnika spływu co
proponuje się obecnie (w rozdziale 83 [1]) w metodzie MMN - na wzoacuter niemieckiej MWO
(wg rozdziału 731 [1])
Norma PN-EN 752 z 2008 r podaje tutaj ogoacutelne graniczne wartości
ψ = 10 dla dachoacutew o powierzchni F lt 100 m2 i ψ = 05 dla dachoacutew żwirowych i z
zielenią ekstensywną o F gt 1 ha
ψ = 09divide10 dla powierzchni nieprzepuszczalnych i stromych dachoacutew
ψ = 0divide03 dla powierzchni przepuszczalnych
W przypadku stromych dachoacutew oraz przy występowania dużych powierzchni pionowych
(wysokich budynkoacutew) wielkość powierzchni nieprzepuszczalnych należy zwiększyć do 30
UWAGA Należy zdawać sobie sprawę z faktu że w wraz z rozwojem miast w efekcie
postępującego doinwestowania terenoacutew rośnie wartość wspoacutełczynnika spływu w skutek
wzrostu stopnia uszczelnienia powierzchni (zabudowy terenoacutew)
712 WYBOacuteR CZASU TRWANIA DESZCZU MIARODAJNEGO
Po przyjęciu określonej częstości C występowania deszczu obliczeniowego (z tab 11 wg
PN-EN 752) pojawiania się pytanie jakie jest miarodajne natężenie deszczu (qm - zależnie od
miarodajnego czasu jego trwania - tdm) - do zwymiarowania kanału w konkretnym węźle
obliczeniowym
Rys 72 Zależność (typu IDF) natężenia deszczu q od czasu trwania td
dla danej częstości C występowania
Ogoacutelnie Każdemu przekrojowi (x) kanału na jego trasie (rys 73) odpowiada inny czas
spływu deszczu a zatem inna wartość qm(tdm) jest miarodajna do zwymiarowania kanału w
kolejnym przekroju (x+1)
Im dalszy przekroacutej obliczeniowy tym dłuższy czas spływu i tym mniejsze są wartości qm (dla
danej częstości C ndash rys 72)
Rys 73 Idea wymiarowania kanałoacutew w poszczegoacutelnych węzłach obliczeniowych zlewni deszczowej
76
W przekroju x kanału obliczeniowy strumień objętości Qm zapisać można jako
zrdmmzrxm FtqFqQ )(
(76)
gdzie
qm(tdm) = qφ - miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane natężenie deszczu
Dla ideowej - modelowej zlewni deszczowej o F = Fzr (rys 75) zostaną rozpatrzone 3
przypadki związane z czasem trwania deszczu (td) w relacji do czasu przepływu (tp) w kanale
deszczowym (A-B) ndash od początku zlewni (punktu A) do przekroju obliczeniowego (punktu
B)
I przypadek td gt tp Q max 1
II przypadek td lt tp Q max 2
III przypadek td = tp Q max 3
Okaże się że dla td = tp qm(B) Qm(B) ndash strumień ten będzie największy
Rys 74 Przykładowa krzywa natężenia deszczu o częstości występowania C
Z krzywej deszczu (rys 74) o danej częstości występowania (C) ustalono następujące
natężenia jednostkowe
dla tdm 1 gt tp q1
dla tdm 2 lt tp q2
dla tdm 3 = tp q3
Rys 75 Schemat ideowy modelowej zlewni deszczowej (F = Fzr) kanału A - B
77
I przypadek td gt tp
Dla modelowej zlewni deszczowej kanału A-B (rys 75) gdy td gt tp = t3
- po czasie t1 do punktu B spłynie deszcz z powierzchni F1 o strumieniu 111 qFQ
- po czasie t2 1212 )( qFFQ
- a po czasie t3 = tp 1max13213 )( QqFFFQ - cała zlewnia (Fzr) objęta będzie spływem
deszczu o stałym natężeniu (q1) ndash co zobrazowano na rys 76
Rys 76 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td gt tp = t3
II przypadek td lt tp
Na przykład gdy td = t2 lt tp = t3 woacutewczas 211
qFQ oraz 2max2212
)( QqFFQ
Ponieważ q2 gt q1 pomimo że deszcz nie objął całej zlewni to najczęściej Qmax 2 gt Qmax 1
(rys 77)
Rys 77 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td lt tp = t3
78
III przypadek td = tp
Dla td = tp = t3 woacutewczas311
qFQ 3212
)( qFFQ i 3max33213
)( QqFFFQ
Ponieważ q1 lt q3 lt q2 a deszcz obejmuje całą zlewnię to przepływ Qmax 3 w punkcie B
będzie największy (rys 78)
Rys 78 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td = tp = t3
Tak więc gdy maxmpd Qtt - co jest podstawą wyjściową dotychczasowych
metod (tzw metod czasu przepływu) wymiarowania kanalizacji w wielu krajach świata
metody wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) - w krajach niemieckojęzycznych
rational method - w krajach anglojęzycznych
metody granicznych natężeń (MGN) ndash dotychczas stosowanej w Polsce
metody maksymalnych natężeń (MMN) ndash proponowanej do stosowania w Polsce [1]
72 METODA GRANICZNYCH NATĘŻEŃ (MGN)
721 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MGN
W MGN przyjmowano że miarodajny strumień objętości ściekoacutew deszczowych (Qm) w
rozpatrywanym przekroju kanału występuje z pewnym opoacuteźnieniem w stosunku do momentu
rozpoczęcia opadu (co jest prawdą ale tylko po okresie suchej pogody ) o czas niezbędny
na
tk - koncentrację terenową - zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności teren i
dopływ po powierzchni do kanału (poprzez wpust deszczowy)
tr - retencję kanałową - wypełnianie się kanału od wysokości bdquo0rdquo do wysokości
wypełnienia obliczeniowego h(Qm)
tp - przepływ w kanale - od początku kanału do przekroju obliczeniowego
79
Tak więc w MGN oproacutecz opoacuteźnienia (redukcji) odpływu związanego z czasem przepływu
(tp) uwzględniano dodatkowo czasy opoacuteźnienia-retencji tk i tr ndash dodatkowo redukujące
wartość natężenia jednostkowego opadoacutew stąd dla
)()()( pmdmmdmprkdmd tQtQtqttttt (77)
gdzie FtqtQ dmdmm )()( (78)
lub FtqtQ pdmm )()( (79)
UWAGA Należy podkreślić że założenie wyjściowe metody MGN jest poprawne jedynie w
przypadku opadu deszczu występującego po długim okresie suchej pogody
Ponieważ opady kryterialne do wymiarowania kanałoacutew deszczowych - o częstości C = 1divide10
lat występują z reguły w okresach długotrwałej mokrej pogody założenie to prowadzi do
niedowymiarowania średnic kanałoacutew bowiem miarodajny strumień objętości ściekoacutew
deszczowych Qm(tdm) jest woacutewczas zawsze mniejszy od Qm(tp) ndash wg relacji (77)
Zostało to wykazane w podręczniku [1] (w II wydaniu z 2015 roku w rozdz 85) na
przykładach wymiarowania i modelowania działania kanalizacji
Czas koncentracji terenowej - tk
Czas koncentracji terenowej zależy głoacutewnie od rodzaju i stopnia uszczelnienia terenu
spadkoacutew powierzchni oraz natężenia deszczu ale także pośrednio od gęstości zabudowy czy
rozmieszczenia wpustoacutew deszczowych na trasie kanału itp
Jest to czas niezbędny na zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności terenu
(- jedynie po okresie suchej pogody) jak i sam dopływ po powierzchni do wpustu
deszczowego i dalej przykanalikiem do kanału
W MGN wg WTP z 1965 r uśredniony czas tk - w warunkach miejskich należało
przyjmować od 2 do 10 minut
Według bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w aglomeracjach
miejsko - przemysłowych i dużych miastachrdquo z 1984 r zmniejszono zalecane czasy
koncentracji terenowej tk z 2divide10 minut do 2divide5 minut (tab 71)
Tab 71 Dotychczas zalecane prawdopodobieństwa (zamiennie częstości) występowania deszczu
miarodajnego do projektowania kanalizacji w Polsce
Lp
Warunki terenowe w zlewni deszczowej
Prawdopodobieństwo p (częstość C)
występowanie opadoacutew dla kanalizacji
Czas
koncentracji
terenowej
tk min
- deszczowej
- ogoacutelnospławnej
1 Kanały boczne w płaskim terenie 100 (C = 1 rok) 50 (C = 2 lata) 10 (5)
2 Kolektory kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 2
50 (C = 2 lata) 20 (C = 5 lat) 5 (2)
3 Kolektory w głoacutewnych ulicach o trwałych
nawierzchniach kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 4
20 (C = 5 lat) 10 (C = 10 lat) 2
80
4 Szczegoacutelnie niekorzystne warunki terenowe
(niecki o utrudnionym odpływie zbocza
głębokie piwnice przy gęstej zabudowie)
10 (C = 10 lat) 5 (C = 20 lat) 2
5 Rowy otwarte w obrębie miast 10 (C = 10 lat) 2 (C = 50 lat) 2
wartości zalecane wg bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych helliprdquo z 1984 r
wartości zalecane do projektowania przepustoacutew pod torami kolejowymi w wojewoacutedztwie dolnośląskim
Prawdopodobieństwo p (lub zamiennie częstość C) pojawiania się deszczu miarodajnego
było przyjmowane w dostosowaniu do zalecanych woacutewczas standardoacutew ochrony terenoacutew
przed wylaniami ndash odrębnych dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
wartości tk Czas tk powiększa bowiem czas trwania deszczu a więc redukuje natężenie q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN wg zależności
Qm(tdm) lt Qm(td = tp)
2 W przypadku serii występujących po sobie intensywnych opadoacutew wartość tk jest znikomo
mała
3 Koncentracja terenowa jest pomijana w niemieckich metodach czasu przepływu
wymiarowania kanalizacji deszczowej
Czas retencji kanałowej - tr
W okresie braku opadoacutew kanały deszczowe są prawie puste Płyną jedynie wody
przypadkowe najczęściej infiltracyjne Czas wypełniania się kanałoacutew do wysokości
obliczeniowej h(Qm) tj wypełnienia normalnego hn(Qm) w ruchu roacutewnomiernym w MGN
wyrażano w procentach czasu przepływu tp ściekoacutew - od początku sieci do przekroju
obliczeniowego Czas ten szacowany był na
tr = (14 divide 20) tp (711)
Wg zaleceń WTP z 1965 r w MGN należało przyjmować wartość tr w wysokości aż 20
czasu tp czyli tr = 02tp
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
czasu retencji kanałowej bowiem wartość tr znacznie redukuje natężenie deszczu q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN
2 W przypadku wystąpienia serii intensywnych opadoacutew czas tr ma małą wartość ndash kanały są
częściowo wypełnione po poprzednim opadzie
3 Czas tr jest pomijany w obliczeniach kanalizacji metodami czasu przepływu stosowanymi
w Niemczech (MWO MZWS) gdzie przyjmuje się td = tp
81
722 TOK OBLICZEŃ W WYMIAROWANIU KANAŁOacuteW wg MGN
Czas przepływu ściekoacutew tp (w minutach) w kanale A-B (wg rys 79) - od jego początku
(A) do przekroju obliczeniowego (B) określa się z wzoru
60
Lt p (712)
znając długość kanału L (w m) i zakładając prędkość przepływu υ (w ms)
Przykład
Dla danych Qm(B) i projektowanego spadku dna kanału ik dobieramy przekroacutej (np
średnicę) kanału i ustalamy wypełnienie h( ) oraz prędkość υ( ) przepływu - z
nomogramoacutew lub ze wzoroacutew (Qm(B) ik h( ) υ( ))
Rys 79 Schemat zlewni deszczowej do doboru średnicy (wymiaru) kanału A-B
Ponieważ do obliczenia strumienia objętości Qm(B) potrzebny jest rzeczywisty czas
przepływu tp toteż doboacuter wymiaru kanału z określeniem wypełnienia oraz prędkości
przepływu prowadzi się iteracyjnie
W pierwszym przybliżeniu zakładano bdquodowolnąrdquo prędkość przepływu np υz(1) = 10 ms i
obliczano czas przepływu tp(1) = L60υz(1) a następnie wyznaczano miarodajny czas trwania
deszczu tdm(1) z ogoacutelnej postaci wzoru
krpdm tttt (713)
W MGN podstawiano za tr = 02tp
kpkppdm tttttt 2120 (714)
stąd
kkdm tL
tLL
t 60
2160
2060
(715)
Dalej (w 1 przybliżeniu) obliczano natężenie deszczu miarodajnego q(tdm)(1) (z wzoru
Błaszczyka) i strumień objętości Qm(tdm)(1) oraz dobierano wymiar kanału (przy spadku ik) i
ustalano jego wypełnienie h(1) oraz bdquorzeczywistąrdquo prędkość przepływu υrz(1)
W 2 przybliżeniu dla nowej założonej prędkości υz(2) = υrz(1) obliczano nowe czasy tp(2) i
tdm(2) oraz strumienie q(tdm)(2) i Qm(tdm)(2) Dla dobranego już kanału ustalano nowe wartości
82
h(2) oraz υrz(2) Obliczenia należało prowadzić do momentu aż prędkość rzeczywista w n-tym
przybliżeniu υrz(n) dla Qm(n) w dobranym kanale o wypełnieniu h(n)( ) nie roacuteżniła się więcej
niż plusmn 01 ms od υrz(n-1)
Dla kanału złożonego z wielu odcinkoacutew czas tp był sumowany - od początku kanału do
ostatniego przekroju obliczeniowego woacutewczas
kpdm ttt 21 (716)
Minimalny czas trwania deszczu miarodajnego przyjmowano w MGN roacutewny
tdm min = 10 min
- co oznaczało w praktyce że bdquokroacutetkierdquo kanały - na początkowych odcinkach sieci gdzie tdm le
10 minut były wymiarowane na stały opad q10(C) tj dla tdm = 10 minut
Łatwo wykazać że dla tdm = 10 minut czas przepływu będzie wynosił tp = 417 minut dla
tk = 5 minut oraz tp = 667 minut dla tk = 2 minuty
W MGN miarodajne jednostkowe natężenie deszczu q(tdm) (w dm3s ha) obliczano z
nieaktualnego już wzoru Błaszczyka postaci
32
3 26316)(
dm
dmt
CHtq (717)
gdzie
tdm - czas trwania deszczu miarodajnego tdm = tp + tr + tk min
H - wysokość opadu normalnego (średniego z wielolecia) mm
C - częstość występowania deszczu lata
724 METODA UPROSZCZONA ndash STAŁYCH NATĘŻEŃ (MSN)
Do wymiarowania kanalizacji deszczowej stosowana była też mniej pracochłonna ndash
bardzo uproszczona metoda zwana metodą stałych natężeń (MSN) mająca jednak
ograniczone zastosowanie - do projektoacutew wstępnych i do zlewni o F le 50 ha
Nie wyznaczano tutaj czasu trwania deszczu miarodajnego a natężenie deszczu
redukowano najczęściej funkcją uwzględniającą przyrost powierzchni zlewni (F)
Wzoacuter do obliczania miarodajnego strumienia Qm (w dm3s) w MSN ma postać
zrIICm FqQ )(10 (723)
gdzie
q10C - natężenie jednostkowe deszczu o czasie trwania tdm = 10 minut dla danej częstości
występowania C lat (w dm3s ha) obliczane z wzoru (717) Błaszczyka postaci
83
constAA
t
CHq
dm
C 64410
6316667032
3 2
10 (724)
φ(II) - wspoacutełczynnik redukcji natężenia deszczu (oznaczony w MSN indeksem II - dla
odroacuteżnienia od MGN) obliczany najczęściej z formuły Buumlrkli-Ziglera w
zależności od wielkości powierzchni zlewni dla F ge 10 ha
nII
F
1)( (725)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
n - parametr zależny od spadkoacutew powierzchni terenu i kształtu zlewni -
Dla przeciętnych warunkoacutew terenowych gdy spadek terenu warunkował prędkość
przepływu w kanałach rzędu 12 ms a długość zlewni była około dwa razy większa niż jej
szerokość zalecano dawniej przyjmowanie (intuicyjnie) n = 6 Dla spadkoacutew mniejszych i
zlewni wydłużonych n = 4 a dla spadkoacutew większych i zlewni zwartych n = 8
UWAGA metoda stałych natężeń (MSN) jako uproszczona i nie należąca do tzw
metod czasu przepływu w świetle zaleceń PN-EN 7522008 nie powinna być stosowna
do wymiarowania kanalizacji deszczowej
725 OSOBLIWOŚCI OBLICZENIOWE W MGN
MGN bdquosprawdzała sięrdquo w przypadkach tzw zlewni regularnych tj o zbliżonych
wartościach parametroacutew podzlewni cząstkowych w innych przypadkach prowadziła do
błędnych wynikoacutew
Konieczne było więc wykonywanie obliczeń sprawdzających tj poroacutewnań aktualnie
obliczanej wartości Qm(x) - w węźle (przekroju) niżej położonym względem obliczonej już
wartości Qm(x-1) - w węźle (przekroju) wyżej położonym W zlewni regularnej zawsze
Qm(x) ge Qm(x-1) (726)
W przypadku gdy Qm(x) lt Qm(x-1) - do wymiarowania dolnego odcinka kanału należało
przyjmować większą wartość strumienia tj Qm(x-1) - z goacuternego odcinka
Dotyczy to głoacutewnie przypadkoacutew
zlewni o roacuteżniących się znacznie parametrach podzlewni (Fi ψi li iihellip)
występowania kanałoacutew tranzytowych
połączeń w węźle kilku kanałoacutew
Przykład zlewni regularnej kanału A-B-C przedstawiono poglądowo na rys 712
84
Rys 712 Schemat zlewni regularnej kanału deszczowego A-B-C (Fc ψsr = Fzr c Fc = F1 + F2)
Cechy szczegoacutelne przykładowej zlewni regularnej
kanał A-B-C złożony jest z dwoacutech odcinkoacutew o podobnych długościach l1 + l2 = l
podzlewnie deszczowe F1 i F2 są podobnej wielkości
wspoacutełczynniki spływu ψ1 i ψ2 są podobnej wartości
spadki terenu czy dna kanałoacutew i1 i i2 są podobnej wartości
Dla zlewni regularnej
QmC gt QmB
)(1)(2 BC DD
Przykłady obliczeń zlewni nieregularnych ndash konieczne sprawdzenia Qm w węzłach
Nieregularność zlewni powodowana jest najczęściej znacznymi roacuteżnicami wielkości
powierzchni cząstkowych zlewni (Fi) bądź wspoacutełczynnikoacutew spływu (ψi) na wymiarowanych
odcinkach (i) kanału lecz nie tylko
Nieregularność może być też wywołana znacznymi roacuteżnicami wartości takich parametroacutew
kanału jak długość i spadek dna a więc związanych z czasem przepływu (tp)
Dla przykładu w podręczniku [1] rozpatrzone zostały cztery klasyczne przykłady
występowania zlewni nieregularnych - zwanych także wspoacutełzależnymi tj wzajemnie
oddziaływującymi na siebie Poniżej omoacutewiono dwa najczęstsze przypadki (I i IV)
Przykład I 21
Rys 713 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 gtgt ψ2
zrmm FqQ - strumień zwiększa się
pomimo że maleje qm ale szybciej rośnie Fzr
średnice kanałoacutew nie mogą maleć
wraz ze wzrostem długości kanału
85
Wymiarowanie w przekroju B (odcinka A-B o długości l1 ndash rys 713)
1
1
1 )()(60
zrdmBmBdmBdmBpAB FtqQtqtl
t
Wymiarowanie w przekroju C (odcinka B-C o długości l2)
2
2
60
lt pBC )()()( 21 zrzrdmCmCdmCdmCpACpBCpABp FFtqQtqttttt
Sprawdzenie relacji wynikoacutew obliczeń strumieni QmB i QmC
- jeżeli QmB gt QmC to odcinek B-C wymiarujemy na strumień QmB Ma to miejsce zawsze
woacutewczas gdy pACpAB tt i jednocześnie 21 zrzr FF
Uzasadnienie hipotezy wg rys 714
Rys 714 Wpływ relacji tpAB ltlt tpAC i Fzr1gtgt Fzr2 na wynik obliczeń strumieni QmB i QmC
Przykład IV Połączenie dwoacutech kanałoacutew w węźle
Założenie wyjściowe tp1 ltlt tp2 - wg rys 718
86
Rys
718 Schemat zlewni nieregularnej wywołanej połączeniem kanałoacutew węźle C gdy tp1 ltlt tp2
Kanał A-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmAC - dla czasu przepływu tp2
Kanał B-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmBC - dla czasu przepływu tp1
Kanał C-D wymiarujemy na strumień miarodajny dla węzła D - największy z 4 możliwych
1) dla sumy czasoacutew tp2 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 + Fzr3 (najczęściej w praktyce)
2) dla sumy czasoacutew tp1 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 + Fzr3 (sprawdzenie)
3) dla czasu tp2 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 (sprawdzenie)
4) dla czasu tp1 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 (sprawdzenie)
Aby obliczyć Frsquozr2 (do sprawdzeń 2 i 4) należy określić położenie punktu Arsquo tak aby
czas przepływu od Arsquo do C był roacutewny tp1 tzn długość odcinka ArsquoC = tp1 2 Zakładając
proporcjonalny do długości kanału przyrost powierzchni zlewni
2
2
zr
zr
F
F
AC
CA (727)
Otrzymamy
AC
FCAF zr
zr2
2
(728)
87
73 METODA WSPOacuteŁCZYNNIKA OPOacuteŹNIENIA
731 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MWO
W metodzie wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) stosowanej w Niemczech pomija się
czasy retencji terenowej i kanałowej - czyli td = tp Wyznaczone w ten sposoacuteb spływy woacuted
deszczowych (Qm) są większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
W MWO miarodajny odpływ deszczu Qm dla td = tp określa się (w dm3s) z wzoroacutew [1]
- dawniej
FCtqQ sdm )(115 (729)
- obecnie (od 1999 r)
FCtqQ sdm )( (730)
gdzie
q151 - wzorcowe natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania td = 15 minut i
częstości występowania C = 1 rok przyjmowane dawniej jako średnie dla
Niemiec q151 = 100 dm3s ha Obecnie ustalane jest indywidualnie dla każdej
miejscowości z atlasu KOSTRA q151 [90 170] dm3s ha
(tdC) - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) dla czasu trwania
deszczu td (w minutach) i częstości wystąpienia C (w latach)
368409
38)( 4
C
tCt
d
d (731)
q(tdC) - miarodajne (maksymalne) natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu
trwania td = tp i częstości występowania C obecnie ustalane na podstawie
krzywych IDF z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej miejscowości
ψs - szczytowy wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany w zależności od
stopnia uszczelnienia powierzchni grupy nachylenia terenu i natężenia
wzorcowego deszczy (q15C) -
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
Stąd miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane jednostkowe natężenie
deszczu (wg bdquostaregordquo wzoru (729)) Reinholda
)36840(9
38)( 4
115115
Ct
qCtqd
d (732)
Dla q151 = 100 dm3s ha z (732) otrzymamy obliczeniowe natężenia deszczy zależne od C
o q152 = 130 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 2 lata ((tdC) = 1300)
o q155 = 180 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 5 lat ((tdC) = 1784)
o q1510 = 225 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 10 lat ((tdC) = 2232)
88
W tabeli 74 podano pomocne w obliczeniach miarodajnego do wymiarowania
kanalizacji zredukowanego natężenia deszczu (wg Reinholda) wartości wspoacutełczynnika
opoacuteźnienia (tdC) w zależności od czasu trwania td i częstości deszczy obliczeniowych C
Tab 74 Wartości wspoacutełczynnika (tdC) dla roacuteżnych czasoacutew trwania
i częstości deszczy obliczeniowych wg ATV A-118 cytowane w [1]
Czas trwania
deszczu
td minuty
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (tdC)
dla deszczu o czasie td i częstości C
C = 20 lat C = 10 lat C = 5 lat C = 2 lata C = 1 rok
5 4740 3827 3059 2228 1714
6 4424 3572 2855 2079 1600
7 4148 3348 2676 1949 1500
8 3904 3151 2519 1835 1412
9 3687 2976 2379 1733 1333
10 3493 2820 2254 1642 1263
11 3318 2679 2141 1559 1200
12 3160 2551 2039 1485 1143
13 3016 2435 1947 1418 1091
14 2885 2329 1862 1356 1043
15 2765 2232 1784 1300 1000
16 2654 2143 1713 1248 0960
18 2458 1984 1586 1155 0889
19 2370 1913 1529 1114 0857
20 2288 1847 1477 1076 0828
30 1702 1374 1098 0800 0615
40 1354 1093 0874 0637 0490
60 0962 0776 0621 0452 0348
80 0746 0602 0481 0350 0270
100 0609 0492 0393 0286 0220
120 0514 0415 0332 0242 0186
150 0417 0337 0269 0196 0151
Najkroacutetsze miarodajne czasy trwania deszczu (td min) przyjmowane są w MWO w
zależności od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni ndash wg tab 75
Tab 75 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w MWO w zależności
od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni wg ATV A-118 cytowanej w [1]
Średni spadek
terenu Stopień
uszczelnienia
Minimalny czas
trwania deszczu
Deszcz
obliczeniowy
lt 1 le 50 15 minut q15C
gt 50 10 minut
q10C 1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut q5C
89
Wartość wspoacutełczynnika spływu szczytowego zależy głoacutewnie od stopnia uszczelnienia
zlewni i spadkoacutew powierzchni terenu oraz od natężenia deszczu (tab 76)
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) dla roacuteżnych natężeń i częstości deszczy
obliczeniowych (q15C) o czasie trwania 15 minut w zależności od grupy spadkoacutew terenu (it)
oraz stopnia uszczelnienia (ψ) wg ATV A-118 cytowanej w [1]
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań wspoacutełczynnika s
() natężenia q15C = 100 130 180 i 225 dm3s ha odpowiadają odpowiednio C = 1 2 5 i 10 lat
Zasady doboru kanałoacutew deszczowych i ogoacutelnospławnych w MWO
W projektowaniu wymiaroacutew kanałoacutew deszczowych bądź ogoacutelnospławnych według ATV
A-118 zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli wyznaczony strumień
miarodajny (Qm) przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
obliczanej wg metody opartej na wzorze Prandtla-Colebrooka (w Polsce nazywanego wzorem
Colebrooka-Whitersquoa)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
- hD le 075 - w przypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
- hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych
Przestrzeganie tych zaleceń prowadzi więc do uzyskania większej pewności poprawnego
pod względem hydraulicznym działania grawitacyjnego kanału jak i stworzenia dodatkowej
rezerwy bezpieczeństwa na przyszłościowy rozwoacutej czy też na wypadek jego przeciążenia
podczas intensywniejszych niż obliczeniowe opady
Należy zdawać sobie sprawę z faktu że wraz z postępującym uszczelnienia powierzchni
zlewni deszczowych miast rośnie wartość spływu powierzchniowego
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Grupy spadkoacutew terenu
1) it le 1 2) 1 lt it le 4 3) 4 lt it le 10 4) it gt 10
Wzorcowe natężenie deszczu q15C - w dm3s ha ()
100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225
0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
90
UWAGA W Polsce utrwalił się błędny sposoacuteb wymiarowania kanałoacutew deszczowych bądź
ogoacutelnospławnych - do całkowitego wypełnienia przekroju tj praktycznie bez pozostawienia
odpowiedniej rezerwy bezpieczeństwa
732 OSOBLIWOSCI OBLICZENIOWE W MWO
Procedura wymiarowania hydraulicznego kanalizacji wg MWO jest podobna jak w MGN
Ogoacutelnie dla każdego przekroju obliczeniowego kanału (węzła x sieci) wyznacza się
miarodajny czas trwania deszczu (td) odpowiadający sumarycznemu czasowi przepływu (tp)
w kanałach (sieci) wyżej położonych
Dla bardzo zroacuteżnicowanych powierzchni cząstkowych zlewni pod względem kształtu
spadkoacutew terenu czy wspoacutełczynnikoacutew spływu szczytowego występowanie zlewni
wspoacutełzależnych (oddziałujących na siebie) ndash czyli nieregularnych jest często spotykane
Rys 719 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 ltlt ψ2
Przykładowo dla zlewni przedstawionej na rys 719 - gdy ψs1 ltlt ψs2 i Fzr1 ltlt Fzr2 uzyska
się w MWO największy miarodajny strumień w węźle C przy pominięciu zlewni F1 i wy-
znaczeniu parametroacutew deszczu tylko dla zlewni cząstkowej F2 (zwłaszcza gdy tp1 gtgt tp2 -
uzasadnienie hipotezy analogiczne jak na rysunku 716 w [1])
Pomimo mniejszej zlewni całkowitej uzyskuje się w tym przypadku większy
obliczeniowy strumień ponieważ z przyczyny kroacutetszego czasu przepływu wspoacutełczynnik
opoacuteźnienia odpływu (czyli redukcji natężenia deszczu) (tdC) ma woacutewczas wyższą wartość
niż dla sumarycznego czasu przepływu
W przypadku połączenia dwoacutech kanałoacutew (jak na rysunku 718) jeżeli w wyniku
oddzielnego wymiarowania tych kanałoacutew otrzymamy zależność
1
2
29
m
p
m Qt
Q (734)
gdzie
Qm1 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Qm2 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o dłuższym czasie przepływu tp2
to za miarodajny (skorygowany) strumień objętości (Qms) po połączeniu tych kanałoacutew
uznajemy wynik z wzoru
91
)(2
1
211
p
p
mmmst
tQQQ (735)
gdzie
φ1 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Do dalszego toku obliczeń przyjmuje się woacutewczas kroacutetszy czas przepływu (tp1) oraz przepływ
skorygowany za pomocą wzoru (735)
Gdy warunek (734) nie jest spełniony to do obliczenia miarodajnego skorygowanego
strumienia (Qms) stosujemy wzoacuter
)( 212 mmms QQQ (736)
gdzie
φ2 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o dłuższym czasie przepływu tp2
W przypadku połączenia większej liczby (n) kanałoacutew o zroacuteżnicowanych czasach
przepływu (tpi) należy wyznaczyć skorygowany - średni ważony czas przepływu tps z wzoru
n
mi
n
mipips QQtt11
(737)
Wartość wspoacutełczynnika opoacuteźnienia odpływu φ w dalszych obliczeniach sieci ustala się na
podstawie tak uśrednionego czasu przepływu tps w węźle połączeniowym kanałoacutew
8 WSPOacuteŁCZESNE STANDARDY ODWODNIENIA
TERENOacuteW ZURBANIZOWANYCH
81 WYMAGANIA DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby dla każdego intensywnego opadu deszczu w wieloleciu
mogły zagwarantować pełną ochronę terenoacutew przed wylaniem tj zapobiec w pełni szkodom
w wyniku podmoknięcia terenu czy podtopienia budowli czy też utrudnieniom
komunikacyjnym
Zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu definiuje się jako
przystosowanie sieci kanalizacyjnej do przyjęcia maksymalnych - prognozowanych
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej - akceptowalnej społecznie
częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu
Określenie dopuszczalnych częstości z jaką średnio w okresie wieloletnim użytkownik
systemu kanalizacyjnego ma tolerować występowanie zaburzeń w funkcjonowaniu
kanalizacji powinno uwzględniać każdorazowo we właściwy sposoacuteb miejscowe
uwarunkowania terenu (tab 81)
92
Tab 81 Zalecane wg PN-EN 7522008 dopuszczalne częstości wylewoacutew z kanalizacji [1]
Częstość deszczu
obliczeniowego C )
[1 raz na C lat]
Kategoria standardu odwodnienia terenu
(Rodzaj zagospodarowania)
Częstość wystąpienia
wylania Cw
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie (wiejskie) 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne przejścia i
przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
) Dla deszczu obliczeniowego nie mogą wystąpić żadne przeciążenia systemoacutew
Wdrożona w Polsce norma europejska PN-EN 7522008 przyjmuje dopuszczalną
częstość wylania (Cw) jako miarę stopnia ochrony terenoacutew przed wylaniem - w zależności od
rodzaju jego zagospodarowania
Jak wynika z tabeli 81 o wymaganym standardzie odwodnienia terenu decyduje rodzaj
zagospodarowania w tym obecność obiektoacutew specjalnych infrastruktury podziemnej Tym
samym wyroacuteżniono cztery kategorie standardu odwodnienia terenu roacuteżniące się istotnie
dopuszczalną częstością wystąpienia wylania (Cw)
Podobną kategoryzację (I - IV) przyjęto w Polsce w latach osiemdziesiątych ubiegłego
wieku - w zależności od zagospodarowania i spadkoacutew terenu rozroacuteżniając przy tym jeszcze
rodzaj systemu kanalizacyjnego (tab 82)
Były to jednak znacznie niższe dopuszczalne wartości częstości (1 2 5 i 10 lat ndash dla
kanalizacji deszczowej) wystąpienia wylania w poroacutewnaniu do podanych w tabeli 81
Tab 82 Dopuszczalne prawdopodobieństwa (częstości) wystąpienia zalewoacutew terenu dla kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych wg IKŚ
Kategoria
standardu
odwodnie-
nia terenu
Rodzaju ukształtowania i zagospodarowania terenu -
w standardach odwodnienia I II III i IV kategorii
Prawdopodobieństwo p w
(częstość Cw w latach)
- kanalizacja
deszczowa
- kanalizacja
ogoacutelnospławna
I Wszystkie rodzaje zagospodarowania z wyjątkiem
dzielnic śroacutedmiejskich centroacutew miast oraz ulic klasy E i P
- teren płaski
100 (1) 50 (2)
II
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jw teren o
spadkach 2divide4
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach płaskich
50 (2) 20 (5)
III
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jak w 1 lecz w
szczegoacutelnie niekorzystnych warunkach ze względu na
odwodnienie (niecki terenowe)
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach o spadkach 2divide4
20 (5) 10 (10)
IV
Dzielnice śroacutedmiejskie centra miast oraz ulice klasy E i P
na terenach szczegoacutelnie niekorzystnych ze względu na
odwodnienie lub form zagospodarowania wymagających
wyjątkowej pewności odwodnienia
10 (10) 5 (20)
) Instytut Kształtowania Środowiska Zasady planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w
aglomeracjach miejsko-przemysłowych i dużych miastach Warszawa 1983
93
Zalecenia PN-EN 7522008 są więc na tym tle bardzo rygorystyczne a przy tym nie
roacuteżnicują częstości wylewoacutew dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
Zgodnie z niemiecką praktyką kanalizacyjną
wylanie należy wiązać ze szkodami względnie zakłoacuteceniami funkcjonowania jezdni
czy podziemnych obiektoacutew komunikacyjnych spowodowanymi wystąpieniem woacuted
opadowych z systemu kanalizacyjnego na powierzchnię terenu lub niemożnością ich
odprowadzenia do systemu wskutek jego przeciążenia
samo wystąpienie wody opadowej na ulicę nie spełnia warunku faktycznego stanu
wylania dopoacuteki spływ w przekroju poprzecznym ulicy uniemożliwia dalszy wzrost
poziomu lustra wody powyżej krawężnikoacutew i przekroczenie granic posesji
Przy niewystarczającym spadku podłużnym jezdni czy braku wpustu zwierciadło wody
może jednak podnieść się powyżej wysokości krawężnika i doprowadzić do wylania wody na
teren posesji a stamtąd do potencjalnego wnikania do budynkoacutew
Zwymiarowane metodami czasu przepływu - większe systemy kanalizacyjne (o
powierzchni zlewni F gt 2 km2 lub o tp gt 30 minut) zaleca się obecnie sprawdzać pod kątem
ich maksymalnej przepustowości hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane
modele symulacyjne (hydrodynamiczne) dla spełnienia wymagań PN-EN 7522008 odnośnie
akceptowalnych społecznie częstości wylewoacutew (wg tab 81)
Zalecenia PN-EN 7522008 co do dopuszczalnych częstości wylewoacutew z kanalizacji są
trudne do weryfikacji na etapie projektowania nowych systemoacutew ponieważ nie da się
uogoacutelnić związku pomiędzy częstością opadoacutew projektowych a częstością wylewoacutew
Pomocna okazuję się tutaj wytyczna ATV A11819992006 ktoacutera wprowadza pojęcie
częstości nadpiętrzenia (Cn) jako pomocniczej wielkości wymiarującej do obliczeń
sprawdzających (modelowania działania) sieci kanalizacyjnych (tab 83)
Tab 83 Zalecane wg ATV A-118 częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających
projektowanych bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych
(poziom odniesienia powierzchnia terenu) cytowane w [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia Cn
[1 raz na C lat]
I Tereny pozamiejskie 2
II Tereny mieszkaniowe 3
III Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5
IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 10
)
) Przy przejazdach należy wziąć pod uwagę że nadpiętrzeniu powyżej powierzchni terenu z reguły
towarzyszy bezpośrednio wylanie o ile nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające Tutaj
częstości nadpiętrzenia i wylania odpowiadają wymienionej w tabeli 81 wartości bdquo1 na 50rdquo
Przez nadpiętrzenie w sieci (studzience) kanalizacyjnej należy rozumieć przekroczenie
przyjętego poziomu odniesienia - najczęściej powierzchni terenu
94
Obliczenia sprawdzające przepustowości kanałoacutew ograniczono więc zatem do takich
stanoacutew systemu przy ktoacuterych lustro ściekoacutew pozostaje wewnątrz systemu względnie osiąga
poziom powierzchni terenu
Takie stany dają się w poprawny sposoacuteb odwzorować przy wykorzystaniu istniejących
modeli hydrodynamicznych (np SWMM) na podstawie danych o geometrii sieci wymiaroacutew
kanałoacutew i obiektoacutew Przez to zostaje wyznaczony obliczeniowo stan przeciążenia ktoacutery jest
najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej kolejności wylaniu (tab 83)
82 POROacuteWNANIE DOTYCHCZASOWYCH METOD WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE i W NIEMCZECH
821 Analiza jakościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
W pracy [1] poroacutewnano dwie metody obliczeniowe czasu przepływu stosowaną w Polsce
MGN (z wzorem Błaszczyka) i w Niemczech MWO (z wzorem Reinholda) do wymiarownia
kanalizacji deszczowej na tle wymaganych obecnie standardoacutew odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych (przykład obliczeniowy podano w rozdziale 85 [1])
UWAGA Poroacutewnywane metody roacuteżnią się ilościowo - pod względem wartości obliczanych
strumieni Qm(C) lecz wykazują wysoką zgodność jakościową pod względem podobnych
przyrostoacutew strumieni przy zwiększaniu częstości opadoacutew projektowych (C)
Na przykładzie całkowicie wypełnionych kanałoacutew o przekroju kołowym łatwo wykazać
że wzrost ich przepustowości całkowitej (Q) zależy od średnicy kanału (d) w funkcji
3 8
1
3 8
11 d
d
dQ
dQ iii (81)
Dowoacuted Korzystając z wzoru Manninga na prędkość średnią (rozdział 9 w [1])
21321iR
nh (82)
dla promienia hydraulicznego Rh = d4 i wspoacutełczynnika szorstkości kanału n = 0013 sm13
otrzymamy
21322132 5330)4
(1
idid
n (83)
stosując roacutewnanie ciągłości ruchu
ididd
AQ 3 821322
982353304
(84)
przy spadku linii energii roacutewnemu spadkowi dna kanału ii = i1 = idem otrzymamy
95
3 8
1
3 8
13 8
1
3 8
11 9823
9823
)(
)(
d
d
id
id
dQ
dQ iiiii (85)
Na wykresie na rys 81 przedstawiono względne zależności did1 od QiQ1 equiv qmiqm1 ndash
wyliczone z MGN i MWO
Rys 81 Jakościowa zależność względnej średnicy kanału od względnego strumienia objętości
Z wykresu wynika że dwukrotne zwiększenie wartości częstości deszczu z C = 1 rok na
C = 2 lata powoduje wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika 127 - wg
wzoru Błaszczyka (MGN) lub o 13 - wg wzoru Reinholda (MWO) a więc wymaga wzrostu
przepustowości kanału o rząd 30 co wymaga z kolei wzrostu średnicy kanału tylko rzędu
10 - rys 81
UWAGA Oba wzory dają roacuteżne bezwzględne wartości strumieni Q
Przykładowo dziesięciokrotne zwiększenie wartości częstości deszczu np z C = 1 rok
na C = 10 lat powoduje względny wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika ok
22 (w MGN i MWO) i wymaga wzrostu średnicy kanału jedynie rzędu 35
Jak z tego wynika bdquobezpiecznerdquo projektowanie średnic kanałoacutew na większą wartość C np
na C = 2 w poroacutewnaniu z C = 1 lub na C = 5 w poroacutewnaniu z C = 2 czy też na C = 10 w
poroacutewnaniu z C = 5 wymaga tylko nieznacznego wzrostu średnicy o około 10 a więc
praktycznie nie podnosi kosztoacutew budowy kanalizacji zapewniając jednocześnie większą
pewność poprawnego jej działania
Racjonalne jest więc zapewnianie bdquowyższego standardurdquo ochrony terenoacutew
zurbanizowanych przed wylaniami z kanalizacji poprzez podnoszenie (w pewnym
zakresie) wartości częstości obliczeniowych deszczy (C) - miarodajnych do
projektowania kanalizacji czyli obniżanie przyjmowanych wartości
prawdopodobieństwa (p) ich pojawiania się
96
822 Analiza ilościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
Obliczane wg MWO miarodajne do wymiarowania kanalizacji strumienie ściekoacutew
deszczowych (Qm) są znacznie większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
Wynika to głoacutewnie z roacuteżnic zastosowanych modeli opadoacutew ale także z odmiennych
założeń wyjściowych samych metod obliczeniowych co do miarodajnego czasu trwania
deszczu (w MWO td = tp) czy też wartości wspoacutełczynnikoacutew spływu (s w MWO)
Wyniki obliczeń strumieni Qm wg MWO mogą być nawet dwukrotnie większe w
poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN - dla tych samych parametroacutew zlewni deszczowych tj
czasu przepływu i częstości występowania deszczu obliczeniowego [1]
Tab 84 Poroacutewnanie natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast (z atlasu
KOSTRA) na tle zmierzonych we Wrocławiu i w Bochum oraz obliczonych z modeli Reinholda
(612) Błaszczyka (614) i Bogdanowicz-Stachy (616) Lp Miejscowość Natężenie deszczu q10C (w dm
3s ha)
dla częstości C (w latach) Uwagi
C = 1 C = 2 C = 5 C = 10
1 Świnoujście 1352 1640 2020 2308
[KOSTRA]
2 Szczecin 1447 1776 2211 2540
3 Kostrzyń 1441 1747 2151 2457
4 Słubice 1486 1648 1863 2025
5 Gubin 1571 2019 2611 3059
6 Zgorzelec 1477 1869 2386 2778
7 Bogatynia 1410 1866 2469 2926
8 Średnio (1divide7) 1455 1795 2244 2585
9 Wrocław [106] 1483 1833 2300 2617 1960divide2009
10 Wg modelu Reinholda 1263 1642 2254 2820 q151 = 100 dm3s ha
11 Wg modelu Błaszczyka 1009 1276 1725 2173 H = 600 mm
12 Roacuteżnica (10-11) (11) 252 287 307 298 -
13 Roacuteżnica (8-11) (11) 442 407 301 190 -
14 Wg Bogdanowicz-
Stachy dla regionu
R1 506 1852 2708 3220 1960divide1990
R2 506 1547 2209 2604
15 Bochum - Niemcy [10] 1600 1984 2500 2884 1951divide1980
Dla czasu trwania deszczu td = 10 minut wzajemne roacuteżnice wynikoacutew obliczeń natężeń
deszczy q10C - obliczonych z modelu Reinholda względem obliczonych z modelu Błaszczyka
są rzędu 30 (tab 84 wiersz 12) na niekorzyść modelu Błaszczyka
Średnie wartości natężeń deszczy q10C dla polskich miast mieszczących się w zasięgu
atlasu KOSTRA (z 1997 roku) są niemal identyczne ze zmierzonymi we Wrocławiu [1] i
zbliżone wartościami do obliczonych z modelu Reinholda (tab 84 - wiersze 8 9 i 10)
Średnie te są znacznie wyższe od obliczonych z modelu Błaszczyka od 44 do 19 w
praktycznym do projektowania kanalizacji deszczowej zakresie C [1 10] lat (wiersz 13)
Wg modelu Bogdanowicz-Stachy w regionie centralnym Polski (R1) natężenia q10C są
wyższe niż w regionie poacutełnocno-zachodnim (R2) Obliczane z tego modelu natężenia deszczy
poza C = 1 rok korespondują zaroacutewno ze zmierzonymi we Wrocławiu i w Bochum jak i
podanymi w atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych
97
Z przeprowadzonych analiz wynikają istotne wnioski interpretacyjne co do wartości
natężeń deszczy - obliczanych dotychczas z wzoru Błaszczyka - w MGN
W dostosowywaniu do zaleceń PN-EN2008 (tab 81) odnośnie częstości projektowych
(C) deszczy do wymiarowania kanalizacji (deszczowej i ogoacutelnospławnej) należy konieczne
podnieść wartości częstości C wprowadzanych do wzoru Błaszczyka
z C = 1 rok na C = 2 lata - w I kategorii standardu odwodnienia (tereny wiejskie)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
Zbliżyłoby to rezultaty wymiarowania wg MGN do bezpieczniejszych ze względu na
zalecane obecnie częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw) Jednak nadal byłyby to
niższe wartości miarodajnych strumieni Qm ndash obliczanych wg MGN w poroacutewnaniu z MWO -
min ze względu na roacuteżnice wspoacutełczynnikoacutew spływu ψ - w MGN i ψs - w MWO bowiem ψs
gt ψ
83 METODA MAKSYMALNYCH NATĘŻEŃ DO BEZPIECZNEGO
WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE
831 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MMN
W celu zapewnienia niezawodności działania systemoacutew odwadniania terenoacutew (w tym
kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej) budowanych czy modernizowanych w Polsce
zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008 pilna staje się potrzeba zmiany
dotychczasowych zasad ich wymiarowania (MGN) w tym zastąpienie modelu Błaszczyka
nowymi dokładniejszymi modelami opadoacutew maksymalnych o zasięgu lokalnym
W pracy [1] zaproponowano daleko idącą modyfikację MGN poprzez wyeliminowanie
czasoacutew opoacuteźnienia-retencji tk i tr a więc uzależnienie opoacuteźnienia odpływu jedynie od
rzeczywistego czasu trwania opadu td - roacutewnego czasowi przepływu tp (na wzoacuter MWO) i
korzystanie z wiarygodnych polskich modeli opadoacutew maksymalnych
Wykazano bowiem że warunki hydrologiczne Polski i Niemiec są zbliżone a ponadto
miarodajne do projektowania bezpiecznych systemoacutew odwodnień terenoacutew zurbanizowanych
są maksymalne wysokości opadoacutew deszczu (o czasach trwania do kilku godzin) ktoacutere
występują z reguły w okresach długotrwałych zjawisk opadowych (trwających nawet
kilka dni) Woacutewczas znaczenie koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr) jest
pomijalnie małe Tak więc
MMN = zasady MWO + polskie modele opadoacutew maksymalnych
98
Miarodajny strumień deszczu Qm (w dm3s) wg umownie nazwanej bdquometody
maksymalnych natężeńrdquo (MMN) obliczyć należy z wyjściowej postaci wzoru
FCtqQ sdm )(max (86)
gdzie
qmax(td C) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu trwania
td = tp i częstości występowania C ndash z wiarygodnych modeli opadoacutew
maksymalnych - krzywych IDF (przy td min - wg tab 74)
ψs - maksymalny (szczytowy) wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany
w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni (ψ) nachylenia terenu (it) oraz
częstości deszczy C (- wg tabeli 76 PL)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
W MMN najkroacutetsze zalecane czasy trwania deszczu td min należy dobierać w zależności od
nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni Zastosowanie więc mają czasy td min
5 10 15 minut - wg tabeli 74
Tab 74 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w zależności
od spadku terenu (it) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i
spadkoacutew terenu (it) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C)
Średni
spadek
terenu
Stopień
uszczelnienia
powierzchni
Minimalny
czas trwania
deszczu
lt 1 le 50 15 minut
gt 50 10 minut
1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Spadki terenu
it le 1 1 lt it le 4 4 lt it le 10 it gt 10
Częstości obliczeniowe deszczu C lata
C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań s
99
Na podstawie analiz poroacutewnawczych dotyczczasowych modeli opadoacutew do wymiarowania
odwodnień terenoacutew do czasu opracowania atlasu opadoacutew maksymalnych w Polsce (na wzoacuter
atlasu KOSTRA w Niemczech) można sformułować zalecenia co do ich przydatności w
MMN
do wymiarowania sieci kanalizacyjnych
o dla częstości projektowej deszczu C = 1 rok (w I kategorii standardu odwodnienia
terenu) należy stosować wiarygodne modele lokalne opadoacutew maksymalnych bądź
do czasu ich opracowania z konieczności stosować można wzoacuter Błaszczyka (dla
td = tp) jednak z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata
o dla częstości projektowych deszczy C = 2 5 i 10 lat zaleca się stosowanie
wiarygodnych modeli lokalnych (jak np w przypadku Wrocławia) bądź modelu
Bogdanowicz-Stachy Jednak na terenach podgoacuterskich i goacuterskich (ktoacuterych nie
obejmuje model Bogdanowicz-Stachy - rys 610) z konieczności stosować można
wzoacuter Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy (dla td = tp)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii (wg tab 81)
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
do wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew deszczowych ze względu na
ich wagę w zapewnieniu niezawodności działania systemoacutew odwodnieniowych
terenoacutew należy odpowiednio zwiększyć wartości przyjmowanych częstości
projektowych opadoacutew dla zbiornikoacutew (Cz gt C) w stosunku do zalecanych częstości
projektowych do wymiarowania sieci kanalizacyjnych (na wzoacuter wytycznych
niemieckich) i korzystać tutaj z zalecanych wyżej modeli opadoacutew (tab 85)
Tab 85 Zalecane modele opadoacutew do wymiarowania systemoacutew odwodnieniowych wg MMN [1]
Standard
odwodnienia
terenu
Wymagane
częstości
projektowe
Zalecane modele opadoacutew i częstości deszczy
C - do wymiarowania
sieci odwodnieniowych
Cz - do wymiarowania
zbiornikoacutew retencyjnych
- lata lata lata
Tereny wiejskie C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 lub
model Błaszczyka dla C = 2
Modele lokalne dla Cz = 2 lub
model Błaszczyka dla Cz = 5
Tereny
mieszkaniowe
C = 2 lata
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 2
(Model Błaszczyka dla C = 5)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz = 5
(Model Błaszczyka dla Cz = 10)
Centra miast
tereny usług i
przemysłu
C = 5 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 5
(Model Błaszczyka dla C = 10)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 10
(Model Błaszczyka dla Cz ge 20)
Podziemne obiekty
komunikacyjne
przejścia przejazdy
C = 10 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 10
(Model Błaszczyka dla C = 20)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 20
(Model Błaszczyka dla Cz ge 30)
W przypadku Wrocławia do projektowania sieci i obiektoacutew kanalizacyjnych zaleca się
model fizykalny opadoacutew maksymalnych (628) zwłaszcza dla praktycznego zakresu td [5
180] minut i C [1 10] lat postaci [1]
100
2650
max )453()530ln(681676)( dd tCCth (89)
ktoacutery po przekształceniu na maksymalne natężenia opadoacutew przyjmuje postać
12650
max ])453()530ln(681676[7166)(
ddd ttCCtq (89a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
Ponadto zaleca się przyjąć w Polsce jako zasadę doboacuter średnic grawitacyjnych kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych na niecałkowite wypełnienie ndash do 90 przepustowości
przekroju przy strumieniu Qm (według zaleceń ATV A-118)
Metoda maksymalnych natężeń (MMN) pozwoli osiągnąć w Polsce roacutewnie bezpieczne
rezultaty wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych jak w wypadku metod czasu przepływu
stosowanych w Niemczech (MWO i MZWS) zaroacutewno pod względem wartości miarodajnych
strumieni deszczy (Qm) jak i osiąganych częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw)
Tak zwymiarowane (MMN) systemy kanalizacyjne obejmujące zlewnie deszczowe o
powierzchni F gt 2 km2 zaleca się dodatkowo sprawdzać pod kątem ich przepustowości
hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane modele symulacyjne -
hydrodynamiczne dla spełnienia wymagań PN-EN 752 co do akceptowalnych społecznie
częstości nadpiętrzeń czy wylewoacutew (wg tab 81 83 i 85) Zastosowanie mają tutaj
zwłaszcza probabilistyczne modele opadoacutew maksymalnych
W przypadku Wrocławia korzystać można z modelu opartego na rozkładzie
prawdopodobieństwa Fishera-Tippetta (typu IIImin) dla zakresu td [5 4320] minut i p [1
001] czyli C [1 100] lat o postaciach (DDF i IDF) [1]
8090022202420
max ln 68981197417584)( pttpth ddd (810)
lub
1
8090
022202420
max ]1
ln68981197417584[7166)(
dddd t
CttCtq (810a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p C -
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu z przewyższeniem lata
101
852 WYMIAROWANIE PRZYKŁADOWYCH SIECI KANALIZACYJNYCH
Na potrzeby wymiarowania a następnie modelowania hydrodynamicznego działania
przykładowo zwymiarowanych sieci kanalizacji deszczowej przyjęto modelową zlewnię
deszczową o wymiarach 750 na 2700 m i powierzchni F = 2025 ha (rys 85)
1
2
5
4
3
6
7
10
9
8
11
12
15
14
13
16
17
20
19
18
21
22
25
24
23
26
27
30
29
28
31
32
35
34
33
86
87
90
89
88
81
82
85
84
83
76
77
80
79
78
71
72
75
74
73
66
67
70
69
68
61
62
65
64
63
56
57
60
59
58
51
52
55
54
53
46
47
50
49
48
41
42
45
44
43
36
37
40
39
38 out
Rys 85 Plan zintegrowanych powierzchni cząstkowych modelowej zlewni deszczowej
Zlewnia ta składa się z 90 modułoacutew - zintegrowanych zlewni cząstkowych o powierzchni
cząstkowej 225 ha (o wymiarach 150 na 150 m) Kanalizowana zlewnia w zabudowie
mieszkaniowej znajduje się w terenie płaskim na obszarze Wrocławia Przyjmując zastępczy
(średni ważony) wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = 025 jej powierzchnia
zredukowana wynosi Fzr = 50625 ha Projektowane kanały boczne w liczbie 36 mają
długość 300 m (2 odcinki po 150 m) Kolektor ma długość 2700 m (18 odcinkoacutew po 150 m)
Obliczenia hydrologiczne i hydrauliczne kanalizacji deszczowej przeprowadzono dla 3
wariantoacutew wymiarowania sieci - 3 metodami czasu przepływu a mianowicie
(I) MGN - z modelem opadoacutew Błaszczyka (717) dla H = 590 mm (Wrocław)
(II) MGN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
(III) MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych dla 3
wariantoacutew obliczeniowych sieci kanalizacji deszczowej przedstawiono w tabeli 814
Tabela 814 Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych
przykładowych sieci kanalizacji deszczowej (dla trzech wariantoacutew wymiarowania)
Wariant
metoda
Częstość deszczu
obliczeniowego
C lata
Czas koncentracji
terenowej
tk min
Czas
retencji
kanałowej
tr min
Minimalny czas
trwania deszczu
miarodajnego
tdm min min
Maksymalne
wypełnienie
kanału
D kanały
boczne kolektor
kanały
boczne kolektor
I MGN z
wzorem (717) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
II MGN z
wzorem (810a) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
III MMN z
wzorem (810a) 2 2 0 0 0 15 do 75
102
Wyniki wymiarowania
I MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W I wariancie wymiarowania kanalizacji deszczowej opracowano krzywe natężenia
deszczu z wzoru Błaszczyka (717) Zredukowane (dla czasu przepływu tp) krzywe IDF dla
częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 86
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q dm
s
ha
3
C=2
C=1
p Rys 86 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z wzoru Błaszczyka do MGN
W I wariancie obliczeniowym kanały boczne składają się z dwoacutech odcinkoacutew
obliczeniowych - pierwszy o średnicy K030 oraz drugi o średnicy K040 m Kolektor składa
się z 18 odcinkoacutew o średnicach od K080 do K160 m Obliczeniowy czas przepływu wynosi
456 min Miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych wynioacutesł Qm(I) = 1948 m3s
II MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W II wariancie obliczeniowym opracowano krzywe natężenia deszczu do MGN z modelu
opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia Zredukowane (od czasu przepływu tp) krzywe IDF z
wzoru (810a) dla częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 87
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
C=1
Rys 87 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MGN
W II wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K050 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicach od K080 do K20 m Czas przepływu w sieci wynosi 4385 min
Przyjmując miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948
m3s za 100 to strumień odpływu w II wariancie Qm(II) = 3049 m
3s jest wyższy o 56
103
III MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W III wariancie obliczeniowym na podstawie założeń wyjściowych (tab 814)
opracowano krzywą natężenia deszczu do MMN - z modelu (810a) opadoacutew maksymalnych
dla Wrocławia Krzywą IDF dla C = 2 lata i td min = 15 minut przedstawiono na rysunku 88
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
Rys 88 Krzywa natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MMN
W III wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K060 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicy od K080 do K220 m Czas przepływu wynosi 4333 min Przyjmując
miarodajny strumień objętości odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948 m3s
za 100 to strumień w III wariancie obliczeniowym Qm(III) = 3700 m3s jest wyższy aż o
90 (oraz o 21 wyższy względem II wariantu Qm(II) = 3049 m3s)
853 MODELOWANIE DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
W celu weryfikacji występowania nadpiętrzeń w kanałach w przykładowo
zaprojektowanych sieciach należy zgodnie z zaleceniami DWA-A 1182006 obciążyć
zlewnię modelową deszczem o częstości występowania C = 3 lata (wg tab 83) i czasie
trwania dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w sieci
Ponieważ w zaprojektowanych zlewniach modelowych (średni) czas przepływu jest rzędu
45 min opracowano na podstawie wzoru (810) na maksymalną wysokość deszczu we
Wrocławiu opad modelowy o czasie trwania t = 90 min Do symulacji działania sieci
wykorzystano oprogramowanie SWMM 50
Ideą opadoacutew modelowych jest oddanie w sposoacuteb zbliżony do rzeczywistości przebiegu
typowych opadoacutew - o zmiennej w czasie intensywności Przykładem jest model Eulera typu
II zalecany min do symulacji działania kanalizacji w Niemczech a obecnie w Polsce [1]
104
Rys 3 Opad modelowy Eulera typu II o C = 3 lata i t = 90 min dla Wrocławia
Wyniki modelowania
Ad I Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zwymiarowanej w 3 wariantach obciążono zlewnię opracowanym opadem modelowym
Eulera typu II dla warunkoacutew wrocławskich Z sumarycznej wysokości opadu (2675 mm)
czwarta jego część (ψ = 025) przekształcana była w spływ powierzchniowy i trafiała do
kanalizacji
Profil kolektora wraz z maksymalnymi wypełnieniami w czasie trwania opadu (31-sza
minuta) dla zwymiarowanej w I wariancie sieci kanalizacyjnej przedstawiono na rys 810
Rys 810 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Zaprojektowana w I wariancie sieć kanalizacji deszczowej nie ma odpowiedniej
przepustowości hydraulicznej aby bez nadpiętrzeń do poziomu terenu odprowadzać
modelowane spływy ściekoacutew deszczowych Jak pokazano na rysunku 810 praktycznie cały
kolektor poza ostatnim odcinkiem pracuje pod ciśnieniem w czasie trwania zadanego
opadu modelowego Nadpiętrzenia rzędu kilku metroacutew w tym do powierzchni terenu (i
105
wylania) występują w większości węzłoacutew obliczeniowych kolektora W przypadku kanałoacutew
bocznych roacutewnież mamy do czynienia z licznymi nadpiętrzeniami
Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania opadu modelowego nie zmieściły się
lub wylały się z sieci wynosi 1291 m3 Większa część z tej objętości to ścieki deszczowe
ktoacutere wylały się w początkowych odcinkach sieci - w węzłach obliczeniowych gdzie
zagłębienie kolektora jest najmniejsze Łącznie wylania zanotowano aż w 71 węzłach
obliczeniowych czyli w 71 zintegrowanych zlewniach cząstkowych
Węzły obliczeniowe w ktoacuterych nastąpiły wylania przedstawiono schematycznie na
rysunku 814 Tylko w przypadku 19 z 90 węzłoacutew napiętrzenia nie osiągnęły w żadnej chwili
czasowej trwania opadu modelowego poziomu terenu
Rys 814 Miejsca spiętrzeń powyżej poziomu terenu w modelowej zlewni
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
W I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej maksymalny modelowy strumień
objętości na ostatnim odcinku kolektora wynioacutesł Qmax(I) = 516 m3s
Ad II Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zaprojektowanej w II wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o
częstości występowania C = 3 lata i o czasie trwania t = 90 min (analogicznie jak w
przypadku I wariantu) Profil kolektora wraz z wypełnieniami w wybranym czasie trwania
opadu (31 minuta) przedstawiono na rysunku 816
Rys 816 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
106
Jak widać z rysunku 816 napiętrzenia na początkowych odcinkach kolektora w
przedstawionej chwili czasowej symulacji osiągają poziom terenu Środkowe i po części
końcowe odcinki kolektora pracują już pod niewielkim ciśnieniem W przypadku
początkowych kanałoacutew bocznych także mamy do czynienia z nadpiętrzeniami do poziomu
terenu Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania deszczu modelowego nie
zmieściły się lub wylały się z sieci wynosi 20 m
3 Łącznie wylania zanotowano w 12
węzłach (rys 819)
Rys 819 Miejsce nadpiętrzeń do poziomu terenu w modelowej zlewni
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Maksymalny modelowy strumień objętości (w II wariancie) na ostatnim odcinku
kolektora wynosił Qmax(II) = 611 m3s
Ad III Sieć deszczowa zwymiarowana MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
Do weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej zaprojektowanej
w III wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o częstości C = 3
lata i o czasie trwania t = 90 min Profil kolektora (34 minuta) przedstawiono na rysunku
821
Rys 821 Profil kolektora w 34 minucie trwania opadu modelowego
w III wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Jak wynika z rysunku 821 praktycznie cały kolektor pracuje ze swobodnych lustrem
ściekoacutew W przypadku wszystkich kanałoacutew bocznych nadpiętrzenia do poziomu terenu
roacutewnież nie występują - brak wylewoacutew z kanałoacutew
107
Maksymalny modelowy strumień objętości przepływu (w III wariancie) na ostatnim
odcinku kolektora wynosił Qmax(III) = 695 m3s
854 WNIOSKI Z ANALIZ DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
Przeprowadzone badania miały na celu weryfikację przydatności do bezpiecznego
projektowania sieci (i obiektoacutew) kanalizacyjnych tzw metod czasu przepływu Zestawienie
wynikoacutew wymiarowania i analiz działania modelowych sieci kanalizacyjnych (dla trzech
wariantoacutew) przedstawiono w tabeli 818
Tab 818 Zestawienie wynikoacutew wymiarowania i modelowania działania przykładowych sieci
kanalizacyjnych w terenie płaskim w warunkach wrocławskich
Wariant
obliczeń
Parametry projektowe kanalizacji deszczowej Parametry modelowe
Strumień
odpływu
Qm
Objętość
sieci
VK
Wskaźnik
objętości
VKj
Rezerwa
systemu
VR
Maksymalny
wymiar
kolektora
Maksymalne
zagłębienie
kolektora
Strumień
modelowy
Qmax
Liczba
wylewoacutew
Lw
Objętość
wylewoacutew
Vw
m3s m
3 m
3ha m m ppt m
3s - m
3
I 1948 4849 239 22 K16 599 516 71 1291
II 3049 7234 357 22 K20 591 611 12 20
III 3700 9825 485 28 K22 533 695 0 0
Przeprowadzone analizy wskazały jednoznacznie że bezpieczną metodą czasu
przepływu jest MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia ze względu na
brak nadpiętrzeń do powierzchni terenu i wylewoacutew z kanalizacji
Wzoacuter Błaszczyka i ogoacutelnie MGN znacznie niedoszacowuje miarodajny do wymiarowania
sieci strumień objętości ściekoacutew deszczowych ze względu na licznie występujące
nadpiętrzenia do powierzchni terenu i wylania Proacuteba zastosowania w MGN wzoru opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia też nie przyniosła zadawalających wynikoacutew - zmalała jedynie
liczba nadpiętrzeń i objętość wylewoacutew z kanalizacji
9 PODSTAWY WYMIAROWANIA HYDRAULICZNEGO
PRZEWODOacuteW ŚCIEKOWYCH I KANAŁOacuteW
91 RODZAJE I KLASYFIKACJE PRZEPŁYWOacuteW CIECZY
W kanałach przewodach ściekowych i obiektach kanalizacyjnych wyroacuteżnić można pod
względem hydraulicznym trzy zasadniczo roacuteżniące się przepływy cieczy [2 39 64 69 72
84 189 232]
pod ciśnieniem - pełnym przekrojem przewodu ściekowego (kanału)
o swobodnej powierzchni - przy częściowym wypełnieniu kanału
o swobodnej strudze - np przez koronę przelewu
Odrębną grupę stanowią przepływy ciśnieniowe o ruchu wirowym spotykane min w
urządzeniach do dławienia energii czy regulatorach hydrodynamicznych
Gdy parametry ruchu cieczy takie jak ciśnienie prędkość przepływu i przyspieszenie
nie zmieniają się w czasie i w przestrzeni to taki ruch jest ustalony W przeciwnym
wypadku tj gdy parametry ruchu są funkcjami zaroacutewno położenia jak i czasu ruch taki jest
nieustalony
Powiązanie parametroacutew ruchu cieczy z geometrią przewodoacutew ściekowych czy kanałoacutew
ujmują układy roacutewnań roacuteżniczkowych de Saint-Venanta o roacuteżnym stopniu uproszczeń
stosowanych do ich wymiarowania (tab 91)
Tab 91 Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych
odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110 [1]
Oznaczenia do tabeli
x ndash wspoacutełrzędna drogi t ndash wspoacutełrzędna czasu Q ndash strumień objętości q ndash jednostkowy
dopływodpływ boczny (przyjmowany jako ustalony) A ndash powierzchnia przekroju poprzecznego
strumienia cieczy i ndash spadek dna J ndash spadek linii energii wywołany tarciem h ndash wysokość
napełnienia kanału względnie wysokość ciśnienia w przewodach całkowicie wypełnionych v ndash
średnia prędkość przepływu g ndash przyspieszenie ziemskie
KANALIZACJA I
109
Przy rozwiązaniu pełnego układu roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy tj roacutewnania
zachowania pędu i roacutewnania zachowania masy (ciągłości przepływu) - oznaczonego w tab
91 jako bdquo0rdquo - metoda obliczeniowa jest dokładna dla roacuteżnych stanoacutew i uwarunkowań
systemowych w wyniku powiązania strumieni przepływu i poziomoacutew cieczy z parametrami
geometrycznymi przewodoacutew a także średnią prędkością przepływu Znajduje zastosowanie
do modelowania działania systemoacutew kanalizacyjnych w czasie rzeczywistym
Układ roacutewnań oznaczony jako bdquo1rdquo ma ścisłe zastosowanie do kanałoacutewprzewodoacutew
tranzytowych - bez bocznych dopływoacutewodpływoacutew
Dalsze uproszczenia tj pominięcie pierwszego czy drugiego członu roacutewnania ruchu
(postaci bdquo1rdquo) może już prowadzić do błędoacutew obliczeniowych (postać bdquo4rdquo) Jednak błędy te
mogą mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się
Układy roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne
analitycznie - poza postacią oznaczoną w tab 91 jako bdquo7rdquo - bdquoprzepływ normalnyrdquo
Konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich rozwiązywania
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna i stała na ogoacuteł chropowatośćszorstkość ścian Przy ich
wymiarowaniu przepływy ściekoacutew są traktowane najczęściej jako ustalone i roacutewnomierne
(chwilowo niezmienne) co dla strumienia miarodajnego (maksymalnego) Qm jest jak
dotychczas podstawą doboru wymiaroacutew liniowych kanału czy przewodu
Przykładowo dla kanałoacutew częściowo wypełnionych zakłada się że rozwiązanie
roacutewnania ruchu cieczy (postaci bdquo7rdquo ndash tab 91) i = J mieści się w klasie dokładności danych
wyjściowych dotyczących głoacutewnie strumienia przepływu
92 PRZEPŁYWY PEŁNYM PRZEKROJEM PRZEWODU
921 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
Podczas przepływu cieczy newtonowskiej (ścieki - woda) w przewodach zamkniętych
powstają naprężenia styczne (opory ruchu) wywołane lepkością określane jako straty
hydrauliczne Wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh) w całkowicie wypełnionym
rurociągu o długości l i średnicy wewnętrznej d wyraża wzoacuter Darcy-Weisbacha
gR
l
gd
lh
h 242Δ
22
(93)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (tarcia) -
- średnia prędkość strumienia cieczy w przekroju poprzecznym rurociągu ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Rh - promień hydrauliczny stosunek powierzchni przekroju poprzecznego (A) strumienia
cieczy do obwodu zwilżonego (U) Rh = d4 - dla przewodoacutew o przekroju kołowym
całkowicie wypełnionych m
KANALIZACJA I
110
Dla izotermicznych (bez wymiany ciepła) przepływoacutew turbulentnych cieczy mających
znaczenie praktyczne w sieciach kanalizacyjnych (i wodociągowych) tzn przy wartościach
liczby Reynoldsa Re gt 4000 (gdzie Re = d1306middot10-6
) w literaturze naukowo-technicznej
dostępnych jest wiele wzoroacutew określających wartość wspoacutełczynnika λ - najczęściej w
odniesieniu do konkretnych materiałoacutew przewodoacutew Ich ogoacutelna postać zależy od strefy w
jakiej odbywają się przepływy wodyściekoacutew
W ruchu turbulentnym wyodrębnia się trzy takie strefy a mianowicie
strefę I - przepływoacutew w przewodach hydraulicznie gładkich gdzie λ = f1 (Re)
strefę II - przepływoacutew przejściowych λ = f2 (Re kd)
strefę III - przepływoacutew o kwadratowej zależności oporoacutew λ = f3 (kd)
Wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (λ) zaleca się obliczać z uwikłanej postaci wzoru
Colebrooka-Whitersquoa
hR
k
d
k
4713Re
512log2
713Re
512log2
1
(94)
gdzie
k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu m
Re - liczba Reynoldsa Re = dν equiv 4Rhν -
ν - wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej cieczy m2s
Wzoacuter (94) ma uniwersalny charakter obejmujący swoim zakresem wszystkie 3 strefy
przepływoacutew turbulentnych
Dla przepływoacutew w III strefie jako alternatywną do metody bazującej na wzorach Darcy-
Weisbacha (93) i Colebrooka-Whitersquoa (94) do wymiarowania przewodoacutew wodnych w tym
kanałoacutew ściekowych całkowicie wypełnionych stosowana jest metoda oparta na wzorze
Chezy-Manninga na prędkość średnią (w ms) o dogodnej postaci analitycznej
21321JR
nJRC hhM (99)
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości przewodu sm13
Rh - promień hydrauliczny m
J - jednostkowy spadek energii wywołany tarciem (J = Δhl) -
CM - wspoacutełczynnik Cheacutezy do wzoru Manninga m12
s
61
61
4
11
d
nR
nC hM (910)
KANALIZACJA I
111
Wspoacutełczynnik szorstkości (n) we wzorze Manninga zależy od stanu hydraulicznego
przewodoacutew - analogicznie jak zastępcza chropowatość (k) W normie PN-EN 752
definiowany jest jako wspoacutełczynnik Manninga K = 1n ktoacuterego wartość (w III strefie) można
uzależnić od k za pomocą wzoru
k
d
dgK
73log
324
61
(911)
922 SPRAWNOŚĆ HYDRAULICZNA PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW
Wpływ zmian chropowatości przewodu w czasie na przepływność
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu Q = A
gdzie A - pole powierzchni przekroju porzecznego przewodu kołowego o średnicy d)
przyjmie postać
2
52
8Δ Q
d
l
gh
(919)
Dzieląc obustronnie (919) przez l (długość przewodu) otrzymamy wzoacuter na jednostkowy
spadek energii
22
52
18CQQ
dgJ
(920)
gdzie
8λ(gπ2d
5) = C ndash oporność właściwa rurociągu o średnicy d (w s
2m
6)
Zmiany oporności rurociągu w czasie t lat eksploatacji (z C0 na Ct) charakteryzuje
wskaźnik względnej oporności δc
5
0
00
t
ttC
d
d
C
C
(921)
Przy niezmiennym w czasie strumieniu przepływu (Q = idem) ze wzoroacutew (920) i (921)
wynika wprost że δc = JtJ0 i po czasie t spadek linii energii Jt zwiększa się (δc gt1) względem
wyjściowego J0 (dla czasu t = 0) do wartości Jt = δc J0
Przekształcając (920) ze względu na Q otrzymamy
JMJdg
Q 252
8
1
(922)
gdzie
λndash12
(gπ28)
12d
52 = M - przepływność właściwa rurociągu o średnicy d (w m
3s) przy
czym M = C ndash12
(oraz C = 1M 2)
KANALIZACJA I
112
Zmiany przepływności rurociągu eksploatowanego przez t lat (z M0 na Mt) charakteryzuje
wskaźnik względnej przepływności ηM
25
0
21
0
0
d
d
M
M t
t
tM
(923)
Przy niezmiennym w czasie spadku linii energii (J = idem) z wzoroacutew (922) i (923) wynika
0Q
QtM (924)
stąd po czasie t lat strumień przepływu Qt zmniejsza się (ηM lt 1) względem wyjściowego Q0
(dla czasu t = 0) do wartości Qt = ηM Q0
Do ilustracji zjawiska spadku przepływności (ηM) wywołanej wzrostem chropowatości
(kt) za punkt odniesienia wybrano dwa rurociągi hydraulicznie gładkie (k0 = 0) o średnicach
d0 = 01 i 10 m i o przepływnościach właściwych M0 (w czasie t0 = 0)
Przyrosty chropowatości w czasie t eksploatacji zadawano dyskretnie z przedziału
kti 01 04 1 2 3 mm Przyjęto za wyjściową prędkość przepływu 0 = 10 ms Dla
temperatury wody 28315 K wspoacutełczynniki λ0 i λti obliczano ze wzoru Colebrooka-Whitersquoa
(94) dla k0 = 0 i kti
Wyniki obliczeń ηM(kti) naniesiono na wykres (rys 93)
Rys 93 Wpływ wzrostu chropowatości kt (w czasie t) na względną przepływność rurociągoacutew ηM
(poziom odniesienia ηM = 1 - rury hydraulicznie gładkie k0 = 0)
Przykładowo z rysunku 93 wynika że dla rurociągu o średnicy d0 = 01 m ze wzrostem
chropowatości np do kt = 10 mm jego przepływność zmniejszy się o rząd 33 (ηM = 067) w
poroacutewnaniu do k0 = 0 mm Dla rurociągu o średnicy d0 = 10 m analogiczny rezultat spadku
przepływności o 33 (ηM = 067) osiągnięty zostanie przy wzroście chropowatości do
KANALIZACJA I
113
wartości kt = 30 mm Wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu na wartość ηM uwidacznia się
jedynie w wypadku przewodoacutew o małych średnicach
Wpływ zmian średnicy przewodu w czasie na przepływność
Wpływ zmniejszenia średnicy (np wskutek znacznego odkładania się osadoacutew) na
sprawność hydrauliczną ciśnieniowych rurociągoacutew wodnych zilustrować można na podstawie
metodologii opartej na wzorze Manninga (99) - dla III strefy przepływoacutew turbulentnych (n =
idem) Wzoacuter (99) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu przyjmie postać
JMJdn
dJ
d
nQ M
2138
35
221
32
4
1
44
1 (925)
gdzie
πd83
(453
n) = MM - przepływność właściwa rurociągu (d) do wzoru Manninga (w m3s)
Względne zmiany przepływności rurociągu (MMiMM0) ujmuje jak w (923) wspoacutełczynnik
ηMM
38
0
0
0
d
d
n
n
M
M i
iM
MiMM (926)
a przy niezmiennym spadku linii energii J = idem oraz n = idem z wzoroacutew (925) i (926)
wynika
38
00
d
d
Q
Q iiMM (927)
stąd strumień przepływu Qi zmieni się względem wyjściowego Q0 do wartości Qi = ηMM Q0
Z rysunku 94 wynika min że wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu z d0 do di dla
warunkoacutew jednakowej chropowatości ścian (w III strefie przepływoacutew turbulentnych n =
idem) na spadek przepływności rurociągu ηMM = (did0)83
- wynika głoacutewnie z fizycznego
zmniejszania się pola powierzchni przekroju poprzecznego rurociągu w funkcji (did0)2 a
tylko w mniejszej części w funkcji (did0)23
- z oporoacutew ruchu
(did0)83
= (did0)2(did0)
2
Rys 94 Wpływ względnej średnicy rurociągu przy n = idem na względną przepływność ηMM
KANALIZACJA I
114
Podobnie też można interpretować wpływ zwiększenia średnicy rurociągu did0 gt 1 (np po
jego oczyszczeniu z osadoacutew) na wzrost ηMM = QiQ0
923 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CIŚNIENIOWYCH
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh w m) w
przewodach i kanałach ściekowych - całkowicie wypełnionych ma ogoacutelna postać
gR
lh
h 24Δ
2 (928)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych -
l - długość przewodu (kanału) m
Rh - promień hydrauliczny (Rh = d4) m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Uwzględniając fakt że w praktyce na wartość wspoacutełczynnika oporoacutew liniowych (λ)
wpływ mają roacutewnież straty miejscowe - na połączeniach odcinkoacutew rur na niedokładnościach
osiowego ułożenia na zmianach spadkoacutew dna (kierunkoacutew tras przewodu) czy też
niecałkowicie kołowego kształtu przekroju poprzecznego rur (zwłaszcza tworzywowych -
wynikających z technologii zabudowy) a także wynikające z efektoacutew starzenia się
przewodoacutew wodnych w czasie eksploatacji (prowadzących do spadku przepływności)
możemy zapisać
ggR
lhhh
h
ml224
Δ22
(929)
Nieliniowe straty miejscowe (Δhm w m) można rozłożyć roacutewnomiernie na długości
przewodu uzyskując tym samym zastępczą chropowatość eksploatacyjną (ke) i woacutewczas
l
Rhe
4 (930)
gdzie
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych wywołany chropowatością k wg (94) -
ξ - wspoacutełczynnik oporoacutew miejscowych wywołany zaburzeniem rozkładu prędkości -
Po uwzględnieniu (929) i (930) i przekształceniu (928) na spadek linii energii
otrzymamy
KANALIZACJA I
115
gRl
hJ
h
e24
1 2
(931)
gdzie
J - jednostkowy sumaryczny spadek energii (spadek hydrauliczny) wywołany tarciem i
oporami miejscowymi na odcinku kanału o długości l -
Przekształcając (931) ze względu na
gdJJgRe
h
e
21
81
(932)
i wykorzystując ogoacutelną postać wzoru (94) Colebrooka-Whitersquoa dla liczby Reynoldsa
Re = 4Rh ν equiv d ν zapisanego jako
h
e
eheR
k
R 47134
512log2
1
(933)
po podstawieniu (933) do (932) i dalszych przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią
prędkość przepływu (w ms)
JgRR
k
JgRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(934)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = A (gdzie A - pole powierzchni przekroju
poprzecznego przewodu m2) otrzymamy ostatecznie ogoacutelny wzoacuter analityczny na strumień
objętości przepływu (Q w m3s)
AJgRR
k
JgRRQ h
h
e
hh
8
471384
512log2
(935)
skąd dla przewodoacutewkanałoacutew o kołowym kształcie przekroju poprzecznego - o średnicy d (w
m) całkowicie wypełnionych Rh = d4
dJdd
k
dJdQ e 2
713
5670log 9576
(936)
Wg ATV-A110 do wymiarowania przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew tranzytowych
działających pod ciśnieniem (w tym tworzywowych) zaleca się przyjmować uśrednioną
wartość zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości ke = 025 mm
Podana wartość nie uwzględnia jednak strat miejscowych na armaturze kolanach i
łukach kształtkach połączeniowych wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach
kanalizacyjnych takich jak syfony rury dławiące czy reduktory ciśnienia Straty te należy
ustalać indywidualnie Wskazoacutewki znaleźć można min w pracy [2]
KANALIZACJA I
116
Wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej wody w temperaturze 10ordmC (28315 K) wynosi ν10
= 1306 10-6
m2s a dla ściekoacutew przyjmuje się odpowiednio [61]
ν10 = 133 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 100 mgdm
3
ν10 = 137 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 300 mgdm
3
ν10 = 143 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 600 mgdm
3
W celu ułatwienia i wyeliminowania ewentualnych pomyłek w obliczeniowych
inżynierskich do doboru przekroi - średnic przewodoacutew czy kanałoacutew można posługiwać się
nomogramami opracowanymi do wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla przyjętej wartości
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke
Przykładowo wykorzystując nomogramem logarytmiczny przedstawiony na rysunku
95 dotyczący sprawności hydraulicznej ciśnieniowych przewodoacutew żelbetowych o przekroju
kołowym dla k = ke = 10 mm i lepkości wody ν10 = 1306 10-6 m
2s należy dla ustalonej
wartości strumienia Q (w dm3s) i założonej prędkości przepływu ( w ms) dobierać średnicę
(d w mm) przewodu a następnie odczytać wartość spadku linii ciśnienia (J w promilach)
Rys 95 Przykładowy nomogram logarytmiczny do doboru przewodoacutew (żelbetowych) ciśnieniowych
o przekroju kołowym wg wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla k = 10 mm (ν10 = 1306 10-6 m
2s)
KANALIZACJA I
117
93 PRZEPŁYWY W KANAŁACH CZĘŚCIOWO WYPEŁNIONYCH
931 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
U podstaw obliczeń hydraulicznych służących do doboru wymiaroacutew liniowych kanałoacutew
czy przewodoacutew grawitacyjnych działających ze swobodnym zwierciadłem cieczy (tj
częściowo wypełnionych) leży założenie upraszczające iż mamy do czynienia z ruchem
ustalonym i roacutewnomiernym
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna oraz stała chropowatośćszorstkość ścian W ruchu
roacutewnomiernym (ustalonym) występuje wzajemna roacutewnoległość dna kanału (i) wysokości
zwierciadła cieczy (hn(Q)) i linii wysokości energii (J = i) a rozkłady prędkości są jednakowe
we wszystkich przekrojach poprzecznych na danym odcinku kanału ( = idem)
Wychodząc z ogoacutelnej postaci wzoru Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat
hydraulicznych po uwzględnieniu dodatkowo oporoacutew miejscowych wg (929)divide(931)
otrzymamy dla przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych częściowo wypełnionych wzoacuter na spadek
hydrauliczny
gR
il
h
h
e24
1 2
(940)
gdzie
Δh - roacuteżnica wysokości den kanału na odcinku o długości l roacutewna roacuteżnicy wysokości
wypełnień normalnych h = hn (w ruchu roacutewnomiernym) Δh = imiddotl m
i - spadek dna kanału roacutewny sumarycznemu spadkowi linii energii - wywołanej tarciem i
oporami miejscowymi (na odcinku l) -
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
Rh - promień hydrauliczny Rh = AU m
A - powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy m2
U - obwoacuted zwilżony m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Promień hydrauliczny w przypadku przewodoacutew i kanałoacutew całkowicie wypełnionych
jest miarą hydrauliczną roacuteżnych kształtoacutew przekroi poprzecznych (kołowych jajowych
dzwonowych itp) W przypadku przewodoacutew i kanałoacutew częściowo wypełnionych pełni
dodatkowo rolę miary hydraulicznej stopnia wypełnienia przekrojoacutew (np hD ndash wg rys 96)
Rys 96 Schemat hydrauliczny kanału zamkniętego
częściowo wypełnionego (AU = Rh)
KANALIZACJA I
118
Pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy w kanale o przekroju
kołowym przy częściowym - względnym wypełnieniu ηh = hD oblicza się z zależności
geometrycznych
22
2112121arccos4 D
h
D
h
D
hDAn (941)
gdzie
An ndash pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy wypełnieniu
(normalnym) h = hn m2
D - wewnętrzna średnica kanału m
Zależność pomiędzy polem powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy
częściowym wypełnieniu (An) a polem powierzchni całego przekroju poprzecznego kanału
(A) - o średnicy D ujmuje wskaźnik względnej powierzchni (ηA) postaci
D
h
D
h
A
An
A 21arccos2sin21arccos22
1
(942)
Promień hydrauliczny Rh w tym dla względnego wypełnienia przekroju hD oblicza się z
ogoacutelnej postaci wzoru
Dh
DhDhDRh
21arccos
211211
4
2
(943)
Związek pomiędzy promieniem hydraulicznym przy częściowym wypełnieniu a
promieniem hydraulicznym całego przekroju poprzecznego rur określa się z zależności
geometrycznych dla przekroju kołowego
Dh
Dh
R
R
h
hnRh
21arccos2
21arccos2sin1
(944)
gdzie
ηRh - wskaźnik względnego promienia hydraulicznego -
Rh - promień hydrauliczny przewodu o (wewnętrznej) średnicy D przy całkowitym
wypełnieniu Rh = AU = D4 m
Rhn - promień hydrauliczny strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu
(normalnym) h = hn m
Obliczanie przepływoacutew cieczy w kanałach czy przewodach ściekowych częściowo
wypełnionych zaleca się obecnie opierać na wzorze Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej (ke)
KANALIZACJA I
119
Tym samym odstępuje się od stosowania wzoru Manninga ze wspoacutełczynnikiem
szorstkości (n) jako mniej uniwersalnego właściwego jedynie dla przepływoacutew turbulentnych
w III strefie (tzw kwadratowego prawa oporoacutew)
Norma PN-EN 7522008 dopuszcza jednak stosowanie wzoru Manninga w zmienionej
postaci [1] (ze wspoacutełczynnikiem Manninga K = 1n - wg wzoru (911))
2132
6173
log32
4 iRk
D
Dg h
(945)
w ktoacuterej ogoacutelnie D = 4Rh
Przekształcając wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) - ściślej roacutewnanie (940) ze względu na
igRh
e
81
(946)
i wykorzystując wzoacuter (94) Colebrooka-Whitersquoa dla Re = 4Rhν po odpowiednich
przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią prędkość przepływu (w ms)
igRR
k
igRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(947)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = An gdzie An - pole powierzchni przekroju
poprzecznego strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (hn = h) otrzymamy postać
ogoacutelną wzoru analitycznego na strumień objętości przepływu w ruchu roacutewnomiernym
ustalonym (i = J)
nhn
hn
e
hnhn
n AigRR
k
igRRQ
8
471384
512log2
(948)
ktoacutery dla przekroju kołowego uwzględniając zapis An wg (941) przyjmie szczegoacutełową
postać (949) dla h = hn
22 211
21
21arccos8
84148
62750log2
4 D
h
D
h
D
higR
R
k
igRR
DQ hn
hn
e
hnhn
n
Stosując odmienną metodologię Manninga wzoacuter na strumień objętości przepływu w
kanale o przekroju kołowym niecałkowicie wypełnionym przyjmuje analityczną postać (h =
hn)
3
2
2
)21arccos(
)))21arccos(2sin()21arccos(22(
21arccos2sin
2
121arccos
16
1
Dh
DhDhD
D
h
D
hiD
nQn
(950)
KANALIZACJA I
120
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
i - spadek dna kanału i = J ndash w ruchu roacutewnomiernym -
h = hn ndash wypełnienie normalne (w ruchu roacutewnomiernym) m
Wspoacutełczynnik szorstkości kanału w (950) przyjmuje (w III strefie przepływoacutew) postać
161
473log
84
e
hn
hn
ek
R
Rgn (951)
gdzie ne - wspoacutełczynnik szorstkości eksploatacyjnej kanału uzależniony od zastępczej
chropowatości eksploatacyjnej ke
Wg ATV-A110 do wymiarowania grawitacyjnych przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew
działających przy częściowym wypełnieniu zaleca się przyjmować uśrednione wartości
zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości
ke = 050 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew tranzytowych ze studzienkami o kinetach do
wysokości przekroju kanału
ke = 075 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości przekroju kanału
ke = 15 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości połowy przekroju kanału
Podane wartości nie uwzględniają strat miejscowych na armaturze zmianach kierunkoacutew tras
wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach kanalizacyjnych Straty te należy ustalać dodatkowo
932 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CZĘŚCIOWO
WYPEŁNIONYCH
Posługiwanie się wzorami analitycznymi na strumień Q a zwłaszcza na Qn stwarza dużą
trudność ze względu na ich uwikłaną postać W celu ułatwienia obliczeń hydraulicznych
kanałoacutew niecałkowicie wypełnionych opracowano charakterystyki sprawności hydraulicznej
roacuteżnych przekroi kanałoacutew tj zależności na wskaźniki względnych prędkości przepływu η =
n oraz względnych strumieni objętości ηQ = QnQ
Przykładowo dla przekroju kołowego stosując metodologię opartą na wzorze
Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu pewnych uproszczeń (bowiem przy częściowym
wypełnieniu zaroacutewno jak i Q zależą roacutewnież od i oraz k) otrzymamy wg Franke [2 54]
85
h
hnn
R
R
(952)
KANALIZACJA I
121
oraz
85
h
hnnnQ
R
R
A
A
Q
Q (953)
gdzie
η - wskaźnik względnych prędkości przepływu stosunek prędkości n przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do prędkości przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
Rh - promień hydrauliczny przy całkowicie wypełnionym kanale (Rh = D4) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu - normalnym hn m
ηQ - wskaźnik względnych strumieni objętości stosunek strumienia Qn przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do strumienia Q przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
A - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu (A =
πD24) m
2
An - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy częściowym wypełnieniu - hn
(wg wzoru (941)) m2
Na rysunku 97 przedstawiono krzywe sprawności hydraulicznej η i ηQ od hD (w ) dla
kanału o przekroju kołowym o średnicy D
Rys 97 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Według metodologii opartej na wzorze Colebrooka-Whitersquoa całkowita przepustowość
kanału (100) tj przy całkowitym wypełnieniu przekroju (100) osiągana jest już przy
względnym wypełnieniu hD = 0827 - w kanałach o przekroju kołowym bądź hH = 0867 -
w kanałach jajowych czy też hH = 0807 - w kanałach dzwonowych (gdzie H oznacza
wysokość przekroju kanału proporcjonalną do jego szerokości B) wg rys 97divide99
Promień hydrauliczny osiąga woacutewczas (prawie) maksymalne wartości a warunki
przepływu odpowiadają panującym w kanałach otwartych Krzywe sprawności hydraulicznej
kanałoacutew interpretuje się więc tylko do wymienionych wyżej względnych wypełnień
UWAGA Kanały grawitacyjne należy dobierać na przepływ ze swobodnym zwierciadłem
roacutewnież ze względu na niebezpieczeństwo samoistnego bdquozapowietrzania sięrdquo strumienia i
niestabilne warunki przepływu przy całkowitych wypełnieniach (powstawać mogą woacutewczas
poduszki powietrzne na załamaniach spadkoacutew odcinkoacutew kanałoacutew)
KANALIZACJA I
122
Rys 98 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju jajowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Rys 99 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju dzwonowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Wymiarowany przekroacutej kanału powinno dobierać się tak aby teoretyczna jego
przepustowość całkowita Q (przy danym spadku dna) była zawsze większa od strumienia
obliczeniowego
Wg zasad wypracowanych w Niemczech (ATV A-118) w przypadku kanałoacutew
deszczowych bądź ogoacutelnospławnych zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli
strumień obliczeniowy przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
kanału - przy danym spadku dna (i)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
hD le 075 - w wypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych czy też
hH le 072 - w przypadku kanałoacutew dzwonowych
KANALIZACJA I
123
W praktyce inżynierskiej występują najczęściej dwa typy zadań hydraulicznych
doboacuter wymiaru - przekroju poprzecznego kanału (kołowego o średnicy D lub innego
o wysokości przekroju H) dla danego strumienia przepływu (Qn) i spadku dna (i) z
określeniem wypełnienia normalnego hn(Qn) oraz średniej prędkości przepływu
n(Qn)
obliczenie przepustowości (Q lub Qn) kanału o danym spadku dna (i)
Do wymiarowania kanałoacutew ściekowych deszczowych i ogoacutelnospławnych stosowany był
powszechnie wzoacuter Manninga (99) w ktoacuterym wspoacutełczynnik szorstkości kanału
przyjmowany jest najczęściej w stałej wartości n = 0013 m13
s (ogoacutelnie n [0010 0016]
sm13
czemu odpowiada w przybliżeniu k [025 50] mm)
W celu ułatwienia doboru przekrojoacutew kanałoacutew sporządzone zostały wykresy i
nomogramy do wzoru Manninga przedstawiające graficznie zależności pomiędzy
parametrami
konstrukcyjnymi takimi jak średnica (przekroacutej) kanału spadek dna szorstkość a
hydraulicznymi takimi jak wypełnienie prędkość i strumień przepływu
Najczęściej stosowane były dwa rodzaje pomocy graficznych a mianowicie
nomogramy drabinkowe przedstawiające zależności D Q i dla kanałoacutew
całkowicie wypełnionych ktoacutere wymagały dodatkowo posługiwania się wykresami
sprawności hydraulicznej przekrojoacutew kanałoacutew przy niecałkowitym wypełnieniu
nomogramy logarytmiczne (scalone) opracowane dla roacuteżnych przekrojoacutew kanałoacutew
niecałkowicie wypełnionych (dla n = constans)
Przykład obliczeniowy z zastosowaniem nomogramu drabinkowego i krzywych
sprawności przekroju kołowego (wg rys 910 i 911)
Należy dobrać średnicę kanału (ściekowego) dla obliczeniowego strumienia przepływu Qn =
15 dm3s i spadku dna i = 5 permil
Rys 910 Przykład nomogramu drabinkowego do doboru kanałoacutew kołowych
(oznaczono Qc equiv Q oraz Vc equiv )
KANALIZACJA I
124
Tok postępowania
1 Prowadzimy prostą (1) przechodząca przez punkty i = 5permil oraz Q = 15 dm3s (rys 910)
Dobieramy pierwszą większą (katalogową) średnicę tj D = 020 m Przez punkty D = 02 m
oraz i = 5 permil prowadzimy prostą (2) i odczytujemy strumień przepływu przy całkowitym
wypełnieniu Q = 22 dm3s oraz prędkość przy całkowitym wypełnieniu = 080 ms
2 Następnie korzystamy z krzywej sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
przedstawiającej zależność pomiędzy względnym wypełnieniem kanału (hD) a względnym
strumieniem przepływu (ηQ) - wyrażonych w (rys 911) Krzywa ta umożliwia ustalenie
wartości względnego wypełnienia przekroju kanału i względnej prędkości przepływu (dla
odczytanych z nomogramu drabinkowego parametroacutew hydraulicznych całkowicie
wypełnionego kanału tj strumienia Q i prędkości )
Rys 911 Idea korzystania z wykresu sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
(oznaczono QQC equiv QnQ oraz vvC equiv n)
Dla ustalonej z nomogramu drabinkowego (rys 910) wartości strumienia przy
całkowitym wypełnieniu Q = 22 dm3s obliczamy wartość funkcji sprawności przepływu ηQ
= 1522 = 0682 asymp 68 Następnie z krzywej sprawności (rys 911) dla ηQ = 68
odczytujemy
po lewej stronie hD = 61 = 061
po prawej stronie ηυ = 108 = 108
Stąd wypełnienie (normalne) w dobranym kanale wyniesie hn = 061∙D = 061∙02 = 012 m
a prędkość przepływu n = η middot = 108∙080 = 086 ms
Dla innych (niż kołowy) przekrojoacutew poprzecznych kanałoacutew np jajowych jajowych
podwyższonych gruszkowych czy dzwonowych korzystamy z właściwych nomogramoacutew
drabinkowych i krzywych sprawności danego przekroju kanału
Tok postępowania przy wykorzystaniu nomogramoacutew scalonych - logarytmicznych
opracowanych dla roacuteżnych (typowych) przekrojoacutew kanałoacutew przedstawiono na rysunku 912
ηQ = QQc
η = c
KANALIZACJA I
125
Rys 912 Idea korzystania z nomogramu logarytmicznego do doboru kanałoacutew kołowych
(wg wzoru Manninga)
Przykłady obliczeniowe - z zastosowaniem nomogramoacutew scalonych
1) Dla danych Qn = 20 dm3s oraz i = 40permil należy dobrać kanał o przekroju kołowym dla n
= 0013 sm13
Wychodząc od strumienia Qn = 20 dm3s (wg idei na rys 912)
po prawej stronie nomogramu - dobrano średnicę D = 025 m i odczytano
wypełnienie h = hn = 013 m a następnie
po lewej stronie nomogramu - dla D = 025 m i hn = 013 m odczytano prędkość
przepływu n = 080 ms
2) Dla danych Qn = 400 dm3s oraz i = 20permil należy dobrać kanał o przekroju jajowym dla n
= 0013 sm13
Z nomogramu scalonego podanego na rys 913 dobrano kanał J06 x 09 m i
odczytano wypełnienie h = hn = 070 m (hH = 078 lt 079 - dla 90 przepustowości Q wg
rys 98) oraz ustalono n = 12 ms (dokładny wynik obliczeń hn i n uzyskamy tylko po
zastosowaniu wzoroacutew analitycznych)
Rys 913 Przykładowy nomogram logarytmiczny do wzoru Manninga do doboru kanałoacutew
grawitacyjnych o przekroju jajowym (dla n = 0013 m13
s)
KANALIZACJA I
126
94 ZALECANE SPADKI DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
W systemach kanalizacyjnych spadek dna (i) kanałoacutew grawitacyjnych powinien zawierać
się w granicach
imin i imax (955)
- zależnie od wymiaru (średnicy D) kanału i spadku terenu
Spadek mniejszy od minimalnego (imin - dla danej średnicy) w efekcie zbyt małych
prędkości przepływu ściekoacutew prowadziłyby do odkładania się osadoacutew i w efekcie do
zamulenia kanału
Spadek większy od maksymalnego (imax - dla danej średnicy) prowadziłyby do niszczenia
kanałoacutew - wskutek erozji powodowanej głoacutewnie zawiesiną mineralną przy znacznych
prędkościach przepływu
Powszechnie w literaturze zalecana jest formuła Imhoffa na spadek minimalny (imin)
D
i1
min (956)
gdzie
imin - w promilach gdy wymiar średnicy D wyrażony jest w metrach lub
imin - w ułamku gdy D w mm
W przypadku kanałoacutew o innym przekroju niż kołowy (np jajowy dzwonowy gruszkowy)
za bdquoDrdquo do formuły (956) należy przyjmować szerokość przekroju w tzw pachach (np dla
kanału jajowego J 06x09 m - woacutewczas bdquoDrdquo = 06 m)
Według badań Suligowskiego formuła (956) może być stosowana dla względnych
wypełnień kanałoacutew większych od 30 (hD gt 03) co zostanie roacutewnież wykazane w pracy
Historycznie w wytycznych technicznych projektowania (WTP) miejskich sieci
kanalizacyjnych z 1965 roku sformułowano zasadę zachowania minimalnej prędkości (min)
przepływu ściekoacutew przy całkowitym wypełnieniu kanałoacutew jako warunku ich
bdquosamooczyszczania sięrdquo odpowiednio
w systemie kanalizacji rozdzielczej tj w kanałach bytowo-gospodarczych
przemysłowych oraz deszczowych min = 08 ms
w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej min = 10 ms
Wychodząc z powyższych założeń i stosując np wzoacuter Manninga (99) dla n = 0013
sm13
możliwie było ustalenie wartości minimalnych spadkoacutew dna kanałoacutew ze względu na
bdquosamooczyszczanierdquo podanych w tabeli 94 dla przykładowych średnic Wyższe wartości
spadkoacutew minimalnych względem obliczonych z formuły 1D wyboldowano
KANALIZACJA I
127
Tab 94 Obliczone z formuły 1D i z wzoru Manninga (dla n = 0013 sm13
i min) minimalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych ( - stosowane w praktyce)
Lp
Średnica
kanału
D
Minimalne spadki dna kanałoacutew imin
Obliczone z
formuły
1D
Obliczone z wzoru
Manninga dla prędkości
min = 08 ms min = 10 ms
- m permil permil permil 1 020 50 587 918
2 025 40 436 681
3 030 333 (30) 342 534
4 040 25 233 364
5 050 20 173 270
6 060 167 136 212
7 080 125 092 145
8 100 100 069 107
9 150 067 (05) 040 062
10 200 05 027 043
Maksymalne spadki (imax) dna kanałoacutew określano (wg WTP) w podobny sposoacuteb tj przy
całkowitym wypełnieniu prędkość przepływu ściekoacutew nie powinna przekraczać wartości
max = 30 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
betonowych i ceramicznych
max = 50 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
żelbetowych i żeliwnych
max = 70 ms - w kanałach deszczowych i ogoacutelnospławnych niezależnie od
materiału kanałoacutew jako że kanały takie przy znacznym wypełnieniu działają
okresowo w poroacutewnaniu z kanałami bytowo-gospodarczymi i przemysłowymi
W pracy IKŚ z 1983 roku zalecono ograniczenie maksymalnych prędkości przepływu
ściekoacutew niezależnie od materiałoacutew rur do
max = 30 ms - w kanałach ściekowych i ogoacutelnospławnych
max = 50 ms - w kanałach deszczowych i burzowych
co jest racjonalne ze względu na trwałość bezawaryjnego działania kanalizacji
W tabeli 95 podano obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
wartości
maksymalnych spadkoacutew dna kanałoacutew dla prędkości max ndash przy całkowitym wypełnieniu
Tabela 95 Obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
maksymalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych
Lp
Średnica
kanału
D
Maksymalne spadki dna kanałoacutew imax z wzoru
Manninga dla prędkości
max = 3 ms max = 5 ms max = 7 ms
- m permil permil permil 1 020 828 2300 4508
2 025 603 1675 3283
3 030 477 1325 2597
4 040 324 900 1764
5 050 243 675 1323
6 060 189 525 1029
7 080 135 375 735
8 100 99 275 539
9 150 56 156 306
10 200 38 106 209
KANALIZACJA I
128
Grawitacyjne przewody i kanały transportujące ścieki tj mieszaniny ciał stałych i
cieczy powinny być układane z takim spadkiem aby możliwy był zaroacutewno transport
zanieczyszczeń zawartych w ściekach w tym wleczonych przy dnie jak i rozmywanie już
odłożonych (przy mniejszych strumieniach przepływu) złogoacutew i osadoacutew
Z punktu widzenia hydromechaniki transport zanieczyszczeń można zapewnić jeżeli
opoacuter tarcia wyrażony stycznymi naprężeniami ścinającymi ( ) pomiędzy ścianką rury a
ściekami będzie większy od min
Przyjmując minimalne naprężenia ścinające w wysokości
02min Pa - dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
51min Pa - dla kanałoacutew deszczowych
przy czym iR Rhh - dla małych kątoacutew α pochylenia kanałoacutew (woacutewczas i asymp sinα) W
przypadku przekroju kołowego otrzymamy
iR
RD
h
hn 4
(957)
gdzie
- naprężenia ścinające Pa
- ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
D - średnica wewnętrzna przewodu (kanału) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu kanału (normalnym hn) m
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu kanału (Rh = D4) m
i - spadek dna ułamek
Stąd ogoacutelnie
DR
R
gi
hn
h 14 min
min
(958)
a dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych (dla 02min Pa)
DR
Ri
hn
h 1108160 3
min
(959)
i dla kanałoacutew deszczowych (dla 51min Pa)
DR
Ri
hn
h 1106120 3
min
(960)
Przykłady obliczeniowe
Dla kanału o średnicy D = 03 m z formuły (956) spadek minimalny wynosi imin = 103 =
333permil (w praktyce przyjmowany jako 3permil) Z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (959)
otrzymamy dla kanału bytowo-gospodarczego o D = 03 m dla wypełnień względnych
KANALIZACJA I
129
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00107 = 107permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000564 = 564permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000398 = 398permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000317 = 317permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000225 = 225 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
Podobnie z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (960) dla kanału deszczowego o średnicy D
= 03 m otrzymamy dla
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 000803 = 803permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000423 = 423permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000298 = 298permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000238 = 238permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000170 = 170 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
Tak wyliczane spadki (imin) spełniają kryterium hydromechaniczne samooczyszczania
się kanałoacutew ważne zwłaszcza dla małych wypełnień kanałoacutew tj dla małych strumieni
objętości
Minimalne spadki kanałoacutew są woacutewczas znacznie większe od wyliczanych z formuły
bdquo1Drdquo czy też z warunku min = 08 ms (przewyższenia dla D = 03 m wyboldowano)
Formuła imin = 1D ma więc praktyczne zastosowanie dla względnych wypełnień kanałoacutew
większych od 30
Dla względnych wypełnień kanałoacutew hD gt 03 spadki imin wg kryterium
hydromechanicznego są nieco mniejsze niż stosowane imin = 1D - dla kanałoacutew całkowicie
wypełnionych
Według badań Dąbrowskiego uwzględniając nieroacutewnomierność godzinową strumienia
ściekoacutew w wymiarowaniu kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy
przyjmować 52min Pa - dla średnic 020 i 025 m oraz 22min Pa - dla średnic 030
035 040 i 050 m Przyjmowane dotychczas naprężenia minimalne 02min Pa są
właściwe dla średnic ge 060 m
Dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych przyjmując 22min Pa otrzymamy
DR
Ri
hn
h 1108970 3
min
(961)
woacutewczas dla przykładowej średnicy D = 03 m minimalne wartości spadkoacutew wyniosą już
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00118 = 118permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000620 = 620permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000437 = 437permil
KANALIZACJA I
130
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000349 = 349permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000248 = 248 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
Na tym tle zalecone w pracy IKŚ minimalne spadki dna kanałoacutew ściekowych dla
jednostek osadniczych o liczbie mieszkańcoacutew le 1000 imin = 10permil są uzasadnione
UWAGA Przytoczone dane podkreślają wagę i znaczenie obliczeń sprawności hydraulicznej
kanałoacutew do prawidłowego funkcjonowania sieci i zarazem uzasadniają konieczność ich
wykonywania już na etapie koncepcji programowo-przestrzennej (KPP) czy też w projektach
budowlano-wykonawczych (PB i PBW)
Co jest jednak najczęściej pomijane Projektanci dobierają często bdquoświadomierdquo większe
średnice kanałoacutew dążąc za wszelką cenę do wypłycenia kanalizacji co jest błędnym i drogim
w eksploatacji rozwiązaniem
95 STOSOWANE PRZEKROJE KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Wyboacuter kształtu przekroju poprzecznego kanałoacutew zależy od
warunkoacutew hydraulicznych tj strumienia i nieroacutewnomierności przepływu ściekoacutew
(w dobie) oraz wymaganych prędkości samooczyszczania
warunkoacutew statycznych zabudowy kanału tj zagłębienia dna i przykrycia wierzchu
rury (sklepienia)
rodzaju materiału i sposobu wykorzystania kanału w tym dostosowania do
pokonania przeszkoacuted terenowych uniknięcia kolizji itp
Najczęściej stosowane są przekroje kołowe praktycznie we wszystkich systemach
kanalizacyjnych Pod względem statycznym przekroacutej ten jest właściwy zaroacutewno dla małych
jak i znacznych zagłębień kanału Łatwy w prefabrykacji w montażu i budowie ze względu
na pełną symetrię przekroju (w przypadku braku tzw stopki)
Polska norma PN-71B-02710 zalecała do stosowania pięć podstawowych kształtoacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew W Niemczech obowiązują obecnie znormalizowane kształty
i wymiary tylko dla trzech rodzajoacutew przekroi kanałoacutew (kołowego jajowego i dzwonowego)
1 Kanały kołowe o średnicach wewnętrznych d equiv D = h = b (w m) - oznaczone jako K
K 015 020 025 030 040 050 060 080 10 12 14 16 18 20 m i większe o
wielokrotności 05 m tj np K 25 30 35 40 m
Rys 914 Geometria kanałoacutew kołowych (K)
KANALIZACJA I
131
Przekroje kołowe są powszechnie stosowane w kanalizacji bytowo-gospodarczej i
przemysłowej deszczowej oraz ogoacutelnospławnej przy czym w kanalizacji ogoacutelnospławnej
najczęściej do wymiaru K le 05 m
2 Kanały jajowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h
=15b) oznaczone jako J (J 06 x 09 m 07 x 105 m 08 x 12 m 10 x 15 m 12 x 18 m)
Rys 915 Geometria kanałoacutew jajowych (J)
Przekroje jajowe były powszechnie stosowane w kanalizacji ogoacutelnospławnej (powyżej
K05 m) do wymiaru J12 x 18 m Powyżej tego wymiaru należało stosować przekroje
złożone - z kinetami na ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe (Z poroacutewnania
sprawności hydraulicznej kanału kołowego o średnicy D z jajowym o przekroju D x 15D
wynika że przy całkowitym wypełnieniu Q(J) = 161Q(K) oraz (J) = 110(K))
3 Kanały jajowe podwyższone o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x
wysokość przekroju (h =175b) oznaczone jako JP (JP 06 x 105 m 07 x 1225 m 08 x
140 m 10 x 175 m 12 x 210 m
Rys 916 Geometria kanałoacutew jajowych podwyższonych (JP)
4 Kanały gruszkowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =125b) oznaczone jako GR (GR 14 x 175 m 16 x 20 m 18 x 225 m 20 x
25 m i większe o wielokrotności 05 m)
KANALIZACJA I
132
Rys 917 Geometria kanałoacutew gruszkowych (GR)
5 Kanały dzwonowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =085b) oznaczone jako DZ (DZ 14 x 119 m 16 x 136 m 18 x 153 m 20
x 170 m i większe o wielokrotności 05 m)
Rys 918 Geometria kanałoacutew dzwonowych (DZ)
Kanały dzwonowe ze względu na małą wysokość przekroju h lt b znajdują zastosowanie
wszędzie tam gdzie nie ma wystarczającej wysokości bądź przykrycia terenem czy też przy
występujących kolizjach z istniejącym uzbrojeniem Geometria sklepienia kanałoacutew DZ - jak
kanałoacutew GR
Poza normowe - nietypowe przekroje kanałoacutew
Odstępstwa geometrii kanałoacutew od zdezaktualizowanej obecnie normy (branżowej)
budowlanej PN-71B-02710 wymagały zgody Polskiego Komitetu Normalizacji (PKN) na ich
produkcję i stosowanie Obecnie zgodnie z Ustawą z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ
U Nr 169 poz 1386) stosowanie Polskich Norm jest bdquodobrowolnerdquo (nie tworzy się też norm
branżowych - B)
Jednak pewna unifikacja geometrii kanałoacutew (nie tylko betonowych) jest nadal potrzebna
ze względoacutew praktycznych - eksploatacyjnych (napraw konserwacji czy przyszłościowej
wymiany) Przykładem może być tutaj norma PN-EN 19162005
(Odniesienie do problemoacutew prawnych jest omoacutewione w rozdziale 1 i 10 w [1])
Do budowy nowych czy modernizacji istniejących systemoacutew kanalizacyjnych
dopuszczalne jest obecnie stosowanie innych w tym nietypowych kształtoacutew i wymiaroacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew podanych dla przykładu na rysunkach 919divide924
KANALIZACJA I
133
Przekroacutej eliptyczny
Rys 919 Geometria kanałoacutew eliptycznych (h = 067b)
Przekroacutej kołowo-troacutejkątny
Rys 920 Geometria kanałoacutew kołowo-troacutejkątnych
Przekroacutej prostokątny
Rys 921 Geometria kanałoacutew prostokątnych
Przekroacutej pięciokątny (tzw bdquofuumlnfeckrdquo)
Rys 922 Geometria kanałoacutew pięciokątnych
KANALIZACJA I
134
Przekroacutej kołowy z kinetą ściekową (tzw bdquoLindleyrsquoardquo)
Rys 923 Geometria kanałoacutew kołowych z kinetą
Nietypowe w tym złożone przekroje kanałoacutew nie mają na ogoacuteł opracowanych
charakterystyk przepływu - h = f(Q) woacutewczas należy je wyznaczyć doświadczalnie lub
analitycznie opierając się na podanych już roacutewnaniach ruchu np
AQ oraz 21321 iR
nh przy UARh
Rys 924 Przykładowa charakterystyka przepływu h = f(Q) złożonego przekroju kanału
96 PRZEPEŁNIANIE SIĘ KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Przepełnianie się kanałoacutew grawitacyjnych i praca pod ciśnieniem jest problemem
eksploatacyjnym zwłaszcza w systemach kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej
podczas występowania deszczu o rzadszej powtarzalności niż częstość (C) przyjęta do
zwymiarowania kanałoacutew
Woacutewczas kanały zaczynają działać z większym niż projektowane wypełnienie (dla
strumienia Q(C)) następnie z całkowitym i w końcu pod ciśnieniem (przy Qmax)
KANALIZACJA I
135
Prowadzić to może w efekcie do wylewania się ściekoacutew z kanałoacutew w tzw punktach
krytycznych sieci tj w najniżej położonych wpustach ulicznych podwoacuterzowych czy
piwnicznych czy też studzienkach kanalizacyjnych
Spadek linii ciśnienia (J = Jmax) będzie woacutewczas większy od spadku dna kanału (ik)
Wynika to wprost z analizy postaci np wzoru Manninga (99) w połączeniu z roacutewnaniem
ciągłości ruchu
21
max
32
max 1
JRn
AQ h (962)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu m2
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu m
J - spadek linii ciśnienia (energii) -
Rys 925 Przebieg linii ciśnienia (ilcmax equiv Jmax) wzdłuż trasy kanału grawitacyjnego o spadku dna ik -
podczas działania pod ciśnieniem skreślenia oznaczają nieaktywność parametroacutew ruchu (Qn i hn)
Maksymalny spadek linii ciśnienia Jmax jest ograniczony przez punkt krytyczny -
przecięcie się linii ciśnienia z powierzchnią terenu wg rysunku 925 Wartości spadku Jmax
odpowiada maksymalny strumień przepływu Qmax zgodnie z wzorem (962) Większy
strumień deszczu niż Qmax nie zmieści się już w kanale pozostanie więc na powierzchni
terenu jako nieodebrany - rozlewając się po powierzchni i niewiele podnosząc spiętrzone w
kanale (studzience) zwierciadło ściekoacutew Stąd na podstawie (962) możemy napisać
maxmax JaQ (963)
przy czym constRn
Aa h 321 oraz idem
l
HHJ
min
max - wg rys 925
Strumień objętości ściekoacutew (Q) przy całkowitym wypełnieniu kanału o spadku dna ik
wynosi
kiaQ (964)
przy czym ik =l
H - wg rys 925 a stąd stosunek strumieni
KANALIZACJA I
136
1minminmaxmax
H
H
H
HH
ia
Ja
Q
Q
k
(965)
Oznaczając sH
Hmin otrzymamy 1max s
Q
Q a stąd 1max sQQ a więc
Qmax gt Q ponieważ 1s gt 1
Wynika stąd że strumień Qmax ograniczony jest zagłębieniem kanału Hmin - w punkcie
krytycznym (rys 925) Im większa będzie wartość Hmin tym większa jest wartość 1s i
tym większy będzie strumień Qmax
Z powyższej analizy wynika że każdy kanał (kolektor) ma w sobie pewną rezerwę
przepustowości ktoacutera jest wykorzystywana w przypadku pojawienia się większego
strumienia przepływu niż obliczeniowy - przyjęty do wymiarowania kanału Q(C) a
spowodowany deszczem o mniejszym prawdopodobieństwie wystąpienia Jednak po
przeanalizowaniu oddziaływania spiętrzonych ściekoacutew w kolektorze na warunki odbioru
ściekoacutew w kanałach bocznych (zbieraczach) powyższy wniosek nie musi odnosić się do całej
sieci
Praca kolektoroacutew kanalizacyjnych pod ciśnieniem powoduje wzrost ich przepustowości
ale jednocześnie wywołuje podtapianie kanałoacutew bocznych (zbierających roacutewnież ścieki
opadowe) mogąc przyczynić się z kolei do obniżenia ich przepustowości hydraulicznej
Na rysunku 926 przedstawiono trzy przypadki spadkoacutew linii ciśnienia w kanałach
bocznych wymuszone przez roacuteżne poziomy cieczy w kolektorze (analogia do naczyń
połączonych)
Rys 926 Trzy przypadki wpływu wysokości ciśnienia w kolektorze
na działanie kanałoacutew bocznych o spadku dna ik (b)
Analiza zjawisk 1 Przypadek - przepływ w kolektorze ze swobodnym zwierciadłem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym ilc equiv Jb = Jbmax gt ik(b) woacutewczas strumień
Qbmax gt Qb(C)
2 Przypadek - przepływ w kolektorze pod ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb = ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb = Qb(C)
3 Przypadek - przepływ w kolektorze pod znacznym ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb lt ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb lt Qb(C)
KANALIZACJA I
137
Z rysunku 926 wynika że kolektor podtopiony do poziomu w 3-cim rozważanym
przypadku wywoła spadek linii ciśnienia Jb w kanale bocznym (b) mniejszy od spadku dna
kanału bocznego ik(b) i woacutewczas strumień przepływu pod ciśnieniem Qb w tym kanale będzie
mniejszy niż jego strumień obliczeniowy Qb(C) Wystąpi więc dławienie przepływu i spadek
przepustowości kanału bocznego - brak odbioru ściekoacutew w studzience na jego początku Przy
roacuteżnicach rzędnych studzienek ścieki mogą nawet wylewać się z kolektora na powierzchnię
terenu poprzez kanał boczny
Chcąc ograniczyć niekorzystne skutki wynikające z takich przypadkoacutew sformułowano w
Polsce jako zasadę ndash już nieaktualną iż
kolektory powinny być wymiarowane na większy strumień przepływu tj na większą
wartość częstości obliczeniowej deszczu C np C = 2 lata - dla kanalizacji deszczowej
oraz C = 5 lat ndash w kanalizacji ogoacutelnospławnej (w płaskim terenie - tab 71) a
kanały boczne (zbieracze) na mniejszy strumień tj na mniejszą wartość częstości deszczu
np C = 1 rok - dla kanalizacji deszczowej oraz C = 2 lata - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
(w przypadku płaskiego terenu - tab 71)
Powyższą zasadę uzasadniano ekonomicznie otoacuteż koszt jednostkowy budowy kolektoroacutew
jest znacznie większy ale dotyczy mniejszej ich długości w sieci w poroacutewnaniu z kosztem
budowy kanałoacutew bocznych o zdecydowanie większej długości w sieci kanalizacyjnej
UWAGA Zasada ta straciła swą aktualność w świetle normy PN - EN 7522008 -
ujednolicenia częstości deszczy dla kolektora i kanałoacutew bocznych
Zasięg cofki piętrzącej (lc) w kanale o niecałkowitym wypełnieniu obliczyć można
rozwiązując roacutewnanie roacuteżniczkowe ustalonego nieroacutewnomiernego ruchu cieczy (tab 91) z
ktoacuterego wynika spadek dhdl czyli kształt zwierciadła ściekoacutew na długości (l) kanału
3
22
11
gA
bQ
Ji
Fr
Ji
dl
dh
(966)
gdzie
h - (zmienne) wypełnienie w kanale zależne od długości l (w zasięgu cofki piętrzącej
zmienia się od h = hn do h = hsp - wg rys 927) m
i - spadek dna kanału (roacutewny spadkowi zwierciadła ściekoacutew i spadkowi linii energii w
ruchu roacutewnomiernym przy wypełnieniu normalnym hn) - J(n) - (zmienny) spadek linii energii w ruchu nieroacutewnomiernym (wywołany stratami tarcia)
Fr - liczba Froudersquoa -
b - szerokość zwierciadła cieczy w kanale m
KANALIZACJA I
138
Rys 927 Schemat do obliczeń zasięgu cofki piętrzącej w kanale
Zasięg cofki piętrzącej obliczyć też można w przybliżony sposoacuteb stosując uproszczone
wzory na zasięg lc (stosowane w budownictwie wodnym - dla rzek) postaci
i
hhl nc
(967)
lub dla małych spiętrzeń (Δh) z dużym przybliżeniem
i
hlc
2 (968)
10 ZASADY PROJEKTOWANIA BUDOWY I
EKSPLOATACJI SIECI KANALIZACYJNYCH
101 UKŁADY SIECI KANALIZACYJNYCH
Topologia (układ) sieci kanalizacyjnych - kolektoroacutew i kanałoacutew bocznych zależy głoacutewnie
od
konfiguracji terenu (spadkoacutew podłużnych i poprzecznych) względem odbiornika
układu geometrycznego ciągoacutew komunikacyjnych (pieszo-jezdnych)
zabudowy terenu
Ogoacutelną i podstawową zasadą jest lokalizowanie - ze względoacutew hydraulicznych
kanałoacutew głoacutewnych (kolektoroacutew) na kierunkach najmniejszych spadkoacutew
powierzchni terenu
kanałoacutew bocznych (zbieraczy) na kierunkach największych spadkoacutew powierzchni
terenu tj w miarę prostopadle do warstwic terenu
przykanalikoacutew w miarę prostopadle do zbieraczy i kolektoroacutew
KANALIZACJA I
139
W konkretnych warunkach terenowych układ sieci kanalizacji grawitacyjnej zaroacutewno
ogoacutelnospławnej rozdzielczej czy poacutełrozdzielczej może być zrealizowany w oparciu o
poniższe schematy ideowe - ogoacutelnomiejskie (w skali całego miasta) bądź lokalne
1011 UKŁADY OGOacuteLNOMIEJSKIE
I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych
II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych
IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Ad I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 101 Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
Rys 102 Układ poprzeczny kanalizacji grawitacyjnej - z kolektorem zbiorczym
KANALIZACJA I
140
Ad III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 103 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Rys 104 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej - z kanałami odciążającymi
1012 UKŁADY LOKALNE
V Układ promienisty
VI Układ pierścieniowy
VII Układy strefowe
Ad V Układ promienisty
Rys 105 Układ promienisty kanalizacji grawitacyjnej ndash w kotlinie
KANALIZACJA I
141
Ad VI Układ pierścieniowy
Rys 106 Układ pierścieniowy kanalizacji grawitacyjnej ndash na wzgoacuterzu
Ad VII Układy strefowe
a) b)
Rys 107 Układy strefowe kanalizacji grawitacyjno-pompowej
a) z wododziałem b) w niecce terenowej
Na wyboacuter układu systemu kanalizacyjnego w danych warunkach terenowych
(ogoacutelnomiejskich bądź lokalnych) wpływ ma także wiele innych czynnikoacutew takich jak
ilość i rodzaj ściekoacutew (zwłaszcza przemysłowych)
istniejąca sieć hydrograficzna w tym wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich
zdolność do samooczyszczania się
możliwość odprowadzania ściekoacutew przez przelewy burzowe a także
gęstość zabudowy terenu i możliwości finansowe inwestora (ewentualne
etapowanie inwestycji)
KANALIZACJA I
142
102 PROJEKTOWANIE TRAS KANAŁOacuteW
1021 SYTUOWANIE KANAŁOacuteW W PLANIE
Położenie sytuacyjne osi przewodoacutew kanalizacyjnych (podobnie jak wodociągowych
ciepłowniczych gazowych itp) powinno być roacutewnoległe względem
osi ulic (krawężnikoacutew chodnikoacutew)
linii rozgraniczających zabudowy
istniejącego zbrojenia podziemnego
W szerokich ciągach komunikacyjnych (pieszo-jezdnych) ndash o szerokości przekraczającej
30 m i obustronnej zabudowie należy projektować dwa roacutewnoległe kanały bytowo-
gospodarcze Liczba i układ kanałoacutew deszczowych zależy od warunkoacutew miejscowych
Uzyskamy woacutewczas ciągi kanałoacutew o stosunkowo płytkim posadowieniu o mniejszych
średnicach i mniejszych kosztach budowy (mniej kolizji z istniejącym uzbrojeniem)
Wymagane odległości projektowanych kanałoacutew od istniejącego uzbrojenia podziemnego
i nadziemnego terenu regulowane są odpowiednimi przepisami miejscowymi (np
powiatowymi czy wojewoacutedzkimi) ustalanymi w Zespołach Uzgadniania Dokumentacji
Projektowych (ZUDP) Przykładowo we Wrocławiu minimalna odległość zewnętrznego
obrysu kanału od
krawężnika - wynosi 20 m (wg [] 12 m)
budynku mieszkalnego 50 m (wg [] 40 m)
toroacutew kolejowych 50 m (wg [] od skrajnej szyny torowiska)
autostrad 50 m
drzew krzewoacutew 10 m (wg [] 20 m)
drenażu podziemnego 20 m
przewodu ciepłowniczego 30 m (wg [] 12divide14 m w zależności od średnicy)
przewodu wodociągowego 20 m (wg [] 12divide17 m w zależności od średnicy)
kabli energetycznych i telekomunikacyjnych 20 m
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Zmiany kierunkoacutew tras kanałoacutew
Kanały nieprzełazowe - o wysokości przekroju H = D lt 10 m należy układać odcinkami
prostymi pomiędzy studzienkami rewizyjnymi (inspekcyjnymi) Każda zmiana kierunku
trasy musi odbywać się więc w studzience
Rys 108 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach H = D lt 10 m - w łukach droacuteg
KANALIZACJA I
143
Kanały przełazowe - o wysokości przekroju H = D 10 m można budować w łukach o
łagodnych krzywiznach o promieniu R przy czym Rmin ge 5b gdzie b = D - szerokość kanału
w tzw pachach oraz Rmin ge 50 m
Rys 109 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach przekroju H = D 10 m - w łukach droacuteg
Na początku i końcu łuku właściwe jest lokalizowanie studzienek rewizyjnych aby
umożliwić wejście i czyszczenie takiego odcinka (niewidoczny przelot kanału)
Łączenie kanałoacutew
Łączenie tras kanałoacutew powinno odbywać się w studzienkach tzw połączeniowych pod
kątem 90 do kierunku przepływu ściekoacutew (rys 1010)
Rys 1010 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
Gdy z układu tras łączonych kanałoacutew wychodzi kąt ostry 90 należy zastosować
dodatkową studzienkę rewizyjną - wg rys 1011
Rys 1011 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
KANALIZACJA I
144
Kanały nieprzełazowe (H lt 10 m) łączymy w studzienkach połączeniowych (o
przekroju kołowym) a kanały przełazowe (H 10 m) w komorach połączeniowych -
najczęściej o przekroju wieloboku
A) B)
Rys 1012 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew
A) nieprzełazowych - w studzienkach połączeniowych (StP) ndash studzienka kołowa
B) przełazowych - w komorach połączeniowych (KP) - wielobok foremny
1022 WYSOKOŚCIOWE SYTUOWANIE KANAŁOacuteW
Ogoacutelną zasadą jest prowadzenie - układanie kanałoacutew możliwie jak najpłycej względem
powierzchni terenu (najmniejsze koszty budowy wykopoacutew) Jednakże zagłębienie kanału
determinowane jest przez
minimalne zagłębienie kanału Zmin umożliwiające grawitacyjny dopływ ściekoacutew tzw
przykanalikami - z budynkoacutew wpustoacutew ulicznych podwoacuterzowych itp
strefę przemarzania gruntu Hz stąd wynika minimalne przykrycie kanału Hmin gt Hz
spadki i ukształtowanie terenu po trasie kanału
inne czynniki jak np kolizje z istniejącym uzbrojeniem podziemnym
Rys 1013 Przykładowy profil kanału grawitacyjnego
Rys 1014 Podział Polski na strefy głębokości przemarzania gruntu (HZ) wg PN-81B-03020
KANALIZACJA I
145
O niezbędnym przegłębieniu kanałoacutew ulicznych decydują najczęściej tzw punkty
krytyczne sieci tj najniżej zlokalizowane wpusty uliczne lub podwoacuterzowe czy też piwniczne
(z ktoacuterych najczęściej występują wylania z kanalizacji)
UWAGA Należy przy tym zwroacutecić uwagę na konieczność przestrzegania warunkoacutew
wytrzymałościowych odnośnie stosowanych rur kanalizacyjnych i warunkoacutew ich
zabudowy - wynikających z obciążeń statycznych naziomem gruntu oraz obciążeń
dynamicznych z ruchu pojazdoacutew
Minimalne zagłębienia przykanalikoacutew i kanałoacutew Zmin
Minimalne przykrycie przykanalikakanału deszczowego (Hmin gt HZ) przyjmuje się
najczęściej od 10 do 16 m w zależności od rejonu Polski - strefy przemarzania gruntu (wg
rys 1014) - z zapasem minimum 02 m
Zasadniczo przykanaliki i kanały ściekowe powinny być układane głębiej
Hmin ge Hz + (02divide04) m
Minimalne zagłębienie przykanalikakanału (Zmin) zależy od jego średnicy Dla
przykanalika ściekowego o np D = 020 m woacutewczas Zmin(02) ]02 41[ m - w zależności od
strefy przemarzania - z zapasem minimum 04 m
Gdy zagłębienie kanału na jego
trasie jest mniejsze niż Zmin woacutewczas
należy go docieplić materiałem o
małym wspoacutełczynniku przewodzenia
ciepła np keramzytem
lub nasypem ziemnym
Rys 1015 Schematy dociepleń kanałoacutew na odcinkach gdzie H lt Hmin
Nasyp ziemny może jednak stanowić przeszkodę komunikacyjną i może też utrudniać
spływ woacuted powierzchniowych czy roztopowych
KANALIZACJA I
146
Maksymalne zagłębienia kanałoacutew Zmax
Najczęściej przyjmuje się obecnie Zmax le 60 m ppt (wg WTP z 1965 r Zmax [6 8] m
ppt) Gdy Z gt Zmax stosuje się pompownie strefowe lub bdquogoacuterniczerdquo metody budowy
kanałoacutew tj tzw wiercenia bdquopoziomerdquo lub przeciski (rys 1016)
Rys 1016 Sposoby pokonywania wzniesień na trasie kanału
Obliczenia niezbędnego zagłębienia kanałoacutew ulicznych
W przeciętnych warunkach terenowych miast jako niezbędne (i zarazem minimalne)
zagłębienie kanałoacutew ulicznych przyjmuje się na ogoacuteł
Z [18 23] m ppt - w kanalizacji deszczowej
Z [23 28] m ppt - w kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej
Z [25 30] m ppt - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Takie zagłębienia kanałoacutew umożliwiają min
prawidłowe podłączenie przykanalikoacutew i kanałoacutew bocznych - zbieraczy
nie powodują na ogoacuteł kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym terenu np z
przewodami wodociągowymi Z [15 18] m ppt czy przewodami ciepłowniczymi
Z [12 15] m ppt
Szczegoacutełowo niezbędne zagłębienie kanałoacutew ustalić można na podstawie obliczeń
według poniższych schematoacutew (w zależności od rodzaju kanalizacji)
KANALIZACJA I
147
Kanalizacja ściekowa - schemat obliczeniowy
Rt Rt
Ru
Z2 Z3 Z1
l2
l3
l1
h
h = i l1 1
d p1
p1
pp = 000
i2i1
g1
Rys 1017 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ściekowego alternatywnie
wariant z 2 kanałami (o zagłębieniu Z1 i Z2) i wariant z jednym kanałem (o Z3)
Wzoacuter wyjściowy na niezbędne zagłębienie kanałoacutew
Z = g + p + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (101)
gdzie
g - zagłębienie posadzki piwnicy względem rzędnej terenu przy budynku Rt m
p - położenie przykanalika względem fundamentu (pmin = 05 m dla kamionki i 03 m dla
żeliwa) m
dp - średnica przykanalika (dp min = 015 m) m
i - spadek dna przykanalika (imin = 15permil dla dp = 015 m i imin = 10permil dla dp = 020 m)
h - wypełnienie w kanale ulicznym (najczęściej przyjmuje się h = 05d) m
Ru - rzędna osi ulicy (ewentualnie rzędna terenu nad kanałem) m npm
Rt - rzędna terenu przy budynku (ewentualnie poziom progu - pp = 000 m npm)
Kanalizacja deszczowa - schemat obliczeniowy
Z = H + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (102)
Rys 1018 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału deszczowego
KANALIZACJA I
148
Kanalizacja ogoacutelnospławna - schemat obliczeniowy Do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego stosujemy wzory (101)
lub (102)
Rys 1019 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego h - wypełnienie w
kanale (do tzw pach przekroju jajowego) Zp - zamknięcie przeciwcofkowe
1023 WYBOacuteR SPADKOacuteW DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych (ik) powinny być dostosowane do spadku terenu
(it) ale jednocześnie muszą spełniać warunek hydrauliczny ikmin le ik le ikmax - zależnie od
średnicy kanału (wg rozdziału 9 [1])
Każda zmiana spadku na trasie kanału grawitacyjnego musi rozpoczynać się i kończyć w
studzience kanalizacyjnej podobnie jak i zmiana przekroju kanału czy wysokości dna kanału
na odpływie czy też zmiana trasy kanału - dla średnic lt 10 m
I przypadek gdy minkt ii
tj gdy spadek terenu it jest mniejszy od minimalnego spadku dna kanału ik min woacutewczas na
trasie kanału występuje systematyczny wzrost wartości zagłębienia kanału od np Zmin do
Zmax
Rys 1020 Racjonalny spadek dna kanału w terenie płaskim ik = ik min
KANALIZACJA I
149
II przypadek gdy maxmin ktk iii
- kanał roacutewnoległy do terenu tj ik = it woacutewczas zagłębienie kanału na jego trasie jest
niezmienne i wynosi np Zmin
Rys 1021 Racjonalny spadek dna kanału w terenie pochyłym
zgodnym z kierunkiem przepływu ściekoacutew ik = it
III przypadek gdy maxkt ii
Rys 1022 Racjonalny spadek dna kanału w stromym terenie ik = ik max
1024 SPOSOBY POŁĄCZEŃ KANAŁOacuteW
Mamy do dyspozycji 4 sposoby połączeń kanałoacutew przy wzroście wymiaroacutew (średnic bądź
wysokości przekroju) kanałoacutew mianowicie poprzez
a) wyroacutewnanie den kanałoacutew - tanie w budowie jednak hydraulicznie nie poprawne
b) wyroacutewnanie sklepień - drogie w budowie (zagłębienie) poprawne hydraulicznie
c) wyroacutewnanie osi ndash trudne w budowie poprawne hydraulicznie
d) wyroacutewnanie zwierciadeł ściekoacutew - trudne w budowie hydraulicznie właściwe
KANALIZACJA I
150
Ad a) 0h
Rys 1023 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu den
Ad b) 12 ddh
Rys 1024 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu sklepień
Ad c) 2
12 ddh
Rys 1025 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu osi kanałoacutew
Ad d) 12 hhh 21 hhh
Rys 1026 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu zwierciadeł ściekoacutew
KANALIZACJA I
151
Przykłady sposoboacutew łączenia kanału bocznego (zbieracza) z kolektorem bądź
przykanalika z kanałem bocznym podano na schematach
Rys 1027 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju kołowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1028 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju jajowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1029 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
(widok z goacutery)
KANALIZACJA I
152
W sieciach kanalizacyjnych nie dopuszcza się do zmniejszenia przekroju kanału na jego
trasie - niezależnie od wypełnień w kanałach Przykład takiej potencjalnej możliwości -
sytuacji podano na rysunku 1030
Rys 1030 Sytuacja terenowa stwarzająca potencjalną możliwość zmniejszenia przekroju
kanału na dolnym odcinku (przyjmujemy jednak d1 = d2)
Dolny (drugi) odcinek kanału o bardzo dużym spadku dna przy danym strumieniu
objętości wymaga hydraulicznie mniejszej średnicy kanału (d2) w poroacutewnaniu do średnicy
(d1) - na goacuternym (pierwszym) odcinku kanału - o małym spadku dna przyjmujemy jednak d1
= d2 - ze względoacutew praktycznych np nie zatykania się kanałoacutew ściekowych Woacutewczas
wypełnienie kanału dolnego (h2) będzie mniejsze niż goacuternego (h1)
Przypadek odwrotny do sytuacji podanej na rys 1030 - niekorzystne hydraulicznie
połączenie kanałoacutew o roacuteżnych spadkach dna i terenu zobrazowano na rysunku 1031
Woacutewczas h2 gt h1 oraz d2 gt d1
Rys 1031 Niekorzystny przypadek połączenia kanałoacutew (d2 gt d1) - występuje
cofka piętrząca i praca goacuternego odcinka kanału pod ciśnieniem
KANALIZACJA I
153
1025 RODZAJE I DOBOacuteR STUDZIENEK KANALIZACYJNYCH
Rozstaw tzw włazowych studzienek kanalizacyjnych na kanałach nieprzełazowych - o
wysokości przekroju kanału H lt 10 m i przełazowych - do H lt 14 m nie powinien być
większy niż
50divide75 m wg zaleceń [1]
60divide80 m wg zaleceń []
Natomiast dla kanałoacutew przełazowych o H 14 m
75divide120 m wg [1]
80divide120 m wg []
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Polska norma (branżowa - budowlana) PN-B-10729 z 1999 r zalecała minimalne
średnice betonowych studzienek kanalizacyjnych jako
m01min - dla kanałoacutew o średnicach D le 03 m
m21min - dla kanałoacutew o średnicach D = 04divide06 m
m41min - dla kanałoacutew o średnicach do D = 08 m
m61min - dla kanałoacutew o średnicach powyżej D gt 08 m
Podobne zalecenia w tym zakresie wynikają też z aktualnej polskiej normy PN-EN
19172004 (zharmonizowanej z normą europejską)
Zgodnie z Ustawą z 2002 roku o normalizacji norma nie jest aktem prawnym Tak więc
unormowane wartości są jedynie wskazoacutewkami - zalecanymi jednak do stosowania
Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw nie włazowych studzienek kanalizacyjnych
(zaroacutewno rewizyjnych ndash przelotowych jak i połączeniowych) tj o małych średnicach studni
rzędu 03divide06 m wykonanych najczęściej z tworzyw sztucznych
Jednak stosowanie takich studzienek ograniczone jest zwykle do małych średnic kanałoacutew
(015divide03 m) płytko ułożonych Ze względoacutew eksploatacyjnych na terenach o luźnej
zabudowie wydaje się właściwe stosowanie woacutewczas np naprzemiennie studzienek
włazowych (jako połączeniowych) i nie włazowych (jako rewizyjnych)
Należy zwroacutecić uwagę na fakt iż betonowe studzienki kanalizacyjne jak wykazała
praktyka lepiej sprawdzają się w gruntach o zmiennym poziomie woacuted podziemnych w
warunkach występowania naprężeń dynamicznych a także w czasie zalania (podtopienia)
odwadnianego terenu Są niewrażliwe na wyparcie przez wodę ze względu na swoacutej ciężar
Przykładowe ndash klasyczne konstrukcje betonowych włazowych studzienek rewizyjnych
(tzw inspekcyjnych) i połączeniowych przedstawiono na rysunkach 1032 1033 i 1034
KANALIZACJA I
154
Rys 1032 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w jezdni (1- właz
żeliwny 2- płyta pokrywowa z pierścieniem podporowym 3 - krąg studzienny komina złazowego 4 -
krąg przejściowy 5 - krąg komory roboczej 6 - betonowa kineta ściekowa 7 - krąg fundamentowy
monolityczny 8 - fundament 9 - stopnie złazowe)
Rys 1033 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w trawniku
(1- właz żeliwny 2- płyta pokrywowa 3 i 4 - kręgi studzienne 5 - fundament 6- stopnie złazowe)
KANALIZACJA I
155
Rys 1034 Betonowa studzienka połączeniowa o głębokości gt 30 m (w przypadku lokalizacji w
jezdni niezbędne jest oparcie płyty pokrywowej z włazem na pierścieniu podporowym wg rys 1032)
Studzienki kaskadowe i komory kaskadowe służą do pokonywania roacuteżnic wysokości
przy zmianach zagłębień kanałoacutew Studzienki kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla małych
średnic kanałoacutew (mała energia kinetyczna strumienia ściekoacutew)
Przykładowo dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych należy stosować studzienki
kaskadowe z dodatkowym pionowym bądź ukośnym przewodem spadowym (o mniejszej
średnicy) na zewnątrz studzienki Roacuteżnica poziomoacutew den kanałoacutew (Hmax) przy takiej
konstrukcji studzienek kaskadowych nie powinna przekraczać 4 m (rys 1035 i 1036)
Rys 1035 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew ściekowych o d 04 m
KANALIZACJA I
156
Rys 1036 Przykład połączeniowej studzienki kaskadowej
W kanalizacji deszczowej dla małych spadoacutew (Hmax le 06 m) i średnic kanałoacutew (d le 06
m) stosowane są pionowe studzienki kaskadowe ewentualnie z obniżeniem dna - tworzącym
tzw poduszkę wodną do tłumienia energii spadającego swobodnie strumienia ściekoacutew (rys
1037)
Rys 1037 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew deszczowych
Komory kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla dużych średnicprzekroi kanałoacutew (d gt
06 m) w tym do pokonywania dużych roacuteżnic wysokości zagłębień kanałoacutew Kaskady mają
specjalnie formowaną pochylnię - kinetę spadową (rys 1038) Niszczenie (dławienie)
nadmiaru energii kinetycznej strumienia cieczy poruszającej się po pochylni odbywa się w
zagłębieniu dna komory - poniżej dna kanału odpływowego Towarzyszy temu odskok
hydrauliczny zwany odskokiem Bidonersquoa
Rys 1038 Schemat komory kaskadowej dla kanałoacutew o d gt 06 m
Niezbędne zagłębienie progu (p) w dnie komory kaskadowej po wyznaczeniu grubości
tzw poduszki wodnej oblicza się z wzoroacutew na głębokości sprzężone Następnie oblicza się
długość komory (L) z wzoru
KANALIZACJA I
157
)( ee HHHL 33032 (103)
gdzie
He - wysokość energii rozporządzalnej w goacuternym kanale He = hg + υ22g m
H - roacuteżnica rzędnych dna kanałoacutew goacuternego i dolnego (wysokość spadu) m
hg - wypełnienie normalne w goacuternym kanale m
υ - średnia prędkość przepływu w goacuternym kanale ms
Obliczenia wspoacutełrzędnych (x y) kształtu krzywizny pochylni (wg rys 1038) wykonuje
się zadając wartości y i wyliczając x z roacutewnania
HyLx 2 (104)
103 PROJEKTOWANIE SYFONOacuteW KANALIZACYJNYCH
Syfony kanalizacyjne służą do pokonywania przeszkoacuted terenowych takich jak koryta
rzeczne niecki czy kolidujące z trasą kanału podziemne obiekty pod tymi przeszkodami
Rys 1039 Przykład syfonu pod dnem rzeki (1- komora rozdzielcza na dopływie
2- przewoacuted płuczący 3 - komora połączeniowa na odpływie)
Przepływ w syfonie złożonym z jednego lub z kilku przewodoacutew odbywa się pod
ciśnieniem ze stratą energii sh - na pokonanie oporoacutew liniowych i miejscowych
Rys 1040 Schemat działania syfonu pod dnem rzeki
KANALIZACJA I
158
Ze względu na występujące wytrącanie się i odkładanie osadoacutew należy przewidzieć
możliwość płukania i czyszczenia (mechanicznego lub hydrodynamicznego) przewodoacutew
syfonowych zwłaszcza odcinkoacutew wznoszących się
Celowa jest więc budowa przed syfonami (na kierunku napływu ściekoacutew) studzienki jako
piaskownika oraz studzienki (na wylocie z syfonu) umożliwiającej płukanie i zbieranie
popłuczyn
UWAGA Ogoacutelnie stosowanie syfonoacutew kanalizacyjnych jest rozwiązaniem bardzo
kłopotliwym w eksploatacji Syfony powinny być więc projektowane tylko w wyjątkowych
przypadkach gdyż są w praktyce wysoce awaryjne - wymagają częstego czyszczenia
Prędkość przepływu ściekoacutew w przewodach syfonowych nawet przy minimalnych
przepływach powinna być większa od prędkości samooczyszczania Na ogoacuteł przyjmuje się
jako minimum [1]
09 ms w kanalizacji rozdzielczej (przy przepływach nocnych ściekoacutew pogody
bezdeszczowej - nie mniej niż 07 ms)
12 ms w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Z drugiej strony prędkość przepływu nie powinna być zbyt duża gdyż prowadzi do dużych
wartości strat hydraulicznych (Δhs) i w konsekwencji do dużych niezbędnych roacuteżnic den
kanałoacutew na wlocie i wylocie z syfonu
Minimalna średnica syfonu to 015 m Stosuje się tutaj rury żeliwne stalowe czy
żelbetowe obecnie coraz częściej roacutewnież wzmocnione tworzywa sztuczne
W kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej stosuje się najczęściej kilka przewodoacutew
syfonowych o roacuteżnych średnicach i o wlotach na roacuteżnych poziomach włączających się do
pracy kolejno w miarę zwiększania się strumienia dopływających ściekoacutew pogody
deszczowej
Rys 1041 Sytuowanie wysokościowe wlotoacutew do rur syfonowych w komorze dopływowej
(przekroje pionowe i widok z goacutery)
KANALIZACJA I
159
Obliczenia hydrauliczne syfonoacutew sprowadzają się do
doboru średnic przewodoacutew syfonowych (ds) ze względu na prędkość przepływu υs
określenia strat hydraulicznych w syfonie (Δhs) tj roacuteżnicy zwierciadeł ściekoacutew w
studzienkach 1 i 2 (lub roacuteżnicy rzędnych dna kanałoacutew dopływowego i odpływowego)
Rys 1042 Schemat do obliczeń hydraulicznych syfonu
gd
lh s
s
s
i
is2
)(2
(105)
gdzie
ξi - wspoacutełczynniki strat miejscowych na wlocie i zmianach kierunkoacutew - łuki 1 i 2
- wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych na długości odcinkoacutew l1 l2 i l3 - z wzoru Colebrooka
- Whitersquoa lub z formuły Chezy-Manninga (dla strefy oporoacutew kwadratowych)
= 8g n2 (ds4)
13 (106)
s - wspoacutełczynnik energii kinetycznej roacutewny wspoacutełczynnikowi strat wylotowych
s = 1 + 293 ndash 155 32
(107)
Rys 1043 Schemat układu roacutewnolegle działających rur syfonowych
Gdy występuje kilka rur syfonowych o roacuteżnych średnicach di - jak na rysunku 1043
woacutewczas
2QKh zs (108)
przy czym
2
1
1
i
z
K
K (109)
KANALIZACJA I
160
oraz
Ki = Kli + Kmi = Ci il + SKi ( i ) (1010)
Wielkości poszukiwane
i
s
iK
hQ
(1011)
stąd
)(42
iii dQ (1012)
gdzie
Kz - zastępczy wspoacutełczynnik oporności układu roacutewnolegle połączonych przewodoacutew
syfonowych s2m
5
Ki - wspoacutełczynnik oporności przewodu syfonowego o średnicy di
Kli - wspoacutełczynnik oporności liniowej przewodu di o długości Σ li
Kmi - wspoacutełczynnik oporności miejscowej Σ ξi przewodu di
Ci - wspoacutełczynnik oporności właściwej przewodu di (do strat liniowych) s2m
6
iii
i
i ddg
C
5
52082660
18 (1013)
SKi - wspoacutełczynnik oporności przewodu di (do strat miejscowych) s2m
5
SKi = 4
082660
id (1014)
Ogoacutelnie
2QlChl (1015)
2QSh iKm (1016)
Wartości wspoacutełczynnikoacutew C (dla wg 106) oraz SK dla przewodoacutew żeliwnych i
stalowych o średnicy d i wspoacutełczynniku szorstkości n = 0012 sm13
(k asymp 10 mm) podano w
tabeli 101
Tab 101 Wartości wspoacutełczynnikoacutew do wymiarowania przewodoacutew syfonowych dla n = 0012 sm13
Parametr Wartości wspoacutełczynnikoacutew dla średnic przewodoacutew
d [m] 010 015 020 025 030 040 050 060 080 100
[-] 00386 00337 00306 00285 00268 00243 00226 00213 00193 00179
C [s2m
-6] 3191 3671 7916 2408 09108 01964 005974 002260 0004872 0001595
SK [s2m
-5] 8266 1633 5166 2116 1020 3229 1323 06378 02018 008266
KANALIZACJA I
161
104 PROJEKTOWANIE PRZEPOMPOWNI SIECIOWYCH
1041 WYMIAROWANIE STUDNI ZBIORCZYCH POMPOWNI ŚCIEKOacuteW
W niekonwencjonalnych (ciśnieniowych) systemach kanalizacji ściekowej stosuje się
obecnie przepompownie wyposażone w pompy zatapialne instalowane w studniach
zbiorczych Klasyczne konstrukcje przepompowni (z tzw mokrą komorą czerpną i suchą
komorą pompową) stosuje się nadal w dużych grawitacyjno-pompowych systemach
kanalizacji rozdzielczej (ściekowej) czy ogoacutelnospławnej gdzie pełnią funkcję pośrednich
pompowni ściekoacutew [1]
O kosztach pompowania ściekoacutew decydują koszty inwestycyjne i eksploatacyjne Istotną
częścią kosztoacutew inwestycyjnych jest koszt wykonania studnikomory zbiorczej pompowni
ktoacutery zależy od jej niezbędnej objętości retencyjnej Natomiast w kosztach eksploatacyjnych
najistotniejszy jest koszt energii elektrycznej potrzebnej do przepompowania określonego
strumienia ściekoacutew (Q H) ktoacutery zależy przede wszystkim od sprawności dobranych pomp
Do określenia wymaganych wymiaroacutew studni zbiorczych - komoacuter czerpalnych w
przepompowniach ściekoacutew niezbędne jest obliczenie ich objętości czynnej (Vcz) ktoacutera zależy
od liczby pomp (i) strumienia dopływu ściekoacutew (Q) oraz przyjętej liczby cykli załączeń
pomp w godzinie (1Tmin)
Dopuszczalną liczbę załączeń silnika elektrycznego pompy w godzinie należy
przyjmować według zaleceń producenta pomp Jeżeli nie ma takich danych można kierować
się minimalnym czasem trwania jednego cyklu pracy pompy (Tmin) przykładowo podanych w
tabeli 102
Tab 102 Zalecane czasy minimalnych cykli pracy pomp
w zależności od mocy silnikoacutew napędowych Moc znamionowa
silnika [kW]
Czas Tmin
[min]
0 - 11 50
14 - 22 65
25 - 44 80
48 - 74 100
110 - 147 130
Dla jednej czynnej pompy maksymalna dopuszczalna liczba załączeń w godzinie
występuje wtedy gdy przez połowę cyklu pompa pracuje a przez drugą połowę jest
wyłączona [1] Wynika to z analizy wzoroacutew na cykl pracy (T) ktoacutery jest sumą czasu pracy
(ts) i czasu postoju (tp) danej pompy
inin
psQ
V
VttT
(1017)
gdzie
V ndash objętość retencyjna studni zbiorczej pompowni dm3
Qin ndash strumień objętości dopływu ściekoacutew dm3s
Q ndash strumień objętości (wydajność) pompy dm3s
KANALIZACJA I
162
Minimalną objętość czynną studni (Vcz) dla jednej pompy oszacować można z wzoru
4
min QTVcz
(1018)
Dla przepompowni z większą liczbą czynnych pomp (i gt 1) niezbędna objętość studni
zbiorczej zależy nie tylko od wydajności pracujących pomp (Q) i liczby dopuszczalnych cykli
włączeń silnika napędowego pomp (1Tmin) ale także od charakterystyki hydraulicznej sieci
kanalizacyjnej oraz od kolejności załączania i wyłączania pomp po osiągnięciu określonego
poziomu ściekoacutew w studni
Przykładowo dla czterech czynnych pomp włączenie do pracy drugiej pompy powoduje
zwiększenie wydajności pompowni o 455 trzeciej o 251 a czwartej już tylko o 148
- wg rys 1045 i tabeli 103
Rys 1045 Zmiany parametroacutew hydraulicznych przepompowni (H Q) i poszczegoacutelnych pomp
(Hi Qi) w zależności od liczby roacutewnocześnie czynnych pomp
Tab 103 Parametry przepompowni i pomp w zależności od liczby czynnych pomp
Liczba
czynnych
pomp (i)
Q Qi ΔQ Parametry pomp
m3h m
3h
Qi Hi
m3h m
1 1674 1674 - 1 1674 124
2 3076 1402 455 1 1538 157
3 4110 1034 251 1 1370 194
4 4828 718 148 1 1207 226
Objętość czynna studni zbiorczej zależy w tym przypadku od charakterystyki sieci (strat
hydraulicznych) liczby pracujących pomp i ich charakterystyki przepływu (rys 1046)
Istotny jest przy tym sam kształt charakterystyki hydraulicznej (tzw przepływność) sieci do
ktoacuterej tłoczone są ścieki [1]
Rys 1046 Parametry pracy pomp w zależności od liczby czynnych urządzeń
dla przykładowej charakterystyki hydraulicznej sieci kanalizacyjnej
KANALIZACJA I
163
1042 ZALECENIA DO DOBORU POMP
Przyjmując liczbę czynnych pomp w przepompowni należy brać pod uwagę wielkość
systemu kanalizacyjnego wartości strumieni Qmax i Qmin nachylenie charakterystyki
przepływu danej pompy H = f(Q) a także sam kształt charakterystyki strat hydraulicznych
danej sieci kanalizacyjnej
Zużycie energii elektrycznej przez pompę w ciągu roku obliczyć można z wzoru
tPE (1019)
gdzie
E ndash roczne zużycie energii elektrycznej kWh
P ndash moc pompy kW
t ndash roczny czas pracy pompy h
Moc na wale pompy wynosi
QHP
(1020)
gdzie
γ ndash ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
H ndash wysokość podnoszenia pompy m
Q ndash strumień objętości pompy m3s
η ndash sprawność całkowita pompy -
Roczne zużycie energii E jest proporcjonalne do iloczynu parametroacutew H Q i t Z uwagi
na zużycie energii kształt charakterystyki hydraulicznej sieci ma zasadnicze znaczenie
Przeanalizujmy dwie pompy mniejszą A i większą B - wspoacutełpracujące z trzema typami
charakterystyk sieci płaską (wg rys 1048a) stromą (wg rys 1048b) i bardzo stromą (wg rys
1048c) Założymy też że strumień objętości pompy (mniejszej) QA będzie roacutewny średniemu
dopływowi ściekoacutew do przepompowni Qin śr oraz roacutewny QB2
Rys 1048a-c Parametry wspoacutełpracy dwoacutech roacuteżnych pomp A i B z siecią o charakterystyce
a) płaskiej b) stromej (typowej) c) bardzo stromej
W pierwszym przypadku (wg rys 1048a) większa pompa (B) przepompuje identyczny
strumień objętości QB co pompa mniejsza (A) w czasie dwukrotnie kroacutetszym Zużycie energii
w obu przypadkach będzie jednakowe ponieważ QA = QB2 Z uwagi na koszt eksploatacji dla
sieci o płaskich charakterystykach tj z pomijalnie małymi stratami hydraulicznymi
KANALIZACJA I
164
(decyduje tylko wysokość geometryczna) nie ma znaczenia ktoacuterą pompę mniejszą czy
większą przyjmiemy w przepompowni Jeżeli chcemy uzyskać roacutewnomierny dopływ
strumienia ściekoacutew np do oczyszczalni to wskazane jest przyjęcie kilku pomp mniejszych
(licząc się z obniżoną sprawnością całkowitą układu)
W drugim przypadku (wg rys 1048b) sieci o typowej - stromej charakterystyce zużycie
energii dla pompy większej (o strumieniu QB) będzie około dwukrotnie większe niż dla
pompy mniejszej (QA) Jeżeli przyjmiemy jedną pompę B (o strumieniu QB = Qin śr) woacutewczas
należy się liczyć ze znacznym wzrostem zużycia energii (nawet do 100 ) w stosunku do
wariantu z dwoma pompami A (o QA = Qin śr)
W trzecim przypadku (wg rys 1048c) sieci o bardzo stromej charakterystyce (bardzo
wysoka wartość strat hydraulicznych) przyjmując jedną większą pompę B (o QB = Qin śr)
w stosunku do wariantu z dwoma mniejszymi pompami A (o QA = Qin śr) zużycie energii
będzie jeszcze większe (w analizowanym na rysunku 1048c przypadku wzrośnie o około 300
) W tym przypadku zaleca się dobieranie pomp o roacuteżnych wielkościach
1043 ROZMIESZCZENIE POMP ZATAPIALNYCH
Pompy w przepompowniach ściekoacutew powinny być tak rozmieszczone - w hali pomp (dla
tzw pomp suchych) lub zamocowane do dna w komorze pomp (dla pomp zatapialnych) aby
zapewnić niezawodne działanie bezpieczną obsługę i możliwe najkroacutetsze prowadzenie
rurociągoacutew w obiekcie
Dla walcowych studni zbiorczych jedno- lub dwupompowych przepompowni ściekoacutew
rozmieszczenie pomp i podstawowe wymiary komoacuter czerpalnych można przyjmować
przykładowo wg wytycznych firmy KSB podanych w [1] i przedstawionych na rys 1049
Rys 1049 Przykład zabudowy pomp KSB w studniach walcowych
KANALIZACJA I
165
Gabaryty komory pompowej powinny zapewniać ciągły ruch ściekoacutew w całej objętości
aby nie dochodziło do zagniwania zanieczyszczeń na jej dnie oraz właściwie zasilać czerpnie
poszczegoacutelnych pomp tj bez zasysania powietrza do kroacutećcoacutew ssących pomp Montaż pomp
wykonać należy wg zaleceń zawartych w DTR producenta urządzeń
W przypadku dużych pompowni ściekoacutew - o kształcie prostopadłościennym możliwe
są dwa sposoby doprowadzenia ściekoacutew do komory pompowej Mianowicie wlot ściekoacutew
może znajdować się w ścianie czołowej (rys 1050) lub bocznej (rys 1051) ndash wg katalogu
firmy FLYGT [1]
Rys 1050 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej
dla wlotu ściekoacutew usytuowanego w ścianie czołowej
a)
KANALIZACJA I
166
b)
Rys 1051 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej dla bocznego wlotu ściekoacutew
a) wlot usytuowany powyżej dna komory b) wlot usytuowany przy dnie komory
105 MATERIAŁY TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
1051 MATERIAŁY
Do budowy przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych właściwe są
tradycyjne materiały (już nowej generacji) jak np kamionka klinkier żeliwo
sferoidalne (z wewnętrzną wykładziną) beton wodoszczelny czy też bazalt o
przewidywanej żywotności technicznej rzędu 100 lat ale także
nowoczesne materiały tworzywowe jak np polimerobeton (PMB) polietylen
(PE) polichlorek winylu (PVC) utwardzony polichlorek winylu (PVC-U)
polipropylen (PP) polibutylen (PB) czy żywice poliestrowe wzmacniane włoacuteknem
szklanym (GRP) o przewidywanej żywotności co najmniej 50 lat
Materiały tworzywowe powinny być stosowane zwłaszcza w uzasadnionych sytuacjach
terenowych np na obszarach oddziaływań goacuterniczych zagrożonych osuwiskami dużego
natężenia ruchu pojazdoacutew itp Wybrane przykłady tradycyjnych wyroboacutew stosowanych do budowy nowych kanałoacutew
czy modernizacji istniejących sieci podano na rysunkach 1053divide1056 Nowoczesne wyroby
w tym z tworzyw sztucznych opisane są w łatwo dostępnych (np w internecie) katalogach
producentoacutew i dystrybutoroacutew tych wyroboacutew
KANALIZACJA I
167
Rys 1053 Tradycyjne połączenia rur kielichowych z kształtek kamionkowych
Rys 1054 Kształtki rury i elementy kamionkowe (spody i łuski do wykonania kinet ściekowych)
Rys 1055 Rury betonowe o przekroju kołowym a) bez stopki b) ze stopką c) o przekroju jajowym
(1- wpust 2- pioacutero)
KANALIZACJA I
168
Rys 1056 Przykładowe wpusty deszczowe (bez- i z osadnikiem) z rur i kształtek betonowych
żeliwnych i kamionkowych (poprawne rozwiązanie - z osadnikiem i opcjonalnie z zamknięciem
wodnym wg czwartego schematu)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji ogoacutelnospławnej muszą być wyposażone w osadnik
(o głębokości min 05 m) oraz w pełne zamknięcie wodne na odpływie ndash z
łukiemkolanem skierowanym do goacutery Przykrycie nad syfonem nie może być mniejsze
od 08 m (wg rys 1057 ndash po lewej)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji deszczowej muszą być wyposażone w osadnik oraz
opcjonalnie w częściowe zamknięcie wodne ndash z łukiemkolanem do goacutery (wg rys 1057 ndash
po prawej)
50080
51
2
Wpust uliczny
2 x łuk 45deg
DN 150
Wstawkadł min100mm
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
50080
51
2
2 x łuk 45deg
Wpust uliczny
Zamknięcie wodne częściowe
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
Zamknięcie wodne pełne
Rysunek 1
100
Po
zio
m H
2
Po
zio
m H
1
Rysunek 1a
H1H2
lt
DN 150
Rys 1057 Przykładowe rozwiązania wpustoacutew deszczowych zalecane we Wrocławiu
KANALIZACJA I
169
UWAGA W praktyce stosowanie syfonoacutew na odcinkach droacuteg z płytko posadowioną
kanalizacją deszczową jest trudne do spełnienia ze względu na brak możliwości wykonania
syfonu na przykanaliku - poniżej strefy przemarzania gruntu
1052 TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
Do złego stanu technicznego kanałoacutew przyczynia się najczęściej słaba jakość materiału
konstrukcyjnego nieprawidłowy transport jak i sam montaż Precyzja wykonania rur
uszczelnienia i rozwiązania konstrukcyjne połączeń mają zasadniczy wpływ na trwałość
eksploatacyjną przewodukanału
Przyczyny uszkodzeń kanałoacutew mogą być zaroacutewno fizyczne jak i chemiczne
Czynniki fizyczne to obciążenia zewnętrzne oraz naprężenia wewnętrzne
spowodowane wahaniami temperatury zmianami wilgotności i zmęczeniem
materiału
Czynniki chemiczne to głoacutewnie korozja i starzenie się materiału
Powodem tzw odnowy kanałoacutew jest więc najczęściej zły stan techniczny i występujące
awarie systemu
Czasem wystarczające jest wyczyszczenie kanału jednak zazwyczaj istnieje potrzeba
punktowej naprawy renowacji lub wymiany całego przewodu Przedsięwzięcia te mogą
być przeprowadzane w sposoacuteb klasyczny - w wykopie otwartym bądź też z zastosowaniem
technologii bezwykopowych
Ad 1 Naprawa kanału jest przeprowadzana gdy występują drobne pojedyncze
uszkodzenia konstrukcji Wśroacuted sposoboacutew punktowych napraw kanałoacutew rozroacuteżnić można
chemiczną stabilizację uszczelnianie połączeń wprowadzanie żywic impregnacja przewodu
czy przywracanie pierwotnego kształtu
Ad 2 Renowacja kanału jest preferowana gdy uszkodzenia są rozległe a średnica
przewodu może ulec nieznacznej redukcji Renowacje dotyczą zwykle dłuższych odcinkoacutew
przewodoacutew Ich celem jest ochrona ścian kanału uszczelnienie alboi wzmocnienie
konstrukcji Pokrywanie wnętrza warstwą izolacyjną służy oddzieleniu materiału
konstrukcyjnego od transportowanego agresywnego medium
Alternatywnie gdy stan techniczny kanału tego wymaga do wnętrza jest wprowadzany
specjalny liner (rękaw) o odpowiednio dobranych parametrach wytrzymałościowych -
grubości ścianek (związanej z redukcją średnicy istniejącego przewodu) Rękawy w Polsce
muszą posiadać aprobatę techniczną Centralnego Ośrodka Badawczo Rozwojowego Techniki
Instalacyjnej w Warszawie (COBRTI)
Przykładowo w technologii reliningu taśmowego - Spirally Wound Lining liner jest
formowany z taśmy na miejscu budowy W metodach ciasno pasowanych takich jak
Defromed Pipe Lining lub Swage amp Die Draw Lining czy w technologii rękawoacutew
utwardzanych na miejscu - Elestic Inserts linery nabierają właściwego kształtu dopiero po
KANALIZACJA I
170
umieszczeniu ich w starym przewodzie przy zastosowaniu ciepłej wody pary lub
promieniowania UV
Wkłady sztywne - Rigid Inserts nie ulegają zmianie kształtu Metody montażowe - Fitting
Methods polegają na wyściełaniu dna lub całych kanałoacutew przełazowych specjalnymi
prefabrykatami np płytami ceramicznymi odpornymi na ścieranie
Ad 3 Wymiana przewodu na nowy jest najbardziej kosztowną formą odnowy starego
przewodu - konieczna woacutewczas gdy jego konstrukcja nie jest w ogoacutele zdolna do
przenoszenia obciążeń bądźi gdy celowe jest zwiększenie wymiaru (średnicy) przewodu
Stosowane tutaj linery mają dużą wytrzymałość i są w stanie przejąć wszystkie
obciążenia dotychczas przenoszone przez stary kanał Przykładowo w metodzie Burstlining
stara rura jest rozkruszana przez specjalną głowicę prowadzącą ktoacutera roacutewnocześnie wpycha
odłamki ściany starego przewodu do otaczającego gruntu Następnie wprowadzana jest nowa
rura Ta technologia umożliwia nawet dwukrotne powiększenie średnicy
Pipe Splitting to odpowiednik Burstliningu tylko że stosowany do przewodoacutew z tworzyw
elastycznych takich jak plastik ktoacutere są cięte specjalnymi ostrzami Urządzenie używane do
Pipe Eatingu ma dodatkowo funkcję gromadzenia odłamkoacutew ścian ktoacutere są następnie
wydobywane na powierzchnię Ostatnia z wymienionych metod umożliwia wymianę wraz z
wyciągnięciem całości rury - Pipe Ejection amp Extraction
Dla każdego przypadku powinna zostać wybrana najbardziej odpowiednia metoda
odnowy kanału przykładowo wg bdquoKatalogu kryterioacutew do selekcji metod rehabilitacji rurrdquo
Niemieckiego Towarzystwa Technologii Bezwykopowych (GSTT 2000)
Częstym błędem przy wyborze metody odnowy przewodu jest kierowanie się tylko
kryterium ekonomicznym Koszt odnowy jest najczęściej proporcjonalny do jej efektu a ten
powinien być jak najlepszy Brane są tutaj pod uwagę koszty budowy (konstrukcji) i koszty
zakłoacuteceń społecznych spowodowanych pracami budowlanymi [1]
Koszty społeczne są ponoszone głoacutewnie przez mieszkańcoacutew i jeszcze jakiś czas temu nie
były w ogoacutele uwzględniane przy doborze metody odnowy Jednak coraz częstsze roboty
budowlane i ziemne a także rosnąca świadomość społeczeństwa o konsekwencjach z nimi
związanych stawiają za cel osiągnięcie jak najlepszego efektu odnowy jak najmniejszym
kosztem i w jak najkroacutetszym czasie (zgodnie z ideą zroacutewnoważonego rozwoju)
Negatywny wpływ na społeczeństwo mają zaburzenia komunikacyjne wywołują min
obniżenie aktywności ekonomicznej generowanie zanieczyszczenia i ogoacutelnie stwarzają
zagrożenie dla zdrowia ludzi i środowiska naturalnego
Koszty społeczne są największe na terenach miejskich W przypadku metod
tradycyjnych są one nieraz poroacutewnywalne do kosztoacutew konstrukcyjnych podczas gdy w
przypadku metod bezwykopowych są zazwyczaj znikome
Renowacja bądź wymiana przewodu może być więc przeprowadzana metodami
tradycyjnymi bądź bezwykopowymi Te pierwsze mają mniej zalet jednak w niektoacuterych
KANALIZACJA I
171
przypadkach np gdy kanał jest płytko zagłębiony i położony poza jezdnią są one nadal
preferowane W innych sytuacjach stosowane są coraz częściej nowoczesne i coraz tańsze
technologie bezwykopowe ktoacutere mają wiele zalet min
wykopy są całkowicie wyeliminowane lub znacznie ograniczone
zredukowana jest objętość powstających odpadoacutew
występują małe zakłoacutecenia w ruchu i aktywności ekonomicznej społeczeństwa
instalacja przebiega szybko i sprawnie
Technologie bezwykopowe zapewniają wysoką jakość wykonania przy relatywnie niskich
kosztach jednak mają też wady m in
trudności z podłączeniem istniejących przykanalikoacutew
dodatkowe koszty związane z kontrolą jakości i monitoringiem prac
brak możliwości dokładnego nadzorowania położenia linera
wysokie koszty związane z powtoacuterzeniem instalacji w wypadku komplikacji
Więcej informacji z zakresu bezwykopowych metod stosowanych przy modernizacji
systemoacutew kanalizacyjnych znaleźć można w pracach A Kuliczkowskiego w tym w
najnowszej monografii pt Technologie bezwykopowe w inżynierii środowiska
(Wydawnictwo Seidel-Przywecki Sp z oo Warszawa 2010)
106 EKSPLOATACJA SIECI KANALIZACYJNYCH
1061 WYMIAROWANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Sieci kanalizacyjne w terenach płaskich ilub o bardzo małych spadkach dna kanałoacutew
(nawet o ik lt ik min) a zwłaszcza o małych średnicach i wypełnieniach wymagają częstego
płukania w celu usunięcia zawiesin wytrącających się ze ściekoacutew i odkładających się osadoacutew
na dnie kanałoacutew
Kanały mogą być płukane
wodą wodociągową ndash ze specjalnych zbiornikoacutew (studzienek) zwanych płuczkami
ściekami ndash z innych kanałoacutew (sterowanie poprzez klapy i zastawki piętrzące)
wodą z wozoacutew asenizacyjnych (ciśnieniowo)
Płukanie kanałoacutew polega na wytworzeniu fali płuczącej poruszającej się cieczy z dużą
prędkością najczęściej υ gt 10 m tj większą niż prędkość samooczyszczania się kanałoacutew
Płuczki kanałowe mogą być umieszczone na końcoacutewkach sieci jako studzienki płuczące
(o pojemności rzędu kilku m3) lub centralnie jako zbiorniki podziemne (o objętości rzędu
kilkudziesięciu m3) Płuczki zasilane są najczęściej wodą wodociągową głoacutewnie ze
KANALIZACJA I
172
względoacutew praktycznych ndash sanitarnych Mogą być też zasilane wodą drenażową opadową
czy też ściekami
Studzienki płuczące czy zbiorniki do płukania kanałoacutew lokalizuje się najczęściej w
najwyżej położonych punktach sieci
Rys 1058 Schemat płuczki (sterowanej ręcznie)
Objętość wody V (w m3) niezbędną do przepłukania danego odcinka kanału oblicza się
ze wzoru Hansena
2
2
2
1
2 )(40
km iiLAV (1021)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego płukanego kanału m2
L - zasięg płukania (zasięg fali płuczącej) 100divide200 m
ik - spadek dna kanału permil
im - spadek miarodajny linii energii permil
2321
)( hmm Rn
i (1022)
υm - prędkość miarodajna ms
2
1
2
2
2
12 3050)ln1(
m (1023)
υ1 - prędkość początkowa (maksymalna) υ1 = 075 gh2 ms
h - wysokość ciśnienia roacutewna wysokości cieczy w płuczce m
υ2 - minimalna prędkość płukania υ2 = 08 ms
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
Płuczki zaopatrzone są często w urządzenia do automatycznego działania jak np płuczka
lewarowa czy płuczka z naczyniem wywrotnym
KANALIZACJA I
173
Rys 1059 Schemat ideowy płuczki automatycznej - lewarowej
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Podnoszący się poziom wody w zbiorniku płuczki lewarowej (przy jej napełnianiu)
wypiera powietrze w zamknięciu dzwonowym (wg rys 1059) z ktoacuterego uchodzi ono rurką
odpowietrzającą aż do momentu gdy woda zostanie zassana do syfonu przy maksymalnym
wypełnieniu zbiornika płuczki Woacutewczas woda płynie całym przekrojem syfonu gwałtownie
oproacuteżniając płuczkę Trwa to do momentu przerwania ciągłości strugi - zapowietrzenia
lewara przy minimalnym poziomie cieczy w zbiorniku W syfonie powinno pozostać
zamknięcie wodne Przelew nadmiarowy zapobiega przepełnieniu się płuczki w przypadku
awarii urządzenia
Rys 1060 Schemat ideowy płuczki automatycznej - z naczyniem wywrotnym
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Płuczka automatyczna z naczyniem wywrotnym (wg rys 1060) jest najczęściej zasilana
ciągłym dopływem wody do wywrotnego naczynia - zbiornika ktoacutery utrzymuje się w
roacutewnowadze do momentu aż środek ciężkości przemieści się poza oś naczynia Woacutewczas
następuje gwałtowny przechył i oproacuteżnienie się zbiornika z wodą po czym powraca on do
pozycji wyjściowej
KANALIZACJA I
174
Rys 1061 Przykłady płuczek automatycznych z naczyniem wywrotnym i lewarowa
1062 ROZMIESZCZANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Odcinki kanałoacutew wykonanie z przyczyn technicznych (np kolizji z istniejącym
uzbrojeniem terenu) o spadku dna ik mniejszym niż dopuszczalny hydraulicznie ikmin
wymagają częstego płukania (3divide6 razy na dobę) Efektywny zasięg fali płuczącej jest
ograniczony zwykle do 100divide200 m Dłuższe odcinki wymagają rozmieszczenia kilku płuczek
na trasie kanału gdy ik lt ikmin
Rys 1062 Schematyczne rozmieszczenie płuczek na trasie kanału
ułożonego z nieodpowiednim hydraulicznie spadkiem dna ik lt ik min
Przykłady sytuowania płuczek kanałowych w tzw punktach węzłowych sieci tj połączeń
kilku kanałoacutew sterowanych zasuwami bądź zastawkami do przemiennego płukania
określonych odcinkoacutew kanałoacutew podano na rysunkach 1063 i 1064
KANALIZACJA I
175
Rys 1063 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych pomiędzy zbieraczami (Zb)
widok i przekroacutej pionowy
Rys 1064 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych w węzłach sieci (P ndash płuczka)
1063 STOSOWANIE PŁUCZEK I KANAŁOacuteW PŁUCZĄCYCH
Kanały płuczące w komunalnych systemach kanalizacyjnych stosowane są sporadycznie
ze względu na wysokie koszty budowy i eksploatacji takich obiektoacutew
Rys 1065 Przykładowe zastosowanie kanałoacutew płuczących Kp ndash kanał płuczący
Zb ndash zbieracz P ndash płuczka (studzienka rozdzielcza z zastawkami)
KANALIZACJA I
176
Rys 1066 Schemat studzienki rozdzielczej z zastawkami na kanale płuczącym
(przekroacutej poprzeczny - do rys 1065)
Na rysunkach 1067divide1069 przedstawiono 3 przykłady rozwiązań koncepcyjnych płukania
sieci kanalizacyjnych w zależności od spadkoacutew terenu przy łącznym stosowaniu płuczek i
kanałoacutew płuczących
Rys 1067 Koncepcja płukania sieci kanalizacyjnej dwiema płuczkami z dwoma kanałami
płuczącymi - w zależności od relacji spadkoacutew terenu
Rys 1068 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej trzema płuczkami
- w zależności od relacji spadkoacutew terenu
KANALIZACJA I
177
Rys 1069 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej jedną płuczką z jednym kanałem płuczącym -
w zależności od relacji spadkoacutew terenu
107 ETAPY I ZAWARTOŚĆ TEMATYCZNA OPRACOWAŃ
PROJEKTOWYCH
Zgodnie z art 5 ust 3 Ustawy z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ U Nr 169 poz
1386) stosowanie Polskich Norm (PN) jest bdquodobrowolnerdquo podobnie też Norm Europejskich
(EN) w tym tzw zharmonizowanych PN-EN a także Norm Międzynarodowych (ISO)
Rangę prawną mają np ustawy czy rozporządzenia do ustaw
Norma nie jest już obecnie aktem prawnym Nie oznacza to jednak że nie należy je
stosować a zwłaszcza zaleceń wynikających z treści (bdquoduchardquo) norm jako źroacutedła przepisoacutew
pozaprawnych na roacutewni z np aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP)
czy publikowanymi wynikami z prac badawczych - odnośnie np metod wymiarowania
kanalizacji
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność i obowiązek starannego w tym bezpiecznego
projektowania i wykonywania obiektoacutew ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z
najnowszej dostępnej wiedzy technicznej (np BAT ndash best available techniques)
Idea ta znajduje zastosowanie min w odniesieniu do nowych metod wymiarowania
systemoacutew odwodnień terenoacutew [1] - wg zaleceń normy PN-EN 7522008 Uwzględniono przy
tym najnowsze branżowe propozycje niemieckiego Stowarzyszenia Techniki Ściekowej
(Abwassertechnische Vereinigung - ATV) oraz postulat Europejskiego Komitetu
Normalizacji (CEN) osiągnięcia w państwach członkowskich Unii Europejskiej daleko
idącego ujednolicenia poziomu wymagań co do ochrony przed wylaniem z systemoacutew
odwodnieniowych
KANALIZACJA I
178
Projektowanie nowych systemoacutew kanalizacyjnych czy modernizacja istniejących
odbywa się zwykle etapami w kolejności
Koncepcja Programowo Przestrzenna (KPP) - dawniej nazywana bdquoZałożenia
Techniczno - Ekonomicznerdquo (ZTE)
Projekt Budowlany (PB) - dawniej zwany bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash ogoacutelny
Projekt Budowlany Wykonawczy (PBW) - dawniej bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash
szczegoacutełowy
Przykładowy zakres dokumentacji technicznej dotyczącej projektu budowy czy
modernizacji bądź renowacji systemu kanalizacyjnego jednostki osadniczej (w etapach KPP
PB lub PBW) obejmuje
1 Opis uwarunkowań sytuacyjno-wysokościowych terenu i odbiornikoacutew ściekoacutew
2 Wyboacuter systemu kanalizacyjnego pod kątem wymagań ochrony środowiska
rozdzielczy - w przypadku budowy nowych sieci
poacutełrozdzielczy - w przypadku modernizacji istniejącej sieci rozdzielczej
ogoacutelnospławny - istniejący w przypadku braku możliwości przebudowy
3 Koncepcja rozplanowania sieci i obiektoacutew
kanałoacutew bocznych (zwykle na dużych spadkach terenu)
kolektoroacutew (na małych spadkach terenu)
lokalizacja obiektoacutew odciążających separatoroacutew przelewoacutew burzowych
zbiornikoacutew retencyjnych regulatoroacutew przepływu ściekoacutew pompowni itp)
lokalizacja wylotoacutew ściekoacutew deszczowych czy zmieszanych do odbiornikoacutew wraz
z urządzeniami do ich podczyszczania
lokalizacja oczyszczalni ściekoacutew wraz ze strefą ochronną
2 Bilans ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
5 Określanie powierzchni zlewni cząstkowych dopływu ściekoacutew do kanałoacutew
bytowo-gospodarczych i przemysłowych (czy ogoacutelnospławnych)
deszczowych
6 Obliczenia hydrauliczne sieci z doborem średnic spadkoacutew i zagłębień kanałoacutew
7 Wymiarowanie i projekty technologiczne obiektoacutew sieciowych (separatoroacutew
przelewoacutew burzowych zbiornikoacutew retencyjnych osadnikoacutew syfonoacutew płuczek
kanałowych pompowni oczyszczalni ściekoacutew itp) w tym projekty branżowe
8 Plan sieci kanalizacyjnej z obiektami
9 Profile kolektoroacutew i kanałoacutew z obiektami
10 Opis techniczny rozwiązań projektowych wraz z częścią kosztorysową i towarzyszącą
zgodnie z aktualnymi wymogami prawa [1]
6
Tab 13 Dopuszczalne częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających projektowanych
bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych wg DWA-A 1182006
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia
[1 raz na C lat]
Tereny wiejskie 1 na 2
Tereny mieszkaniowe 1 na 3
Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 1 na 5
Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 1 na 10
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej w Polsce napotyka na
podstawową trudność wynikającą z braku wiarygodnego modelu opadoacutew do określania
miarodajnego natężenia deszczu Dotychczas stosowany wzoacuter Błaszczyka - oparty na opadach
z przełomu XIX i XX wieku (przeszło100 lat temu) zaniża bowiem wyniki obliczeń
obecnych natężeń deszczy o rząd 40 Ponadto stosowana dotychczas w Polsce tzw metoda
granicznych natężeń (MGN) dodatkowo redukuje strumień spływu woacuted opadowych (Qm) w
stosunku do innych metod - stosowanych przykładowo w Niemczech (MWO i MZWS) - w
podobnych warunkach hydrologicznych (patrz rozdział 82 w I tomie podręcznika [1])
Roacuteżnice obliczanych strumieni Qm sięgają nawet 100 - na niekorzyść MGN Wymagała
więc pilnej modyfikacji co zostało zaproponowane w podręczniku [1] (tom I rozdz 83)
Systemy kanalizacyjne projektowane są zwykle na perspektywę minimum 50divide100 lat Z
powodu systematycznego ocieplania się klimatu w przyszłości wystąpi jeszcze więcej
ekstremalnych zjawisk opadowych prowadzących do tzw powodzi miejskich ktoacutere
powodować będą jeszcze większe niż obecnie straty gospodarcze i społeczne (fot 1divide4)
Uwzględnienie tych prognoz w perspektywie 2100 roku jest niezbędne już dzisiaj do
bezpiecznego projektowania i wymiarowania wspoacutełczesnych systemoacutew odwodnień terenoacutew
zurbanizowanych
Fot 1 Warszawa - Trasa Toruńska w dn 9062013 r (httpkontakt24tvn24pl)
7
Fot 2 Gdańsk - Wrzeszcz w dn 25062013 r (httpnaszafotografiapl)
Fot 3 Wrocław ul Legnicka w dn 27052014 r (httpwwwgazetawroclawskapl)
Fot 4 Łoacutedź ul Dąbrowskiego w dn 8092014 r (httpwwwmmlodzpl)
8
STAN PRAWNY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI w POLSCE
Zgodnie Ustawą z 12 września 2002 roku o normalizacji (Dz U Nr 169 poz 1386)
stosowanie Polskich Norm (PN) jest dobrowolne podobnie też norm europejskich (EN) w
tym zharmonizowanych (PN-EN) a także norm międzynarodowych (ISO) Rangę prawną
mają obecnie ustawy czy rozporządzenia do ustaw Ustawa z 2002 roku dostosowała więc
krajową normalizację do reguł europejskiego systemu prawnego
Dla projektantoacutew wykonawcoacutew czy eksploatatoroacutew obiektoacutew budowlanych branży
sanitarnej (i nie tylko) od lat przyzwyczajonych do obowiązkowego stosowania polskich
norm (w tym branżowych) jest to istotna zmiana Normy nie są obecnie aktami prawnymi
Oznacza to tyle że należy je traktować jako źroacutedło przepisoacutew pozaprawnych na roacutewni z
aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP) czy też publikowanymi
wynikami z najnowszych prac badawczych - np odnośnie nowych metod wymiarowania
kanalizacji - sformułowanymi w [1]
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność tym obowiązek bezpiecznego wymiarowania czy
starannego wykonywania inwestycji ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z najlepszej
dostępnej wiedzy technicznej (BAT ndash Best Available Techniques BMP ndash Best Menagment
Practices LID ndash Law Impact Development ZWT ndash Zasady Wiedzy Technicznej)
Idea ta znajduje zastosowanie w podręczniku akademickim [1] z 2015 r w odniesieniu do
nowych zasad projektowania i metod wymiarowania systemoacutew odwodnień terenoacutew ndash w
duchu zaleceń najnowszej normy PN-EN 752 z 2008 roku dostosowanej do postulatu
Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) - ujednolicenia poziomu wymagań co do
ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed wylewami z systemoacutew kanalizacyjnych w
państwach członkowskich UE
Uwzględniono przy tym min branżowe wytyczne Niemieckiego Stowarzyszenia
Gospodarki Wodnej Ściekowej i Odpadowej wg DWA-A 117 z 2006 roku oraz DWA-A 118
z 2006 roku czy też zalecenia Krajowego Urzędu ds Środowiska Bawarii wg Merkblatt Nr
433 z 2009 roku oraz Merkblatt Nr 439 z 2012 roku
Na podstawie doniesień literaturowych i badań własnych dotyczących prognozowanego
wzrostu intensywności opadoacutew w perspektywie do 2100 roku zaproponowano podjęcie już
dzisiaj odpowiednich działań zaradczych w tym zaprezentowano scenariusze opadoacutew do
modelowania przeciążeń kanałoacutew w przyszłości - zalecane już do uwzględniania w wielu
krajach europejskich - dla zachowania obecnych standardoacutew odwodnień terenoacutew (tab
11divide13) także w przyszłości
W II wydaniu podręcznika bdquoPodstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień
terenoacutewrdquo (z 2015 r) sformułowano podstawy bezpiecznego projektowania grawitacyjnych
systemoacutew (tj sieci i obiektoacutew) kanalizacyjnych w Polsce [1]
tom I dotyczy metod wymiarowania Sieci kanalizacyjnych natomiast
9
tom II ndash dotyczy Obiektoacutew specjalnych takich jak przelewy burzowe separatory
strumieni objętości zbiorniki retencyjne regulatory hydrodynamiczne czy separatory
sedymentacyjno-flotacyjne
UWAGA 1 W celu ułatwienia percepcji treści II wydania książki ndash w prezentowanych
notatkach zachowano oryginalną numerację rysunkoacutew tabel i wzoroacutew jak w [1] (Wydaw
Seidel-Przywecki Warszawa 2015) - dostępne są na
wwwandrzejkotowskipl
UWAGA 2 II wydanie książki zawiera uaktualnienie i znaczne rozszerzenie treści -
względem I wydania z 2011 r - min o
charakterystykę niekonwencjonalnych systemoacutew kanalizacyjnych
zagrożenia dla infrastruktury miast wywoływane zmianami klimatu w przyszłości
zasady kalibracji i walidacji modeli hydrodynamicznych zjawiska opad-odpływ
przykłady modelowania przeciążeń hydraulicznych w kanalizacji deszczowej
zasady projektowania i metody wymiarowania przepompowni sieciowych ściekoacutew
najnowsze wytyczne techniczne wymiarowania (WTW) systemoacutew kanalizacyjnych
bezpieczną metodę obliczania objętości użytkowej zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew
Podręcznik [1] adresowany jest do studentoacutew i pracownikoacutew naukowych wyższych
uczelni technicznych i rolniczych a także do projektantoacutew wykonawcoacutew i eksploatatoroacutew
systemoacutew usuwania ściekoacutew i zagospodarowania spływoacutew woacuted deszczowych miast i gmin
Uzupełnieniem treści prezentowanego podręcznika w zakresie budowy i eksploatacji
kanalizacji jest książka pt Kanalizacja Podstawy projektowania wykonawstwa i
eksploatacji (autorstwa Kroacutelikowska J Kroacutelikowski A Żaba T) Wyd Politechniki
Krakowskiej 2015
2 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SYSTEMOacuteW
KANALIZACYJNYCH
21 RYS HISTORYCZNY ROZWOJU KANALIZACJI
Bliski Wschoacuted Na najstarsze ślady starożytnych przewodoacutew wodnych natrafiono w Syrii
(dawniej Asyria) gdzie już ok 3500 lat pne w miejscowości Habuba Kabira nad brzegiem
Eufratu istniała rozwinięta cywilizacja Znaleziono tam ślady przewodoacutew o przekroju
10
kołowym (z rur ceramicznych łączonych na bdquobosy koniec-kielichrdquo) lub prostokątnym
(układanych z kamieni i cegieł) doprowadzających wodę pitną bądź odprowadzających wody
opadoweścieki (rys 21)
Rys 21 Historyczne sposoby budowy przewodoacutew i kanałoacutew wodnych
Historia budowy i rozwoju systemoacutew odwodnień terenoacutew (kanalizacji) sięga 3000 lat
przed narodzeniem Chrystusa Przykładowo w Babilonie stosowano już woacutewczas drenaże i
studnie chłonne do odprowadzania woacuted deszczowych z dachoacutew czy utwardzonych placoacutew i
ulic do gruntu
W Egipcie w grobowcu z ok 2700 r pne w miejscowości Saqquara przy ujściu Nilu
odkryto pierwszą bdquotoaletęrdquo ndash bdquoprzeznaczonąrdquo dla zmarłych Około roku 2500 r pne w
miastach Mezopotamii budowane były już pierwsze sieci kanałoacutew do odprowadzania ściekoacutew
z toalet domowych spłukiwanych wodą - do dołoacutew kloacznych Kanały były budowane z rur
miedzianych
Europa Początki rozwoju systemoacutew kanalizacyjnych w starożytnym Rzymie sięgają
VIII do VII wieku pne Około 610 roku pne zaczęto budować głoacutewny kanał ściekowy
zwany bdquoCloaca Maximardquo ktoacutery funkcjonuje do dzisiaj (wymiar odcinka końcowego 31541
m) Początkowo służył do odprowadzania woacuted deszczowych a poacuteźniej i ściekoacutew bytowych
Retencjonowano też wody deszczowe w zbiornikach zwanych cysternami
Powstanie nowoczesnych systemoacutew kanalizacyjnych w Europie - z oczyszczaniem
ściekoacutew włącznie wiązało się z tzw rewolucją przemysłową i burzliwym rozwojem miast w
w XIX wieku Wybuch epidemii cholery w 1831 r zdecydowanie przyspieszył ten proces
Polska Początki rozwoju kanalizacji na ziemiach polskich sięgają XIV wieku ndash Gdańsk
Krakoacutew Kamieniec Bolesławiec Reszel i inne Przykładowo na Dolnym Śląsku w
Bolesławcu od 1531 roku ścieki komunalne odprowadzane były nie do rzeki Boacutebr lecz na
łąki w celu ich rolniczego wykorzystania (naturalny nawoacutez) a jednocześnie
unieszkodliwiania (oczyszczania) System eksploatowany był do początku XX wieku
W Reszlu natomiast pozostają nadal w eksploatacji kanały bdquokrzyżackierdquo stanowiące
istotny element systemu kanalizacyjnego miasta
Pierwsze bdquokompleksowerdquo systemy kanalizacyjne na ziemiach polskich powstały w
Gdańsku (1871) we Wrocławiu (1881-90) i w Warszawie (1900 - inż Lindley) Zaczęto też
wprowadzać coraz powszechniej w większych miastach tzw klozety wodne - bdquoWCrdquo
Jak uczy historia cywilizacji powinniśmy dążyć wspoacutełcześnie do projektowania i budowy
systemoacutew kanalizacyjnych w taki sposoacuteb - stosując odpowiednie metody obliczeniowe oraz
materiały i technologie - aby mogły one sprawdzać się w działaniu za 100 i więcej lat
11
22 RODZAJE I POCHODZENIE ŚCIEKOacuteW
Ścieki definiowane jako wody zużyte odprowadzane przez kanalizację zbierane są z [1]
gospodarstw domowych (budownictwo jedno- i wielorodzinne)
obiektoacutew użyteczności publicznej i zakładoacutew usługowych (biur urzędoacutew instytucji
szkoacuteł szpitali sklepoacutew myjni pralni basenoacutew kąpielowych itp)
zakładoacutew przemysłowych i rzemieślniczych
Ścieki powstają w wyniku wykorzystania wody (wodociągowej lub z własnych ujęć) na
cele
spłukiwania fekalioacutew - w ubikacjach (WC)
higieniczne - związane z myciem się kąpielami itp
gospodarcze - związane z praniem bielizny przygotowywaniem posiłkoacutew
utrzymaniem czystości pomieszczeń itp
technologiczno-produkcyjne - związane z przetwarzaniem surowcoacutew wytwarzaniem
żywności produkcją wyroboacutew itp
Ze względu na skład fizyko-chemiczny ścieki można podzielić na
ścieki bytowo-gospodarcze nazywane też bytowymi (a w żargonie inżynierskim
bdquosanitarnymirdquo) pochodzące z gospodarstw domowych zakładoacutew usługowych i
obiektoacutew użyteczności publicznej
ścieki przemysłowe zwane też poprodukcyjnymi pochodzące z zakładoacutew
przemysłowych i rzemieślniczych
Odrębne grupy stanowią
ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z opadoacutew deszczu bądźi
topnienia śniegu czy lodu - spłukujące zanieczyszczenia z uszczelnionych powierzchni
zlewni po okresach tzw suchej pogody (pogody bezopadowej bezdeszczowej)
ścieki ogoacutelnospławne (komunalne) będące najczęściej mieszaniną ściekoacutew bytowo-
gospodarczych przemysłowych woacuted podziemnych (infiltrujących do kanałoacutew przez
nieszczelności) oraz ściekoacutew opadowych
23 KLASYFIKACJA SYSTEMOacuteW USUWANIA ŚCIEKOacuteW
Kanalizacja to zespoacuteł urządzeń - czyli system (sieci i obiekty) do zbierania i
odprowadzania ściekoacutew i woacuted opadowych z terenoacutew zurbanizowanych i przemysłowych do
oczyszczalni gdzie następuje ich unieszkodliwienie Elementy składowe systemu
kanalizacyjnego jako całości to
kanalizacja wewnętrzna (instalacje wewnętrzne) - w budynkach z przyborami
sanitarnymi (WC wanny umywalki natryski wpusty podłogowe itp)
kanalizacja zewnętrzna
12
o sieć osiedlowa lub zakładowa (komunalna prywatna wspoacutelnotowa)
o sieć zbiorcza miejska (komunalna)
o obiekty sieciowe (pompowanie zbiorniki retencyjne przelewy burzowe
separatory syfony studzienki)
o oczyszczalnie ściekoacutew
Kanalizację zewnętrzną można podzielić według następujących kryterioacutew
A Strumienia odprowadzanych ściekoacutew
o pełna - wszystkie rodzaje ściekoacutew
o częściowa - np tylko ścieki bytowo-gospodarcze
o mieszana - fragmentami pełnaczęściowa
B Zasięgu terytorialnego
lokalna - osiedlowa zakładowa wspoacutelnotowa
miejska - całe miasto
grupowa - kilka miast wsi
C Konstrukcji kanałoacutew
kryta - podziemna
otwarta - powierzchniowa (rowy koryta)
mieszana
D Sposobu przepływu ściekoacutew
grawitacyjna
ciśnieniowa (pneumatyczna lub hydrauliczna)
podciśnieniowa (proacuteżniowa)
mieszana
E Rodzaju odprowadzanych ściekoacutew
bytowo-gospodarcza (ściekowa w żargonie bdquosanitarnardquo)
przemysłowa
deszczowa
ogoacutelnospławna (wszystkie rodzaje ściekoacutew)
F Funkcjonowania systemu
ogoacutelnospławna (jednoprzewodowa)
rozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
poacutełrozdzielcza (dwu lub więcej przewodowa)
bezodpływowa (szamba i wozy asenizacyjne)
odciążona (szamba i sieć zbiorcza)
mieszana (fragmentami roacuteżna sieć)
13
Budowane obecnie systemy usuwania ściekoacutew można ogoacutelnie podzielić na (wg rys 22 i 23)
konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ściekoacutew
niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem
mieszane - fragmentami konwencjonalne i niekonwencjonalne
Rys 22 Generalny podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na przepływ ściekoacutew
Rys 23 Szczegoacutełowy podział systemoacutew kanalizacyjnych - ze względu na warunki działania
24 KANALIZACJA KONWENCJONALNA
Kanalizacja grawitacyjna tj działająca pod wpływem siły ciążenia stosowana jest
powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej Grawitacyjne systemy usuwania
ściekoacutew stają się w chwili obecnej rozwiązaniem coraz bardziej kosztownym zwłaszcza w
płaskim terenie o rozległej i luźnej zabudowie rozwijających się wciąż aglomeracji miast
Kanalizacja Konwencjonalna
(tradycyjna)
Niekonwencjonalna
(specjalna)
Mieszana
oparta na grawitacyjnym
przepływie ściekoacutew - ze swobodną
powierzchnią przy ciśnieniu
barometrycznym
oparta na wymuszonym przepływie
ściekoacutew - podciśnieniem bądź
nadciśnieniem
fragmentami kanalizacja
konwencjonalna i fragmentami
niekonwencjonalna
Kanalizacja konwencjonalna
Grawitacyjna Grawitacyjno-
pompowa
Kanalizacja niekonwencjonalna
Nadciśnieniowa
(tłoczna)
Podciśnieniowa
(proacuteżniowa)
Pneuma-
tyczna
Hydrauliczna
(pompowa)
Dwu
przewo-
dowa
Jedno
przewo-
dowa
14
Wynika to min ze znacznych kosztoacutew budowy kanałoacutew - na głębokościach
dochodzących nawet do 6divide8 m
Przykładowo dla minimalnego spadku dna kanału imin = 1permil wymagane przegłębienie
kanału wynosi 1 m na 1 km długości
Rys 24 Schemat (a) i profil (b) kanalizacji grawitacyjnej z pompownią pośrednią
(kanalizacja grawitacyjno-pompowa)
W dążeniu do zmniejszenia kosztoacutew budowy kanalizacji zaczęto już na przełomie XIX i
XX wieku stosować pośrednie pompownie ściekoacutew wyposażone początkowo w pompy
tłokowe z napędem parowym następnie gazowym (ok 1900 r) i elektrycznym (1920) ktoacutere
umożliwiły podniesienie dna kanału za pompownią do rzędnej wynikającej z możliwego -
minimalnego zagłębienia kanału (rys 24)
Pośrednie pompownie ściekoacutew nie zmniejszają jednak w zasadniczy sposoacuteb kosztoacutew
budowy systemoacutew grawitacyjno-pompowych a to głoacutewnie ze względu na fakt że same są
drogie w budowie i eksploatacji Z tych też względoacutew kanalizacja konwencjonalna należy do
najdroższych elementoacutew infrastruktury podziemnego uzbrojenia terenoacutew zurbanizowanych
(miejsko-przemysłowych)
Na terenach wiejskich o luźnej zabudowie przy kryterium gęstości zaludnienia
mniejszej od 120 mieszkańcoacutew na km sieci przyjętym w Polsce (a w Europie lt 150
mieszkańcoacutew na km) stosowane są nadal bezodpływowe zbiorniki ściekoacutew (szamba)
oproacuteżniane wozami asenizacyjnymi bądź też budowane są oczyszczalnie bdquonaturalnerdquo - z
drenażem rozsączającym ścieki do gruntu
Obecnie ciecz nadosadową z szamb proponuje się odprowadzać tzw odciążoną -
małośrednicową (do 100 mm) kanalizacją grawitacyjną do lokalnych oczyszczalni ściekoacutew
bądź też stosować kanalizację niekonwencjonalną nadciśnieniową lub podciśnieniową [1]
Układy takie wymagają jednak częstego płukania kanałoacutew w tym wodą z hydrantoacutew
pożarowych Ogoacutelnie są drogie w eksploatacji
15
25 KANALIZACJA NIEKONWENCJONALNA
Już na początku XX wieku w oparciu o nowe możliwości techniczne zaczęły pojawiać
się roacuteżnego rodzaju koncepcje konstruowania sieci kanalizacyjnych o przepływie
wymuszonym - w przewodach zamkniętych z wykorzystaniem nad- lub podciśnienia jako
czynnikoacutew do transportu ściekoacutew
Praktycznie możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej (tzw tłocznej) bądź
podciśnieniowej (tzw proacuteżniowej) zaistniała dopiero z końcem lat sześćdziesiątych dzięki
opracowaniu na zachodzie Europy i w USA konstrukcji małych i niezawodnych urządzeń do
usuwania ściekoacutew łącznie z zawartymi w nich ciałami stałymi
Urządzenia te instalowane na poszczegoacutelnych 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 układoacutew konwencjonalnych (grawitacyjnych)
Zastosowanie kanalizacji niekonwencjonalnej uzasadnione jest zwłaszcza gdy
o spadek terenu jest bliski zeru
o występuje wysoki poziom woacuted podziemnych
o są trudne warunki fundamentowe (np podłoże skaliste)
o zabudowa ma charakter pasmowy o małej gęstości zaludnienia
o odpływ ściekoacutew jest sezonowy (kempingi)
Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety
lepiej spełnia warunki sanitarne i zasady ochrony środowiska bowiem ze względu na
wymaganą szczelność przewodoacutew kanalizacyjnych wykluczona jest zaroacutewno
eksfiltracja ściekoacutew do gruntu jak i infiltracja woacuted podziemnych do kanałoacutew co
prowadzi do zmniejszenia wymiaroacutew i kosztoacutew oczyszczalni ściekoacutew
możliwe jest płytkie układanie przewodoacutew ściekowych - bdquoroacutewnoleglerdquo do powierzchni
terenu (na głębokościach poroacutewnywalnych z przewodami wodociągowymi) co
przyczynia się do znacznego skroacutecenia czasu i kosztoacutew realizacji inwestycji (poprzez
zmniejszanie objętości roboacutet ziemnych eliminację odwodnienia wykopoacutew itp)
uzyskuje się dość istotne zmniejszenie średnic kanałoacutew (przewodoacutew ściekowych)
wskutek większych prędkości przepływu (pełnym przekrojem) co przyczynia się do
zmniejszenia kosztoacutew budowy sieci
łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu
(analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej)
16
strumień ściekoacutew w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej (grawitacyjnej)
zmniejsza się nawet o 50 wskutek min braku infiltracji woacuted podziemnych oraz
woacuted deszczowych z tzw dzikich (lub błędnych) podłączeń czy też dopływających
przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek
Kanalizacja niekonwencjonalna ma roacutewnież wady w stosunku do tradycyjnego -
grawitacyjnego sposobu odprowadzania ściekoacutew mianowicie
większą zawodność działania ze względu na możliwość awarii elementoacutew
mechanicznych i elektrycznych w tym automatyki mogących prowadzić do skażenia
środowiska
konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia
energii elektrycznej
konieczność dokonywania regularnych przeglądoacutew i konserwacji urządzeń przez
wykwalifikowanych pracownikoacutew - generalnie znacznie droższa w eksploatacji
Ponadto kanalizacja niekonwencjonalna ma jak dotychczas ograniczony zasięg
działania limitowany min
wysokością ciśnienia w sieci ndash w praktyce do 04 MPa w przypadku systemu
tłocznego co ogranicza jego zastosowanie do dzielnic mieszkaniowych czy zakładoacutew
wysokością podciśnienia w sieci ndash w praktyce do 006 MPa w przypadku systemu
proacuteżniowego co ogranicza jego zasięg działania do ok 2 km wokoacuteł centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) i liczbę mieszkańcoacutew objętych systemem do ok 1500 Mk
251 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ
Częściej stosowana jest obecnie kanalizacja nadciśnieniowa zwana potocznie
ciśnieniową składa się z
wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach)
urządzeń zbiornikowo-tłocznych typu pneumatycznego bądź hydraulicznego
(pompowego)
ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodoacutew sieci zewnętrznych
pneumatycznych stacji do płukania bądź przewietrzania przewodoacutew (PSP)
oczyszczalni ściekoacutew
17
Rys 25 Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej typu pompowego (po lewej) oraz typu
pneumatycznego (po prawej) a) sytuacja terenowa b) profil podłużny
Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w konwencjonalnej
kanalizacji grawitacyjnej Elementem dodatkowym jest często osobny przewoacuted wentylacyjny
wyprowadzony ponad połać dachową służący do na- i odpowietrzania urządzenia
zbiornikowo-tłocznego
Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję miniaturowych pompowni ściekoacutew co
zgodnie z ideą kanalizacji ciśnieniowej umożliwia ich stosowanie nawet w najmniejszych
obiektach - budynkach jednorodzinnych Urządzenia te mogą być instalowane zaroacutewno w
piwnicach budynkoacutew jak i na zewnątrz bezpośrednio w gruncie z zachowaniem
odpowiedniego przykrycia gruntem (rys 25)
Produkowane obecnie zblokowane urządzenia zbiornikowo-tłoczne mają rozmaite
rozwiązania konstrukcyjne spośroacuted ktoacuterych można wyroacuteżnić dwa zasadnicze typy
pneumatyczne - oparte na zasadzie wytłaczania ściekoacutew sprężonym powietrzem z
ciśnieniowego zbiornika zamkniętego
hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową sprzęgniętą wspoacutelnym
wałem z rozdrabniarką umieszczone w zbiorniku (bezciśnieniowym)
18
Niezależnie od konstrukcji urządzenia zbiornikowo - tłoczne umieszcza się poniżej
wylotu wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych dla umożliwienia ich grawitacyjnego
napełniania się Urządzenia te pracują okresowo a czynnikiem sterującym ich działanie jest
poziom ściekoacutew w zbiorniku wyroacutewnawczym
W kanalizacji ciśnieniowej stosuje się też pompownie ściekoacutew budowane według
klasycznych schematoacutew - wyposażone w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji
odpornej na zapychanie się (wirniki odpowiedniego kształtu kraty bądź kosze na
zanieczyszczenia na dopływie) bądź też wyposażone w rozdrabniarki
Ostatnio zaleca się do stosowania tzw tłocznie ściekoacutew tj pompownie ściekoacutew
zblokowane z urządzeniami do separacji ciał stałych (dawniej znane jako pompownie sitowe)
Transport zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych typu włoacuteknistego (np tekstylia
produkty stosowane do wyroboacutew środkoacutew higieny osobistej) stwarza problemy
eksploatacyjne ndash zapychanie się wirnikoacutew pomp prowadzące do awarii W tłoczniach
ściekoacutew bytowo-gospodarczych na dopływach do zbiornikoacutew retencyjnych pomp instaluje
się osadniki wyposażone w kraty i zawory zwrotne w celu niedopuszczania do pomp
zanieczyszczeń grubych
Do zbiornikoacutew retencyjnych pomp dopływają tylko bdquopodczyszczone ściekirdquo ktoacutere są
następnie wytłaczane przez pompy a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik i płuczą go z
zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych (zwykle brak zagniwania ściekoacutew w zbiorniku
retencyjnym pompowni) Przykład tłoczni ściekoacutew podano na rys 251
Rys 251 Przykładowa tłocznia ściekoacutew (1 - pompa 2 ndash złącze 3 ndash prowadnice montażowe pompy
4 - krata 5 ndash dopływ ściekoacutew 6 - zawoacuter zwrotny kulowy 7 ndash osadnik 8 ndash kolano rewizyjne 9 ndash
przewoacuted tłoczny 10 ndash klapa zwrotna)
19
Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ściekoacutew powinny mieć odpowiednią
pojemność buforową na wypadek zaniku zasilania elektrycznego lub awarii pomp Wg ATV
A-116 pojemność ta wynosić powinna co najmniej 30 dm3 na mieszkańca i dobę
Sieć ciśnieniowych przewodoacutew ulicznych wraz z przykanalikami Sieci kanalizacyjne
systemu ciśnieniowego działają jako rozgałęźne
Stosowane są roacutewnież układy z pozoru bdquoobwodowe - pierścieniowerdquo umożliwiające
jedynie okresową zmianę kierunku przepływu ściekoacutew Układy bdquopierścieniowerdquo zwiększają
niezawodność systemu Zmiany kierunku (i prędkości) przepływu ściekoacutew odbywają się
okresowo w punktach podziałowych pierścieni poprzez zamykanie i otwieranie
odpowiednich zasuw działowych Tak więc z pozoru sieć bdquopierścieniowardquo jest tutaj nadal
siecią rozgałęźną - sterowaną
Pneumatyczne stacje płuczące (PSP) Doświadczenia wskazują na celowość instalowania
na końcoacutewkach sieci bądź w tzw węzłach newralgicznych urządzeń płuczących ndash zwykle
przedmuchujących sieć sprężonym powietrzem (kilka razy w ciągu doby głoacutewnie w
godzinach nocnych)
Przedmuchiwanie ktoacutere trwa zwykle od 5 do 10 minut poza tym że usuwa osady oraz
skraca czas przebywania ściekoacutew w sieci natlenia je i usuwa H2S i siarczki
PSP wyposażone są w sprężarki (kompresory) ze zbiornikami powietrza lub bez
Lokalizuje się je pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących
252 CHARAKTERYSTYKA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ
Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody a także minimalizacji kosztoacutew
oczyszczania ściekoacutew (np na statkach dalekomorskich stacjach kosmicznych) doprowadziły
do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej
Oddzielnym przewodem odprowadzane są ścieki fekalne z WC oraz oddzielnym
przewodem pozostałe ścieki - z wanien natryskoacutew zlewozmywakoacutew wpustoacutew
posadzkowych itp
Podstawową zasadą układu dwuprzewodowego jest więc podział ściekoacutew na
silnie zanieczyszczone ścieki fekalne (z ciałami stałymi)
mało stężone pozostałe ścieki
i oddzielne ich oczyszczanie odpowiednio do ich składu wydajnymi - oszczędnymi
technologiami
Podstawową zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody na spłukiwanie
bdquoproacuteżniowychrdquo misek ustępowych Klasyczna miska ustępowa bdquozużywardquo od 5 do 10 litroacutew
wody na jedno zadziałanie zbiornika spłuczki Miska ustępowa wyposażona w zawoacuter
oproacuteżniający - sterowany podciśnieniem zużywa tylko ok 15 litra wody i do 100 litroacutew
powietrza na zassanie zawartości miski Pozwala to na zaoszczędzenie znacznych ilości wody
(3 do 6 razy)
20
Taki układ kanalizacji jest zwłaszcza celowy do zastosowania tam gdzie stosowany jest
podwoacutejny (dwuprzewodowy) system wodociągowy rozprowadzający wodę o zroacuteżnicowanej
jakości Np woda powstała po uproszczonym oczyszczeniu ściekoacutew - poza fekalnymi
używana jest ponownie np do spłukiwania misek ustępowych
W kanalizacji komunalnej miast i wsi bardziej praktycznym sposobem odprowadzania
ściekoacutew jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys 26)
Rys 26 Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego (układ jednoprzewodowy)
Kanalizację podciśnieniową zwaną potocznie proacuteżniową tworzą następujące elementy
1 Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne (w budynkach obiektach)
2 Studzienki zbiorcze z zaworami oproacuteżniającymi
3 Podciśnieniowe przyłącza domowe i przewody sieci zewnętrznych
4 Centralna stacja proacuteżniowa (CSP)
5 Oczyszczalnia ściekoacutew
W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane ze studzienek zbiorczych z zaworami
oproacuteżniającymi do zbiornikoacutew wodno-powietrznych znajdujących się w centralnej stacji
proacuteżniowej (CSP) skąd są następnie odprowadzane (najczęściej hydraulicznie ndash pompowo)
do oczyszczalni ściekoacutew (rys 261)
Rys 261 Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej)
21
O wyborze systemu odprowadzania ściekoacutew powinna decydować każdorazowo
analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji tj łącznie kosztoacutew budowy i
eksploatacji systemu [1]
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania budowy i eksploatacji systemoacutew kanalizacji
niekonwencjonalnej podane zostaną na II stopniu studioacutew - dla specjalności ZWUŚ i ZO
3 SYSTEMY KANALIZACJI GRAWITACYJNEJ
31 KANALIZACJA OGOacuteLNOSPŁAWNA
311 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Historycznie pierwsze systemy kanalizacyjne były budowane jako ogoacutelnospławne -
obecnie istnieją w najstarszych fragmentach zabudowy miast
Wspoacutełcześnie w wyniku rozbudowy miast nowe fragmenty zabudowy kanalizowane są
najczęściej w systemie rozdzielczym głoacutewnie ze względu na możliwość osiągnięcia wyższej
efektywności oddzielnego oczyszczania ściekoacutew bytowych-gospodarczych przemysłowych i
deszczowych
Istota kanalizacji ogoacutelnospławnej to
jednoprzewodowy transport wszystkich rodzajoacutew ściekoacutew do oczyszczalni
konieczność odciążania oczyszczalni ściekoacutew przez przelewy burzowe czy zbiorniki
retencyjne w okresie trwania opadoacutew (strumień ściekoacutew jest woacutewczas nawet kilkadziesiąt
razy większy niż w okresie tzw suchej pogody)
Poniżej podano schematy funkcjonalne grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej w skali
bdquomikrordquo - pojedynczych budynkoacutew oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości (rys 31 i 32)
Rys 31 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomikrordquo(A)
Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna st - studzienka kanalizacyjna
22
Rys 32 Schemat funkcjonalny kanalizacji ogoacutelnospławnej - w skali bdquomakrordquo
Pb - przelew burzowy zbr - zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew
312 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI OGOacuteLNOSPŁAWNEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej - podczas
trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są obiekty specjalne takie jak przelewy
burzowe i zbiorniki retencyjne Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew przedstawiono
na rysunku 33
Przelew burzowy
Zbiorniki retencyjne
na boczniku
na kolektorze
odpływ awaryjny
Rys 33 Schematy ideowe sposoboacutew odciążeń kanalizacji ogoacutelnospławnej (oraz deszczowej)
23
Przelewy burzowe na kanalizacji ogoacutelnospławnej budowane są głoacutewnie w celu
zabezpieczenia oczyszczalni ściekoacutew przed przeciążeniem hydraulicznym i spadkiem
sprawności jej działania zwłaszcza części biologicznej i chemicznej podczas pogody
deszczowej
zmniejszenia wymiaroacutew kolektora - za przelewem
Zadaniem hydraulicznym przelewu burzowego jest podział strumienia dopływu Qd
ściekoacutew do obiektu na dwa strumienie
Qo - odpływu na oczyszczalnię ściekoacutew (Qo = Qd ndash Qb)
Qb - odpływu kanałem burzowym do odbiornika (Qb = Qd ndash Qo)
w ściśle określonych proporcjach
W Polsce wg RMŚ z 2006 r [1] limitowana jest wartość średniej rocznej liczby
zadziałań przelewoacutew burzowych w roku czyli zrzutoacutew ściekoacutew z przelewu do odbiornika ndash
dla miast o roacutewnoważnej liczbie mieszkańcoacutew RLM gt 100 000
Mianowicie w komunalnej kanalizacji ogoacutelnospławnej ścieki z przelewoacutew burzowych
mogą być odprowadzane do śroacutedlądowych woacuted powierzchniowych płynących lub
przybrzeżnych o ile średnia roczna liczba zrzutoacutew burzowych z przelewoacutew nie przekracza
10
W aglomeracjach miejskich o RLM lt 100 000 dopuszcza się zrzuty burzowe gdy w
chwili rozpoczęcia działania przelewu strumień objętości zmieszanych ściekoacutew jest co
najmniej czterokrotnie większy od średniego dobowego strumienia ściekoacutew w okresie
pogody bezopadowej (Qśc(pb))
Przelewy burzowe należy więc projektować na strumień graniczny - odpływu do
oczyszczalni
)( ) 1( bpścrpgro QnQQ (31)
gdzie
nrp - początkowe rozcieńczenie ściekoacutew (na podstawie RMŚ z 2006 r) nrp ge 3
Najczęściej stosowane są dwa rodzaje przelewoacutew burzowych
z jednostronną boczną krawędzią przelewową
z dwustronnymi bocznymi krawędziami przelewowymi
Każdy rodzaj przelewu może działać z dławionym (za pomocą rury dławiącej zastawki czy
regulatora wirowego) bądź niedławionym odpływem ściekoacutew (Qo) w kierunku
oczyszczalni
Schematy urządzeń do odciążania hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej za pomocą
przelewoacutew burzowych podano na rysunkach 34 35 i 36
24
Przelew boczny jednostronny
Rys 34 Schemat i przekroacutej poprzeczny jednostronnego bocznego przelewu burzowego
(z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd ndash strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Przelew boczny dwustronny
Rys 35 Schemat i przekroacutej poprzeczny dwustronnego bocznego przelewu burzowego
z niedławionym bądź dławionym strumieniem odpływu Qo do oczyszczalni Qd - strumień
dopływu do przelewu Q = Qb - strumień zrzutu burzowego do odbiornika)
Rys 36 Przekroacutej podłużny bocznego przelewu burzowego z rurą dławiącą
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania przelewoacutew burzowych na
kanalizacji ogoacutelnospławnej z przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 2 w II
tomie podręcznika [1] (- w zakresie II stopnia studioacutew - magisterskich)
Zbiorniki retencyjne pełnią podobną funkcję hydrauliczną jak przelewy burzowe
Głoacutewnym parametrem eksploatacyjnym każdego zbiornika retencyjnego jest wspoacutełczynnik
redukcji strumieni ściekoacutew β
= QoQd (32)
gdzie
Qo - strumień objętości (natężenie przepływu) ściekoacutew odpływających ze zbiornika
Qd - strumień objętości ściekoacutew dopływających do zbiornika
25
Zbiorniki retencyjne buduje się je najczęściej na kanalizacji ogoacutelnospławnej i deszczowej
do przetrzymywania - retencjonowania ściekoacutew jako (rys 37)
otwarte - terenowe (w zagłębieniach naturalnych lub sztucznych) bądź jako
kryte - podziemne (tradycyjnie żelbetowe lub obecnie też z tworzyw sztucznych w
tym tzw bdquorurowerdquo zbudowane z odcinkoacutew rurociągoacutewkanałoacutew o dużych średnicach
oraz bdquoskrzynkowerdquo otoczone geowłoacutekniną)
A) B)
Rys 37 Rodzaje kanalizacyjnych zbiornikoacutew retencyjnych
A) zbiornik terenowy (otwarty) B) zbiornik podziemny (kryty)
Schematy przykładowych konstrukcji zbiornikoacutew retencyjnych do odciążania
hydraulicznego kanalizacji ogoacutelnospławnej podano na rysunkach 38 i 39
Rys 38 Schemat zbiornika krytego na boczniku
(widok z goacutery i przekroacutej podłużny)
Na kanalizacji ogoacutelnospławnej nie dopuszcza się zasadniczo do podtopienia kanału
dopływowego przed przelewem min ze względu na możliwość odkładania się osadoacutew Stąd
konieczność stosowania wewnątrz krytych zbiornikoacutew przelewoacutew do awaryjnego zrzutu
ściekoacutew (rys 38)
26
Rys 39 Schemat zbiornika otwartego na kolektorze
(przekroacutej podłużny i widok z goacutery)
Podczas pogody bezdeszczowej ścieki bytowo-gospodarcze nie wpływają do otwartej
komory retencyjnej zbiornika przedstawionego na rysunku 39 a przepływają kanałami pod
dnem zbiornika
Ze względoacutew sanitarnych powierzchnie skarp i dna zbiornika powinny być uszczelnione
Zbiornik powinien być też ogrodzony i oznaczony tablicami ostrzegawczymi
Ograniczenie ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do odbiornikoacutew
W celu ochrony zwłaszcza małych odbiornikoacutew ściekoacutew (rzek potokoacutew) stosuje się
lokalne retencjonowanie i podczyszczanie ściekoacutew pochodzących ze zrzutoacutew burzowych o
wielkości strumienia Q gt 10 SNQ - średniego niskiego przepływu wody w odbiorniku (rys
310)
Rys 310 Schematy ideowe sposoboacutew ograniczenia ładunku zanieczyszczeń odprowadzanych do
odbiornikoacutew z przelewoacutew na kanalizacji ogoacutelnosławnej (pb ndash przelew burzowy)
UWAGA Szczegoacutełowe zasady projektowania i wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych z
przykładami obliczeniowymi podane są w rozdziale 4 w II tomie podręcznika [1] (- w zakresie II
stopnia studioacutew - magisterskich)
27
313 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
OGOacuteLNOSPŁAWNEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowane były niewłaściwe - w świetle wspoacutełczesnej wiedzy
(rozdziały 5divide8 podręcznika [1]) opracowane jeszcze w latach pięćdziesiątych XX wieku
zasady projektowania i metody wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji ogoacutelnospławnej
Podczas tzw suchej pogody kanałami ogoacutelnospławnymi płyną ścieki bytowo-gospodarcze
i przemysłowe oraz wody przypadkowe w tym infiltracyjne Podczas pogody deszczowej -
dodatkowo ścieki deszczowe
Wymiary (średnice) kanałoacutew dobierane były błędnie - do całkowitego wypełnienia
przekroju na strumień objętości (Q)
Q = Qh max śc + Qm (33)
gdzie
Qh max śc - maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysło-
wych
Qm - miarodajny strumień ściekoacutew deszczowych - obliczany z błędnego obecnie wzoru
Błaszczyka wg tzw metody granicznych natężeń (MGN) bądź metody stałych
natężeń (MSN)
Stosowany w obu metodach (MGN i MSN) wzoacuter Błaszczyka oparty na opadach z
przełomu XIX i XX wieku zaniża wyniki obliczeń obecnych natężeń jednostkowych deszczy
o rząd 40 [1] Ponadto założenia wyjściowe MGN - najczęściej dotychczas stosowanej w
Polsce prowadzą do dalszej redukcji strumienia spływu woacuted opadowych (Qm) w stosunku do
innych metod czasu przepływu stosowanych przykładowo w Niemczech w podobnych
warunkach hydrologicznych W rezultacie zaniżenie wartości bilansowanych strumieni woacuted
opadowych sięgać może nawet 100 (rozdz 85 podręcznika [1]) Tak zwymiarowane
systemy kanalizacyjne podatne są obecnie na częste wylania ktoacutere jeszcze w większym
stopniu wystąpią w przyszłości wskutek zmian klimatu (rozdz 4)
Podstawą nowoczesnego - bezpiecznego wymiarowania nowych bądź modernizowanych
systemoacutew kanalizacji ogoacutelnospławnej w Polsce powinien być właściwy bilans strumieni
ściekoacutew (patrz rozdział 5) i woacuted opadowych (rozdziały 6 7 i 8) ndash zapewniający osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych wg zaleceń
PN-EN 7522008 (rozdział 1 w II tomie podręcznika [1])
32 KANALIZACJA ROZDZIELCZA
321 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI ROZDZIELCZEJ
System kanalizacji rozdzielczej ze swej istoty jest dwu- lub więcej przewodowy W
miastach na ogoacuteł dwuprzewodowy złożony z
28
kanałoacutew ściekowych - odprowadzających ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe
do miejskiej oczyszczalni
kanałoacutew deszczowych - ze zrzutem ściekoacutew do odbiornika (po podczyszczeniu)
W zakładach przemysłowych system ten jest na ogoacuteł troacutejprzewodowy występują
kanały ściekowe (na ścieki bytowe pracownikoacutew)
kanały deszczowe
kanały ściekoacutew przemysłowych - zrzut ściekoacutew technologicznych po podczyszczeniu
na terenie zakładu do miejskiej kanalizacji ściekowej
Schematy funkcjonalne kanalizacji rozdzielczej przedstawiono w skali bdquomikrordquo ndash na
rys 311 oraz w skali bdquomakrordquo ndash całej miejscowości na rys 312
Rys 311 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomikrordquo
(Pk ndash pion kanalizacyjny wu ndash wpust uliczny R ndash rynna)
Rys 312 Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej - w skali bdquomakrordquo
(zbr- zbiornik retencyjny OŚ- oczyszczalnia ściekoacutew)
W przypadku gdy odbiornik charakteryzuje się małym - średnim niskim przepływem
(SNQ) bądź jest szczegoacutelnie chroniony nie należy w trakcie trwania opadu zrzucać dużych
objętości ściekoacutew deszczowych Należy woacutewczas budować zbiorniki retencyjne z
29
dławionym odpływem - sterowanym np regulatorami hydrodynamicznymi (omoacutewione
szczegoacutełowo w rozdziałach 4 i 5 - w II tomie podręcznika [1])
Na wylotach kanałoacutew deszczowych do odbiornikoacutew a najlepiej w miejscu powstawania
zanieczyszczeń wymagane jest obecnie stosowanie podczyszczalni mechanicznych ściekoacutew
opadowych - separatoroacutew sedymentacyjno-flotacyjnych (omoacutewionymi szczegoacutełowo w
rozdziale 6 - w II tomie podręcznika [1]) Zasady wymiarowania i doboru regulatoroacutew
hydrodynamicznych oraz osadnikoacutew-piaskownikoacutew i flotatoroacutew substancji ropopochodnych
zostaną podane na II stopniu studioacutew
322 ODCIĄŻENIE HYDRAULICZNE KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Do odciążenia hydraulicznego sieci deszczowej w systemie kanalizacji rozdzielczej -
podczas trwania intensywnych opadoacutew deszczu stosowane są najczęściej zbiorniki
retencyjne z dławionym odpływem
Zbiorniki retencyjne stanowią ważny element zaroacutewno modernizowanych jak i
nowoprojektowanych sieci kanalizacyjnych pełniąc rolę regulacyjno-redukcyjną strumieni
ściekoacutew Schematy ideowe zabudowy takich obiektoacutew specjalnych (na boczniku bądź na
kolektorze) przedstawiono na rys 33
Na rys 312a podano przykład rozbudowy kanalizacji deszczowej z zastosowaniem
zbiornikoacutew retencyjnych
Nowa zlewnia F
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Regulator
QR = 1000 ls
Q3 = 1350 ls
Q2 = 600 lsZbiornik retencyjny V1
Q1 = 750 ls
Kolektor o
Qmax = 1000 ls
Q4 = 1000 ls
Q1 = 750 ls
Nowa zlewnia F
Zbiornik retencyjny V2
Regulator QR = 250 ls
Q2 = 600 ls
Q3 = 250 ls
Rys 312a Przyłączanie nowej zlewni (F) do istniejącego kolektora o ograniczonej
przepustowości (Qmax = 1000 dm3s) poprzez zbiornik retencyjny
a) na istniejącym kolektorze (V1) b) na nowym kanale (V2)
Głoacutewnie ze względu na zasadę działania grawitacyjne zbiorniki retencyjne ściekoacutew
deszczowych podzielić można na dwie grupy a mianowicie
przepływowe ndash klasyczne (najczęściej jednokomorowe)
przelewowe - nowej generacji (dwu- lub więcej komorowe)
30
Zaroacutewno konstrukcje przepływowe jak i przelewowe mają swoje zalety i wady Klasyczne
już przepływowe zbiorniki retencyjne budowane są z reguły jako ziemne - odkryte natomiast
przelewowe (wielokomorowe) zbiorniki retencyjne nowej generacji są z reguły żelbetowe -
podziemne Ma to niewątpliwie wpływ na koszty ich budowy O wyborze danej konstrukcji
zbiornika decydować powinna analiza techniczno-ekonomiczna wariantoacutew rozwiązań
technicznych przy uwzględnieniu miejscowych uwarunkowań terenowych
Zbiornik przepływowy
Rys 312b Schemat zbiornika przepływowego otwartego na kolektorze
deszczowym (przekroacutej podłużny i poprzeczny)
Zbiornik tradycyjny - przepływowy ma następujące wady
znaczna objętość użytkowa (Vu) komory retencyjnej (KR)
zmienny w czasie odpływ ze zbiornika (Qo) zależny od stopnia jego wypełnienia
odkładanie się zanieczyszczeń wleczonych na dnie zbiornika
znaczne koszty budowy i eksploatacji obiektu (płukanie po każdym opadzie)
max
dopływ
odpływ
dławiony
Qd
Qo
komora
retencyjna
Vu
min
Rys 312c Schemat działania jednokomorowego przepływowego zbiornika retencyjnego
Zbiornik przelewowy
Nowoczesne wielokomorowe przelewowe zbiorniki retencyjne (rys 33d) wyposażone są
w komorę przepływową (KP) z dławionym odpływem oddzieloną od komory retencyjnej
(KR) pionową przegrodą - z bocznym przelewem w części goacuternej i zaworem klapowym
(spustowym) przy dnie zbiornika
31
przegroda stała
rura wentylacyjna
kanał doprowadzający
komora akumulacyjna rura dławiąca
komora
przepływowa
zawoacuter klapowy
Rys 312d Schemat ideowy dwukomorowego zbiornika przelewowego
Zbiornik przelewowy cechuje się przede wszystkim mniejszą objętością użytkową (V1)
komory retencyjnej (KR) w poroacutewnaniu do zbiornika przepływowego ndash o rząd 30
max Qd
Qo
komora
retencyjna
dopływ
odpływ
dławiony
komora
przepływowa
otwoacuter
klapowy
krawędź
przelewowa
V1
V3
Rys 312e Schemat działania dwukomorowego przelewowego zbiornika retencyjnego (Vu = V1 + V3)
V1 - objętość komory retencyjnej (KR) V3 - objętość komory przepływowej (KP)
Graficzne poroacutewnanie objętości na akumulację ściekoacutew w zbiornikach przepływowym
(tradycyjnym) i przelewowym - dwukomorowym podano na rysunku 312f
Rys 312f Przebieg akumulacji ściekoacutew deszczowych w zbiornikach retencyjnych
1 - modelowy hydrogram przepływu w kanale dopływowym - przed zbiornikiem
2 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przelewowym (V1+V3)
3 - hydrogram przepływu w kanale odpływowym - po zbiorniku przepływowym (V1+V2+V3)
32
Z analizy przebiegu retencji wynika iż objętość użytkowa (Vu) zbiornika przepływowego
składa się z trzech objętości cząstkowych Vu = V1 + V2 + V3 a zbiornika przelewowego tylko
z dwoacutech Vu = V1 + V3
323 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
ROZDZIELCZEJ W POLSCE
UWAGA W Polsce stosowano (od lat pięćdziesiątych XX wieku) niewłaściwe obecnie - w
świetle wspoacutełczesnej wiedzy (rozdziały 4divide8 podręcznika [1]) zasady projektowania i metody
wymiarowania grawitacyjnej kanalizacji rozdzielczej w odniesieniu zaroacutewno do kanałoacutew
ściekowych a zwłaszcza do kanałoacutew deszczowych z obiektami specjalnymi
Sieć deszczowa działa okresowo - w czasie tzw mokrej pogody Podczas suchej pogody
płyną tylko wody przypadkowe w tym infiltracyjne
Kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarne) wymiarowane były na strumień
Q = 2Qh max śc (34)
Średnice kanałoacutew ściekowych dobierane były w uproszczeniu - na
podwojony maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-
gospodarczych i przemysłowych tj przy uwzględnieniu woacuted
przypadkowych i infiltracyjnych w wysokości Qh max śc jako
mieszczących się w 100 rezerwie przepustowości dobranej
średnicy kanału
Kanały deszczowe
Q = Qm (35)
Wymiary kanałoacutew deszczowych dobierane były niewłaściwie - do
całkowitego wypełnienia przekroju Nie uwzględniano więc żadnej
rezerwy - na przyszłościowy rozwoacutej związanej ze zwiększaniem się
stopnia uszczelnienia powierzchni zlewni czy też wynikającej ze
zmian klimatycznych Miarodajny do wymiarowania kanałoacutew
deszczowych strumień ściekoacutew (Qm) obliczany był dwoma
metodami MGN lub MSN ndash obie z niewłaściwym obecnie wzorem
Błaszczyka na natężenie deszczy (zaniżającym wyniki o ok 40)
dla zakładanych częstości występowania opadoacutew - o wydłużonym
czasie trwania (o koncentrację terenową i retencję kanałową)
Ponadto przy wymiarowaniu kanałoacutew deszczowych w Polsce dopuszczano możliwość
częstszych ich przepełnień a więc i wylewoacutew z sieci w stosunku do kanałoacutew
ogoacutelnospławnych (zakładano roacuteżne skutki środowiskowe wylewoacutew) Przykładowo kolektory
deszczowe w terenach płaskich wymiarowane były na częstość występowania opadoacutew C = 2
lata a kanały boczne tylko na C = 1 rok (W kanalizacji ogoacutelnospławnej przyjmowano
odmiennie odpowiednio C = 5 i C = 2 lata)
Podobnie też jak w przypadku kanalizacji ogoacutelnospławnej wspoacutełczynnik spływu
powierzchniowego woacuted deszczowych uzależniano wyłącznie od stopnia uszczelnienia terenu
tj z pominięciem spadkoacutew i natężeń opadoacutew projektowych
33
W celu zapewnienia odpowiedniego standardu odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych w Polsce (- zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008) oraz
podniesienia niezawodności działania kanalizacji rozdzielczej (ściekowej i deszczowej) w
rozdziale 5 podręcznika [1] przedstawiono nowe zasady bilansowania strumieni ściekoacutew i
woacuted przypadkowych a w rozdz 8 zaproponowano modyfikację metody granicznych natężeń
(MGN) do postaci tzw metody maksymalnych natężeń (MMN) w tym zastąpienie wzoru
Błaszczyka wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych
W tomie II w rozdziale 1 [1] przedstawiono nowe zalecenia w formie wytycznych
technicznych wymiarowania (WTW) sieci odwodnieniowych i obiektoacutew specjalnych w
Polsce Omoacutewiono także wymagania odnośnie zachowania wspoacutełczesnych standardoacutew
odwodnień terenoacutew także w przyszłości jako przeciwdziałanie skutkom prognozowanych
zmian klimatu w perspektywie 2100 roku
33 KANALIZACJA POacuteŁROZDZIELCZA
331 SCHEMATY FUNKCJONALNE KANALIZACJI POacuteŁROZDZIELCZEJ
System tzw kanalizacji poacutełrozdzielczej stosowany zwłaszcza przy modernizacjach
istniejących systemoacutew rozdzielczych czy przebudowywanych ogoacutelnospławnych jest
najczęściej dwuprzewodowy
Rys 313 Schemat funkcjonalny kanalizacji poacutełrozdzielczej w skali bdquomakrordquo
(s ndash separator zbr ndash zbiornik retencyjny OŚ ndash oczyszczalnia ściekoacutew)
System zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i
przemysłowe) połączone separatorami tj obiektami specjalnymi na kanałach deszczowych
do kierowania tzw pierwszej fali odpływu - zawierającej zanieczyszczenia spłukiwane ze
zlewni oraz osady wypłukiwane z kanałoacutew deszczowych (po okresie suchej pogody) do
kanałoacutew ściekowych i do oczyszczalni ściekoacutew (rys 313)
Następna (II) fala deszczu przy wzroście strumienia Q - jako mniej zanieczyszczona
odpływa już kanałami deszczowymi do odbiornika
34
Z doświadczeń eksploatacyjnych wynika że celowe jest stosowanie separatoroacutew
burzowych o działaniu ciągłym tzn w całym okresie trwania odpływu deszczowego takich
jak np przelewy boczne z dławionym odpływem czy też upusty denne z progiem piętrzącym
a technologicznie niewłaściwe jest stosowanie separatoroacutew o działaniu okresowym - jedynie
dla pierwszej fali odpływu jak np separatory kaskadowe czy rynnowe
Rys 314 Schemat separatora kaskadowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 315 Schemat separatora rynnowego - o działaniu okresowym (dla I fali deszczu)
Rys 316 Schemat separatora w postaci przelewu bocznego z rurą dławiącą - o działaniu ciągłym
Kanalizacja poacutełrozdzielcza zapewnia dobrą ochronę odbiornika ściekoacutew ndash środowiska
bowiem najbardziej zanieczyszczone ścieki opadowe (zwłaszcza tzw I fali) kierowane są
poprzez separatory na oczyszczalnię miejską pracującą pod stałym nadzorem
35
332 DOTYCHCZASOWE ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI
POacuteŁROZDZIELCZEJ W POLSCE
Dotychczasowe zasady wymiarowania kanalizacji poacutełrozdzielczej są obecnie
niewłaściwe zaroacutewno w odniesieniu do kanałoacutew ściekowych jak i kanałoacutew deszczowych za
separatorami
Kanały ściekowe - za separatorami były wymiarowane na maksymalny godzinowy
strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych (Qh max śc) plus strumień ściekoacutew
deszczowych - tzw I-szej fali (QmI) - zależnej od natężenia granicznego deszczu płuczącego
qs przyjmowanego jak dotychczas w zakresie qs [6 15] dm3s ha stąd
Q = Qh max śc + Qm I (36)
Obecnie wg RMŚ z 2006 r qs ge 15 dm3s ha ndash dla zanieczyszczonej zlewni [1]
Kanały deszczowe analogicznie jak w kanalizacji rozdzielczej wymiarowane były na
zaniżony strumień Qm - wywołany deszczem miarodajnym o natężeniu q(C) - obliczanym z
niewłaściwego obecnie wzoru Błaszczyka
Q = Qm (37)
Nowe zasady ndash bezpiecznego projektowania i wymiarowania hydraulicznego kanalizacji
poacutełrozdzielczej z separatorami strumieni objętości ściekoacutew deszczowych podano w II tomie
książki [1] (- w rozdziałach 1 i 3)
34 ZALETY I WADY SYSTEMOacuteW KANALIZACYJNYCH
341 CZYNNIKI WPŁYWAJĄCE NA WYBOacuteR SYSTEMU
System kanalizacji ogoacutelnospławnej
Zalety Wady
1 Kroacutetsza łączna sieć kanałoacutew 1 Małe prędkości przepływu ściekoacutew przy
suchej pogodzie (odkładanie się osadoacutew)
2 Prostszy układ sieci ndash mniejsza możliwość
kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym
2 Nieroacutewnomierna praca miejskiej
oczyszczalni ściekoacutew
3 Sieć zajmuje mniej miejsca (np pod
jezdnią)
3 Duże średnice i zagłębienia kanałoacutew
(kolizje z innym uzbrojeniem)
4 Mniejsze koszty przyłączy posesji (jeden
przykanalik)
4 Konieczność budowy przelewoacutew
burzowych zbiornikoacutew retencyjnych
5 Mniejsze koszty budowy i eksploatacji 5 Niebezpieczne dla środowiska skutki
przepełnień kanałoacutew ndash wylewoacutew
6 Brak błędnych przyłączy (jedna sieć) 6 Gnilne zapachy ze studzienek i
wpustoacutew
36
System kanalizacji rozdzielczej
Zalety Wady
1 Efektywniejszy proces oddzielnego
oczyszczania ściekoacutew
1 Praktycznie podwoacutejna sieć
2 Bardziej roacutewnomierna praca oczyszczalni
ściekoacutew
2 Skomplikowany układ sieci (kolizje
kanałoacutew ściekowych z deszczowymi)
3 Mniejsze średnice kanałoacutew ściekowych
(większe prędkości przepływu)
3 Podwoacutejny pas zabudowy terenu
4 Mniejsze zagrożenie środowiskowe
wylewoacutew z kanałoacutew deszczowych
4 Większe koszty przyłączy
5 Możliwość etapowania budowy kanalizacji
(np najpierw ściekowa poacuteźniej deszczowa)
5 Występowanie błędnych podłączeń
(np kanałoacutew ściekowych do kanałoacutew
deszczowych lub odwrotnie)
6 Możliwość przebudowy na kanalizację
poacutełrozdzielną ndash dobudowa separatoroacutew
6 Najczęściej większe koszty budowy
i eksploatacji
Na wyboacuter systemu kanalizacyjnego wpływ mają następujące czynniki [1]
Istniejąca sieć hydrograficzna (rzeki potoki kanały otwarte) rozwinięta - sprzyja
wyborowi kanalizacji rozdzielczej
Wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich zdolność do samooczyszczania się duże rzeki
sprzyjają kanalizacji ogoacutelnospławnej
Ilość i rodzaj ściekoacutew ndash zwłaszcza przemysłowych (podczyszczonych na terenie
zakładu) ndash czy mogą być odprowadzane przez przelewy najczęściej nie ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Gęstość zabudowy terenu zwarta zabudowa sprzyja kanalizacji ogoacutelnospływowej
Możliwości finansowe w przypadku konieczności etapowania inwestycji ndash sprzyja
kanalizacji rozdzielczej
Czynniki przemawiające za wyborem kanalizacji ogoacutelnospławnej
Brak rozwiniętej sieci hydrograficznej do odprowadzania woacuted deszczowych
Odbiornik gwarantuje samooczyszczanie się ndash możliwe zrzuty ściekoacutew z przelewoacutew
Gęsta zabudowa - znaczne uszczelnienie terenu
Analiza ekonomiczna innego wariantu (kosztoacutew budowy i eksploatacji) systemu
wskazuje na większe koszty
Czynniki przemawiające za wyborem systemu rozdzielczego bądź poacutełrozdzielczego
Rozwinięta sieć hydrograficzna ndash kroacutetkie kanały deszczowe
Brak możliwości zrzutu z przelewoacutew ściekoacutew mieszanych ndash małe odbiorniki
37
Luźna zabudowa - mniejsze uszczelnienie terenu mniejszy odpływ woacuted deszczowych
Większa pewność poprawnego działania z punktu widzenia ochrony środowiska (w
poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
Możliwość etapowania inwestycji - z braku środkoacutew finansowych (najczęściej
większe koszty budowy i eksploatacji w poroacutewnaniu do systemu ogoacutelnospławnego)
342 ETAPOWANIE BUDOWY KANALIZACJI
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji ściekowej Sprzyjają
temu następujące czynniki
Dostarczanie wody z sieci wodociągowej co przyczynia się do większego jej zużycia
przez odbiorcoacutew i konieczność odprowadzania większego strumienia ściekoacutew bytowo-
gospodarczych w poroacutewnaniu do braku wodociągu
Niski poziom woacuted podziemnych grunt przepuszczalny i duże spadki powierzchni terenu
w kierunku odbiornikoacutew
Luźna zabudowa małe uszczelnienie powierzchni terenu i duża infiltracja opadoacutew do woacuted
podziemnych
System rozdzielczy częściowy - w I etapie budowa kanalizacji deszczowej Sprzyjają
temu
Mniejsze wskaźniki odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych (np brak wodociągu) i
możliwość ich gromadzenia w zbiornikach bezodpływowych (bądź z drenażem
rozsączającym) oraz wywożenia wozami asenizacyjnymi do oczyszczalni
Wysoki poziom woacuted podziemnych grunt słabo przepuszczalny i małe spadki powierzchni
terenoacutew
Brak naturalnych odbiornikoacutew woacuted deszczowych
Etapowanie budowy kanalizacji stosuje się obecnie rzadko głoacutewnie na terenach
pozamiejskich (wiejskich) Etap II realizowany jest najczęściej po okresie 10divide20 lat
W Europie odchodzi się obecnie od idei pełnego odwodnienia terenoacutew zurbanizowanych
tj odprowadzania do kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej wszystkich woacuted
opadowych
Prawidłowa gospodarka wodna w zlewniach rzek powinna polegać na pozostawianiu
na miejscu (w zlewni) jak największej ilości bdquoczystychrdquo woacuted deszczowych aby zapobiec
trwałemu obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych
Przyczynia się to też do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze
maksymalne stany i przepływy wody w rzekach [1]
38
4 KWANTYFIKACJA ZMIAN KLIMATU DO
WYMIAROWANIA ODWODNIEŃ TERENOacuteW
41 ZAGROŻENIA WYNIKAJĄCE ZE ZMIAN KLIMATU
W Polsce podobnie jak w innych krajach Europy i świata obserwowane są zmiany
klimatu przejawiające się głoacutewnie wzrostami
średniej rocznej temperatury powietrza
intensywności opadoacutew atmosferycznych i
częstości występowania zdarzeń ekstremalnych (min susze powodzie huragany
trąby powietrzne)
Wzrost średniej rocznej temperatury powietrza odnotowywany jest we wszystkich
regionach kraju Według raportu Międzyrządowego Zespołu ds Zmian Klimatu
(IPCC2007) tylko w okresie 1960-2005 (46 lat) nastąpił wzrost średniej rocznej temperatury
globu o 074 degC Przyrost temperatury wynioacutesł więc już około 016 degC na dekadę Natomiast
poziom moacuterz i oceanoacutew na przestrzeni lat 1901-2010 podnioacutesł się o 019 m (IPCC2014)
Przyczyna ocieplania się klimatu ndash paradoksalnie największy przyrost temperatury
obserwuje się w zimie nie jest w pełni rozpoznana i budzi wciąż kontrowersje (tzw efekt
cieplarniany wywołany głoacutewnie emisją pary wodnej i CO2 do atmosfery) Bezsprzecznie
wzrost temperatury powietrza wywołuje istotne zmiany w cyrkulacji wody w cyklu
hydrologicznym (parowanie ndash kondensacja ndash opad) i nasilenie się występowania zwłaszcza w
ostatnich dziesięcioleciach ekstremalnych zjawisk pogodowych takich jak susze czy
powodzie
Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu w bieżącym stuleciu
temperatura powietrza może się podnieść o dalsze 17 oC do nawet 44
oC a na każdy stopień
wzrostu temperatury przewiduje się globalnie wzrost intensywności opadoacutew o około 7
Natomiast poziom moacuterz i oceanoacutew może się podnieść nawet o 10 m co zagraża już zalaniem
znacznych powierzchni przybrzeżnych (IPCC2014) Z powodu ocieplenia klimatu zmieni się istotnie struktura opadoacutew w Polsce w tym roczna
wysokość i częstość występowania ekstremalnych opadoacutew regionalnych Zmiany w
strukturze opadoacutew objawiają się min tym że kroacutetkie (pojedyncze) intensywne opady
deszczu będą ulegać przegrupowaniu w dłuższe nawet kilkudniowe okresy o sumie
wysokości znacznie wyższej niż dawniej
Przykładowo we Wrocławiu na przestrzeni ostatnich 5 pełnych dekad (1960-2009)
odnotowano
spadkowy trend rocznej wysokości opadoacutew
wzrostowy trend odnośnie liczby dni deszczowych w roku
wzrostowy trend intensywności opadoacutew o czasach trwania od 5 min do 3 dni - średnio
na poziomie 13 [1]
Wywoływane zmianami klimatu zagrożenia ludności i infrastruktury miast związane są
przede wszystkim z niedoborem bądź nadmiarem wody
39
Ryzyko zaistnienia niekorzystnych w skutkach zjawisk takich jak susza czy powoacutedź
określa się zwykle jako kombinację prawdopodobieństwa wystąpienia oraz miary ich
negatywnych skutkoacutew - najczęściej jako iloczyn miary zagrożenia i miary zawodności
(straty gospodarcze i społeczne)
Przewidywanie zagrożeń związanych z niskimi oraz wysokimi stanami i przepływami
woacuted w warunkach zmieniającego się klimatu jest niezbędne dla racjonalnej gospodarki
wodnej miast Dotyczy to zwłaszcza podstaw projektowania budowy i eksploatacji ujęć
wody (powierzchniowej i podziemnej) czy też odwodnień - kanalizacji deszczowej czy
ogoacutelnospławnej na terenach zurbanizowanych Obserwowanym efektem zmian klimatycznych i poza klimatycznych jest zjawisko
wzrostu temperatury powietrza w miastach w stosunku do terenoacutew otaczających ndash tzw
Miejska Wyspa Ciepła MWC jest wynikiem min uwalniania się ciepła w środowisku
miejskim z procesoacutew przemysłowych i komunalnych ktoacutere modyfikują lokalnie warunki
meteorologiczne Związany z niedoborem wody w miastach spadek wilgotności gleby
przejawia się przede wszystkim przesuszeniem zieleni miejskiej co ogranicza możliwości
terenoacutew biologicznie czynnych w łagodzeniu wpływu wysokiej temperatury (rys 41)
Rys 41 Prądy konwekcyjne i opady w rejonie miejskiej wyspy ciepła [wwwwikipediapl]
Zagrożenia wynikające z warunkoacutew termicznych w miastach (MWC) wzrastają na ogoacuteł
liniowo wraz ze wzrostem wielkości miast Przeciętnie intensywność oddziaływania MWC
charakteryzują lokalne przyrosty temperatury od wartości niewiele przekraczających 10 ordmC -
w małych miastach do około 25 ordmC - w dużych miastach Jednakże w dużych aglomeracjach
w przypadku wystąpienia upałoacutew ponad 35 oC roacuteżnica temperatury powietrza pomiędzy
miastem a terenami otwartymi może sięgać nawet 10 oC Skutkuje to już istotnym wzrostem
wskaźnika śmiertelności mieszkańcoacutew
Zagrożeniami w funkcjonowaniu sieci i obiektoacutew infrastruktury miast takich jak systemy
wodociągowe z ujęciami systemy kanalizacyjne z oczyszczalniami ściekoacutew czy składowiska
odpadoacutew związanymi z nadmiarem wody są głoacutewnie powodzie i podtopienia Według
prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (SRES A1B) przykładowo
woda stuletnia w państwach środkowej Europy będzie zdarzać się średnio częściej niż raz na
50 lat [1]
40
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych
(powodzie rzeczne) i w strefie wybrzeża (powodzie sztormowe) Natomiast lokalne
podtopienia terenoacutew (powodzie miejskie) mogą wystąpić wszędzie najczęściej w efekcie
gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew Sprzyja
temu duże zagęszczenie zabudowy miejskiej oraz uszczelnienie powierzchni terenu
prowadzące do zmniejszenia bądź znacznego ograniczenia infiltracji woacuted opadowych do
gruntu
Zagrożenia i straty generowane powodziami miejskimi objawiają się lokalnymi wylewami
z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie ulic piwnic) wskutek min
niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci kanalizacyjnych -
zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Konieczna staje się więc modernizacja infrastruktury wodno-kanalizacyjnej na terenie całego
kraju (zwiększenie przepustowości sieci budowa zbiornikoacutew retencyjno-infiltracyjnych
obwałowań terenoacutew itp)
42 ROGNOZOWANE ZMIANY STRUKTURY OPADOacuteW W
PRZYSZŁOŚCI
421 TRENDY ZMIAN ROCZNYCH WYSOKOŚCI OPADOacuteW
Przykłady badań - prognoz
bull W Niemczech w XX wieku odnotowano ogoacutelny wzrost wysokości opadoacutew na poziomie
około 10 Jednak w środkowej i wschodniej części Niemiec wykazano zaroacutewno istotne
statystycznie trendy rosnące (np Jena) jak i malejące (np Goumlrlitz)
- wg Haumlnsel S Petzold S Matschullat J Precipitation Trend Analysis for Central Eastern Germany 1851ndash
2006 Bioclimatology and Natural Hazards 2009 vol 14
bull W Polsce analizowano trendy zmian rocznych wysokości opadoacutew (na 28 stacjach
IMGW) dla danych z lat 1951ndash2009 wykazano istotny statystycznie trend rosnący np
dla Rzeszowa ale też istotny trend malejący opadoacutew np na Śnieżce Ogoacutelnie przewaga
trendoacutew malejących
- wg Pińskwar I Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce Monografia KGW PAN 2010
bull Szczegoacutełowe badania szeregoacutew czasowych opadoacutew z okresu 60 lat (1954-2013) dla 4
stacji IMGW Kłodzko Legnica Opole i Wrocław - położonych w dorzeczu Goacuternej
Odry wykazały zmniejszanie się rocznej i sezonowej wysokości opadoacutew Dla Legnicy i
Opola trendy malejące były na wyższym poziomie istotności niż dla Kłodzka i Wrocławia
(zaroacutewno w przypadku regresji liniowej jak i testu Manna-Kendalla)
- wg Kaźmierczak B Kotowski A Wdowikowski M Analiza tendencji rocznych i sezonowych zmian wysokości
opadoacutew atmosferycznych w zlewni Goacuternej Odry Ochrona Środowiska 2014 vol 36 nr 3
41
Rys 11 Lokalizacja stacji meteorologicznych IMGW-PIB w zlewni Goacuternej Odry
Zagrożenia wynikające z niedoboru wody
Zasoby wodne Polski należą do najuboższych w Europie Ich wielkość w przeliczeniu na rok
i mieszkańca jest trzykrotnie mniejsza od średniej europejskiej 4560 m3 w Europie w Polsce
ndash tylko 1580 m3 Wg danych GUS znakomita większość ujmowanej wody - około 85
pochodzi z zasoboacutew woacuted powierzchniowych a 15 z zasoboacutew woacuted podziemnych
W przyszłości zwiększać się będzie ryzyko zagrożenia tzw suszami hydrologicznymi
pogłębiającymi w wieloleciu niedobory wody w miastach (niskie stany i przepływy)
422 TRENDY ZMIAN CZĘSTOŚCI WYSTĘPOWANIA
INTENSYWNYCH OPADOacuteW
Przykład badań - prognoz
We Wrocławiu na przestrzeni lat 1960-2009 stwierdzono wzrost intensywności opadoacutew
- o czasach trwania od 5 min do 3 dni - dla częstości występowania
C ge 1 rok o 8 - na poziomie istotności 69
C ge 2 lata o 13 - na poziomie istotności 75
C ge 5 lat o 43 - na poziomie istotności 98
C ge 10 lat o 68 - na poziomie istotności 99
C ge 1 rok C ge 2 lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
42
C ge 5 lat C ge 10 lat
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
h m
m
lata
Rys 12 Trendy zmian przedziałowych wysokości opadoacutew maksymalnych dla częstości
występowania C ge 1 C ge 2 C ge 5 oraz C ge 10 lat we Wrocławiu w okresie 1960-2009
- wg Kaźmierczak B Kotowski A The influence of precipitation intensity growth on the urban drainage
systems designing Theoretical and Applied Climatology 2014 vol 118 nr 1
Zagrożenia wynikające z nadmiaru wody
Według prognoz opartych na pesymistycznym scenariuszu zmian klimatu (IPCC2007 -
SRES A1B) przykładowo bdquowoda 100-letniardquo w państwach środkowej Europy będzie zdarzać
się średnio częściej niż raz na 50 lat
- wg Kundzewicz Z W Zmiany ryzyka powodziowego w Europie Sympozjum Paryż - Orlean 28-3003 2012
Powodzie zagrażają więc większości polskich miast - położonych w dolinach rzecznych -
powodzie rzeczne i w strefie wybrzeża - powodzie sztormowe (cofkowe)
- wg VI Raport Rządowy RP dla Konferencji Stron Ramowej Konwencji NZ w sprawie zmian klimatu
Warszawa 2013
Lokalne podtopienia terenoacutew - powodzie miejskie mogą wystąpić wszędzie najczęściej w
efekcie gwałtownych ulew bądź też długotrwałych intensywnych opadoacutew czy roztopoacutew
Zagrożenia i straty (gospodarcze i społeczne) generowane powodziami miejskimi
objawiają się lokalnymi wylewami z kanałoacutew deszczowych czy ogoacutelnospławnych (zalewanie
ulic posesji piwnic) wskutek niedostatecznej przepustowości i retencji istniejących sieci
kanalizacyjnych - zwymiarowanych w przeszłości nieodpowiednimi obecnie metodami
Niezawodność działania systemoacutew kanalizacji deszczowej czy ogoacutelnospławnej nie jest w
pełni możliwa do osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadoacutew
Dążyć należy zatem do bezpiecznego ich wymiarowania tj gwarantującego osiągnięcie
wspoacutełcześnie wymaganego standardu odwodnienia terenoacutew ktoacutery definiuje się jako
przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni woacuted
opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości
wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab 11) ndash także w przyszłości
43
Tab 11 Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia
wylania wg PN-EN 7522008 [1] Częstość deszczu
obliczeniowego
[1 raz na C lat]
Rodzaj zagospodarowania terenu
- standard odwodnienia terenu
Częstość wystąpienia
wylania
[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
Biorąc pod uwagę obecną wiedzę na temat trendoacutew zmian klimatu do 2100 roku
dostosowanie typowych opadoacutew projektowych do wymiarowania i modelowania odwodnień
terenoacutew (tab 11 divide 13) można dokonać poprzez korektę ich intensywności - krzywych IDF o
obecnych częstościach występowania lub zmieniając częstości występowania wspoacutełczesnych
opadoacutew projektowych Oznacza to że dzisiejsze intensywności opadoacutew należy zwiększyć o
około 20 dla C = 1 rok do około 50 dla C = 10 lat lub też częstości występowania
obecnych opadoacutew należy zredukować około 2 razy
Na tej podstawie opracowano wytyczne do identyfikacji przyszłych przeciążeń
hydraulicznych w systemach kanalizacyjnych Flandrii w Belgii [1]
W Niemczech zaproponowano korektę częstości opadoacutew projektowych przyjmowanych
obecnie do weryfikacji nadpiętrzeń i wylewoacutew - wg standardu DWA-A1182006
Przykładowo dla terenoacutew mieszkaniowych zaproponowano scenariusz opadoacutew C = 5 lat
zamiast C = 3 lata (wg tab 13) - do weryfikacji występowania przyszłych nadpiętrzeń oraz
scenariusz opadoacutew ekstremalnych o C = 100 lat - dla zapewnienia wymaganej obecnie
dopuszczalnej częstości wylewoacutew raz na 20 lat (wg tab 11)
Na tej podstawie Krajowy Urząd ds Środowiska w Bawarii wydał w 2009 roku zalecenie
odnośnie częstości opadoacutew do identyfikacji przyszłych przeciążeń kanalizacji deszczowej i
ogoacutelnospławnej w Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii co przedstawiono w tabeli 44
Tab 44 Zmiany do zaleceń DWA-A1182006 (wg tab 13) odnośnie scenariuszy opadoacutew do
identyfikacji przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości dla Poacutełnocnej Nadrenii-Westfalii
wg Merkblatt Nr 4332009 [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu
Częstości opadoacutew do symulacji
- nadpiętrzeń - wylewoacutew
[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
44
43 DZIAŁANIA PREWENCYJNE I ZARADCZE
431 Identyfikacja potencjalnych przeciążeń systemoacutew kanalizacyjnych w przyszłości
Z powodu globalnych regionalnych i lokalnych zmian klimatycznych w przyszłości
wystąpi jeszcze więcej ekstremalnych zjawisk opadowych ktoacutere będą powodować lokalne
szkody na terenach zurbanizowanych Odpowiednie działania prewencyjne i zaradcze w celu
zminimalizowania negatywnych skutkoacutew takich zdarzeń w przyszłości są już dziś pilnie
potrzebne bowiem budowane obecnie systemy odwodnień terenoacutew powinny sprawdzać się w
działaniu w horyzoncie czasowym 2100 roku
Tak więc wymiarując dzisiejsze systemy kanalizacyjne powinniśmy uwzględniać
prognozowane scenariusze zmian klimatycznych w przyszłości
Pierwszym etapem do identyfikacji przeciążeń kanałoacutew i obiektoacutew w przyszłości
powinna być symulacja działania istniejącego bądź nowoprojektowanego systemu
odwodnienia odnośnie nadpiętrzeń
Parametrami kryterialnymi do wykazania konieczności dostosowania danego systemu
odwodnienia do zmian klimatycznych mogą być objętość właściwa wylewoacutew (OWW)
stopień zatopienia studzienek (SZS) i stopień wykorzystania kanałoacutew (SWK) Wskaźnik OWW
(w m3ha) wynika z obliczonej objętości wylewoacutew z kanałoacutew (V w m
3) względem
uszczelnionej ndash zredukowanej powierzchni Fzr danej zlewni (w ha)
zrF
VOWW (46)
Wskaźnik SZS ujmuje stosunek liczby zalanych do powierzchni terenu studzienek (Nz) do
ogoacutelnej liczby studzienek (N) danego systemu lub tylko powiązanych wzajemnie jego części
N
NSZS
z (47)
Wskaźnik SWK pozwala na ocenę średniego ważonego stopnia wykorzystania
przepustowości hydraulicznej całej sieci danego systemu odwadniającego lub jego części
i
n
iproj
i
i
l
Q
Ql
SWK1
max
(48)
gdzie
Qmaxi - maksymalna obliczona wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału m3s
Qproji - maksymalna projektowa wartość strumienia odpływu i-tego odcinka m3s
li - długość i-tego odcinka sieci kanalizacyjnej złożonej z n odcinkoacutew m
Wartości graniczne wskaźnikoacutew OWW SZS i SWK powinny być ustalane indywidualnie
dla danego systemu Przykład z [1] podano w tab 49
45
Tab 49 Parametry do oceny konieczności adaptacji kanalizacji do zmian klimatu Skala wartości wskaźnikoacutew
SWK [-]
00 02 04 06 08 10 12 14 16 18 2 gt2
SZS [-]
0 005 01 015 02 025 03 035 04 045 05 gt05
OWW [m3ha]
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 gt20
Potrzeba
dostosowania
brak średnia duża
W przypadku gdy zidentyfikowane zostaną lokalne przeciążenia systemu (wg scenariuszy
z tab 44) konieczne są dalsze analizy ryzyka podatności Można tego dokonać na podstawie
ocen GIS ilub in-situ a w przypadku stwierdzenia rozległych przeciążeń niezbędna staje się
dodatkowa symulacja działania systemu w połączeniu z cyfrowym modelem terenu
Zalecane jest to zwłaszcza w przypadku gdy co najmniej dwa kryterialne parametry oceny
(OWW i SZS lub SWK) wskazują na wysoką potrzebę adaptacji (tab 49) Szczegoacutełowa
analiza wynikoacutew symulacji pozwala na wytyczenie granic terenoacutew zalewowych a także na
specyfikację głębokości wody szybkości strumienia i objętości spływu wody
Dalsze kroki planowania powinny polegać na wskazaniu potencjalnych rezerwuaroacutew (np
zagłębień terenowych) do retencjonowania lub ewentualnie kierowania fali spływu
powierzchniowego na tereny słabiej zagospodarowane (nieużytki ogrody działkowe boiska
sportowe) z ewentualnym zaleceniem podwyższenia krawężnikoacutew lub też budowy wałoacutew
przeciw powodziowych (trwałych bądź zastawkowych)
432 Zasady miejscowego zagospodarowania woacuted opadowych
Zagrożenia dla systemoacutew kanalizacyjnych wynikające ze zmian klimatu wywoływane są
zaroacutewno omoacutewionymi już czynnikami klimatycznymi (wzrost temperatury powietrza i
zmiany w strukturze opadoacutew) jak i poza klimatycznymi związanymi min ze zmianami
sposobu zagospodarowania czy użytkowania terenu
Na zmiany klimatu nakłada się więc wpływ szeregu procesoacutew urbanizacyjnych w tym
intensywna działalność gospodarcza i zajmowanie nowych obszaroacutew szczegoacutelnie wrażliwych
na skutki zmian klimatu (np obszary zalewowe) Wzrasta też na ogoacuteł udział powierzchni
nieprzepuszczalnych na terenach już zabudowanych
Naturalny obieg wody w przyrodzie charakteryzuje się roacutewnowagą pomiędzy zjawiskami
opadoacutew atmosferycznych a procesami spływu powierzchniowego infiltracji do gruntu (i do
woacuted podziemnych) oraz parowania do atmosfery Dynamiczna urbanizacja terenoacutew miejskich
przyczynia się do zwiększenia powierzchni uszczelnionych na obszarach do niedawna słabo
zagospodarowanych lub pokrytych roślinnością Skutkuje to zmianami intensywności spływu
powierzchniowego woacuted opadowych
Wielkość infiltracji woacuted opadowych do gruntu w warunkach naturalnych szacowana jest
zwykle na poziomie 80divide100 przy spływie powierzchniowym wynoszącym 20divide0
Rozwoacutej miast i związany z tym proces uszczelniania powierzchni burzy te proporcje W
zależności od stopnia urbanizacji spływ powierzchniowy może sięgać nawet powyżej 80
46
a naturalna infiltracja woacuted opadowych może zostać ograniczona do poziomu poniżej 20
(rys 47)
Rys 47 Spływ powierzchniowy i podziemny woacuted opadowych w zależności
od stopnia urbanizacji terenu [httplincolnnegov]
Zgodnie z zasadą zroacutewnoważonego rozwoju prawidłowa gospodarka wodna na
terenach zurbanizowanych powinna polegać na zagospodarowaniu jak największej objętości
bdquoczystychrdquo woacuted opadowych tak aby
zmniejszyć i opoacuteźnić spływ powierzchniowy woacuted do odbiornikoacutew oraz
zapobiec obniżaniu się poziomoacutew woacuted podziemnych w miastach
Wykorzystuje się w tym celu procesy retencji infiltracji i ewapotranspiracji w takich
obiektach jak zbiorniki retencyjno-infiltracyjne naturalne niecki terenowe czy lansowane
ostatnio tzw zielone dachy [1] Unikać przy tym należy generalnie nadmiernego
uszczelniania powierzchni terenu (stosować np utwardzanie ażurowe) Przyczyni się to w
bezpośredni bądź pośredni sposoacuteb do ochrony terenoacutew zurbanizowanych przed powodziami
miejskimi ndash wylewami z kanałoacutew
Wodyścieki opadowe (deszczowe i roztopowe) pochodzące z zanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni terenoacutew zurbanizowanych przed wprowadzeniem ich do gruntu
powinny być podczyszczane Wynika to z Rozporządzeń Ministra Środowiska (RMŚ) z
2006 i 2014 roku Nie dotyczy to woacuted opadowych pochodzących z niezanieczyszczonych
uszczelnionych powierzchni ndash jako umownie bdquoczystychrdquo (np z dachoacutew na terenach
mieszkaniowych)
Infiltracja z retencją powierzchniową stosowana jest na terenach zielonych Najczęściej
wykorzystuje się do tego celu naturalne zagłębienia terenu jako tzw niecki rozsączające w
ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza zwykle 03 m Zbiorniki rozsączające to zazwyczaj
wyprofilowane zagłębienia terenu w ktoacuterych napełnienie wodą nie przekracza 10 m
Poprawę zdolności chłonnych zbiornikoacutew oraz efektoacutew samooczyszczania woacuted
opadowych można uzyskać poprzez obsianie dna i skarp odpowiednio dobranymi
mieszankami traw i innej roślinności
47
Infiltracja z retencją podziemną - rozsączanie podziemne woacuted opadowych może się
odbywać poprzez skrzynki czy komory rozsączające oraz studnie czy drenaże chłonne (rys
48)
a) b) c)
Rys 48 Schematy przykładowych urządzeń do rozsączania podziemnego woacuted deszczowych
a) skrzynki rozsączające b) komora rozsączająca c) studnia chłonna
Skrzynki rozsączające umieszcza się zwykle w odpowiednio głębokich wykopach w
ktoacuterych wykonuje się warstwę drenażową - o dużej wartości wspoacutełczynnika filtracji
Komory rozsączające charakteryzują się na ogoacuteł bardziej wytrzymałą konstrukcją nośną
w stosunku do skrzynek rozsączających Są najczęściej stosowane do odwadniania dużych
powierzchni
Studnie i drenaże chłonne znajdują zastosowanie przy braku naturalnych odbiornikoacutew i
przy ograniczonych możliwościach zastosowania urządzeń o większej powierzchni infiltracji
5 METODY BILANSOWANIA STRUMIENI ŚCIEKOacuteW
51 ŚCIEKI BYTOWO-GOSPODARCZE I PRZEMYSŁOWE
Grawitacyjne kanały ściekowe (w żargonie bdquosanitarnerdquo) są wymiarowane na
maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew bytowo-gospodarczych i
przemysłowych przy uwzględnieniu dodatkowo strumienia woacuted przypadkowych w tym
infiltracyjnych oraz rezerwy na przyszłościowy rozwoacutej
Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej ilub przemysłowej jest
właściwy bilans strumieni ściekoacutew Obecnie odstępuje się często od sporządzania
szczegoacutełowych bilansoacutew wodnych na rzecz bilansoacutew opartych na wskaźnikach scalonych ndash
na perspektywę ge 50 lat
Bilans odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych oraz przemysłowych opracować można
wg podobnej metodyki - jak bilans zapotrzebowania na wodę
48
Ogoacutelnie średnie dobowe w roku (Qdśr) zużycie wodyodpływ ściekoacutew (w m3d) wynosi
idisrd QQ
365
1365
1
(51)
Rys 51 Nieroacutewnomierność poboru wody bądź odpływu ściekoacutew w roku (0274=100365 d)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (Nd) i odpływ maksymalny dobowy odpływ
ściekoacutew (Qdmax) wynosi
ddsrd
dsr
dd NQQ
Q
QN max
max (52)
Wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności godzinowej (Nh) i odpływ maksymalny godzinowy
odpływ ściekoacutew (Qhmax) w dobie o Qdmax wynosi
hhsrh
d
h
hsr
hh NQQ
Q
Q
Q
QN max
max
maxmax 24 (53)
Rys 52 Nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew w dobie (4167=10024 h)
Stąd ogoacutelnie maksymalny godzinowy strumień objętości ściekoacutew (w dm3s) wyniesie
86400max srdhdh QNNQ (54)
Wielkość zużycia wody w danej jednostce osadniczej określić można najdokładniej na
podstawie zarejestrowanego poboru wody (z wodomierzy) Odpływ ściekoacutew bytowo-
gospodarczych czy przemysłowych jest mniejszy od 100 - zarejestrowanego poboru wody i
ma mniejszą nieroacutewnomierność godzinową (retencja sieci) w stosunku do poboru wody w
tym przesuniętą w czasie (rys 53)
49
Rys 53 Nieroacutewnomierność poboru wody i odpływu ściekoacutew w dobie
Dotychczasowe wytyczne techniczne projektowania (WTP) kanalizacji z roku 1965 a
zwłaszcza zalecenia Instytutu Kształtowania Środowiska (IKŚ) z 1978 r ndash straciły swą
aktualność co do wartości wskaźnikoacutew zużycia wody i odpływu ściekoacutew z gospodarstw
domowych
Były mocno przeszacowane podawały bardzo duże wartości wskaźnikoacutew qj zużycia
wody w przeliczeniu na mieszkańca i dobę (- nawet 300 dm3d na Mk)
Obecnie bdquoobowiązująrdquo zalecenia wg Rozporządzenia Ministra Infrastruktury z 2002
roku znacznie niższe - przeciętne bdquonormy zużycia wodyrdquo w gospodarstwach domowych
(bdquomieszkalnictwordquo ndash wg tab 51)
Tab 51 Wskaźniki zapotrzebowania na wodę w miastach
Elementy zagospodarowania
przestrzennego
terenu zurbanizowanego
Jedno-
stka
Wskaźnik
zużycia wody qj
dm3d
Wspoacutełczynnik
nieroacutewnomierności
dobowej Nd
1 Mieszkalnictwo
- wielorodzinne kl I
i jednorodzinne wg kl II
klasy wyposażenia kl III
instalacyjnego kl IV
mieszkań kl V
Mk
Mk
Mk
Mk
Mk
140divide160
80divide100
70divide90
50divide60
30
15divide13
15divide13
2divide15
2divide15
2divide15
2 Usługi ogoacutelnomiejskie
3 Komunikacja zbiorowa
4 Mycie ulic i placoacutew
5 Podlewanie zieleni miejskiej
Mk
Mk
Mk
Mk
60
4
10
10
13
12
24
60
6 Tereny przemysłowo-składowe
- wskaźnik na mieszkańca
- przemysł niewodochłonny
- przemysł wodochłonny
Mk
m3d∙ha
m3d∙ha
70
30 divide 100
100 divide 500
115
115
115
I klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z dostawą ciepłej wody użytkowej z zewnątrz
II klasa - pełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
III klasa - niepełne wyposażenie instalacyjne mieszkań z lokalnym źroacutedłem ciepłej wody użytkowej
IV klasa - wodociąg ubikacja bez łazienki
V klasa - wodociąg bez ubikacji i łazienki brak kanalizacji
niższe wartości dotyczą przypadku braku sieci kanalizacyjnej - zbiorniki bezodpływowe
zaniżone wartości (w II klasie) - niezgodne z badaniami zużycia wody w miastach
50
UWAGA Zaznaczyć jednak należy że zalecenia wg RMŚ z 2002 r dotyczą głoacutewnie
rozliczeń ryczałtowych w sytuacji braku pomiaru zużycia wody przez odbiorcoacutew do czego
ograniczała się delegacja ustawowa dla ministra na podstawie Ustawy z dnia 7 czerwca 2001
r o zbiorowym zaopatrzeniu w wodę i zbiorowym odprowadzaniu ściekoacutew (Dz U Nr 72)
Metodyka bilansoacutew ściekoacutew Najpierw bilansuje się średnie dobowe (w m3d)
zapotrzebowanie na wodę w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego
(tab 51) posługując się liczbą mieszkańcoacutew (Mk) miastaosiedla i wskaźnikiem średniego
dobowego zapotrzebowania na wodę (qj)
Qd śr = 0001
6
1i
q j middot Mk (55)
gdzie
qj - wskaźnik dobowego zużycia wody przez mieszkańca w dm3d (tab 51)
a następnie oblicza się maksymalny dobowy strumień odpływu ściekoacutew (w m3d) z wzoru
Qd max śc = Σ (Qd śr middot Nd middot η) (56)
lub
Qd max śc =0001 Σ (qj middot Mk middot Nd middot η) (57)
gdzie
Nd ndash wspoacutełczynnik nieroacutewnomierności dobowej (tab 51)
η ndash wspoacutełczynnik zmniejszający - określający strumień odpływu ściekoacutew
Przyjmuje się więc że odpływ ściekoacutew jest mniejszy od poboru wody wodociągowej o
wartość mnożnika
η = 095 dla mieszkalnictwa i usług ogoacutelno miejskich (urzędoacutew szkoacuteł szpitali itd)
η = 10 dla komunikacji zbiorowej
η = 025divide050 dla mycia ulic i placoacutew - w kanalizacji ogoacutelnospławnej oraz η = 0 - w
kanalizacji rozdzielczej (kanały ściekowe) ndash niezgodne z rzeczywistością
η = 0 dla podlewania zieleni miejskiej (woda nie trafia do kanalizacji)
η = 085 dla terenoacutew przemysłowo-składowych
Przyjmując za podstawę obliczony maksymalny dobowy odpływ ściekoacutew Qd max śc =
100 w poszczegoacutelnych elementach zagospodarowania przestrzennego (poz 1divide4 i 6 - tab
51) sporządza się histogramy odpływoacutew godzinowych ściekoacutew - wykorzystując
dotychczasowe (z braku aktualnych) modele symulacyjne zapotrzebowania na wodę tj
rozbioroacutew w poszczegoacutelnych godzinach doby - wg tab 52
51
Tab 52 Modele symulacyjne rozkładoacutew godzinowych zapotrzebowania na wodę w dobie
maksymalnej i wartości wspoacutełczynnikoacutew (η) określających dobowy odpływ ściekoacutew [1]
Godziny
od - do
Elementy zagospodarowania przestrzennego terenu zurbanizowanego Mieszkalnictwo Usługi
ogoacutelno-
miejskie
Komunika-
cja zbiorowa
Mycie ulic i
placoacutew
Podlewanie
zieleni
Tereny
przemy-
słowe wieloro-
dzinne
jedno-
rodzinne
0 ndash 1 125 135 100 - 625 - 050
1 ndash 2 085 065 100 1650 625 - 050
2 ndash 3 085 065 100 1650 625 - 050
3 ndash 4 085 065 100 1650 625 - 050
4 ndash 5 210 085 100 1650 625 1250 050
5 ndash 6 250 (300) 300 100 - 625 1250 050
6 ndash 7 545 (625) 515 100 - - 1250 875
7 ndash 8 625 (545) 475 200 - - 1250 875
8 ndash 9 495 (445) 445 300 - - - 875
9 ndash 10 440 420 700 850 - - 875
10 ndash 11 420 340 1000 850 625 - 875
11 ndash 12 405 340 1200 850 625 - 875
12 ndash 13 390 340 1200 850 625 - 875
13 ndash 14 430 400 1200 - 625 - 875
14 ndash 15 440 420 1000 - - - 325
15 ndash 16 475 380 700 - - - 325
16 ndash 17 565 435 300 - - - 325
17 ndash 18 530 500 300 - - 1250 325
18 ndash 19 565 685 300 - 625 1250 325
19 ndash 20 630 915 300 - 625 1250 325
20 ndash 21 660 900 200 - 625 1250 325
21 ndash 22 680 745 200 - 625 - 325
22 ndash 23 545 550 100 - 625 - 050
23 ndash 24 320 480 100 - 625 - 050
Suma 100 100 100 100 100 100 100
η 95 95 95 100 0 divide 50 0 85
- przy założonej przeciętnej zmianowości I zmiana - 70 II zmiana - 26 III zmiana - 4
( ) - wartości dla miast o przewadze funkcji przemysłowych
Zsumowanie odpływoacutew godzinowych ściekoacutew z wszystkich elementoacutew
zagospodarowania (w danej godzinie w dobie maksymalnej) prowadzi do określenia
największej wartości Qh max śc (najczęściej występującej w godzinach rannych 600
divide 800
lub
wieczornych - 1900
divide 2200
) ktoacutera jest podstawą doboru średnic kanałoacutew ściekowych
Bilanse odpływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych opracowuje się
najczęściej na perspektywę ge 50 lat Należy uwzględnić planowane zagospodarowanie
przestrzenne terenoacutew w tym liczbę mieszkańcoacutew rodzaj przemysłu oraz usług w danych
jednostkowych osadniczych Decydujący o wielkości odpływu ściekoacutew jest zwykle udział
mieszkalnictwa (wielo- i jednorodzinnego) ndash zwykle 60divide80 Qd max śc
52
Wg danych ATV-DVWK-A11819992006 średnie dobowe zużycie wody przez
mieszkańca łącznie z usługami kształtuje się w Niemczech na poziomie od 80 do 200 dm3d
Odpowiednio w Polsce wg danych z tabeli 51 wynosi od 90 dm3d do 220 dm
3d
Przeciętnie w polskich miastach szacowane jest obecnie na poziomie 130 dm3dmiddotMk i
maleje wraz ze wzrostem liczby wodomierzy co jest skutkiem oszczędnego gospodarowania
wodą - min likwidacji przeciekoacutew z zaworoacutew spłuczek większej liczby zmywarek do
naczyń pralek montażu kabin natryskowych zamiast wanien kąpielowych itd
UWAGA W przypadku terenoacutew wiejskich nie przekracza na ogoacuteł 100 dm3dmiddotMk
Z braku danych w polskiej literaturze można posługiwać się wytycznymi niemieckimi
(ATV A-118) ktoacutere na perspektywę 2050 roku przewidują wskaźnik scalony [1]
qbg = 0004 divide 0005 dm3s na mieszkańca
- jako maksymalny godzinowy strumień ściekoacutew bytowo-gospodarczych - miarodajny do
wymiarowania miejskich kanałoacutew ściekowych
Na tej podstawie strumień Qbg (w dm3s) wynosi
Qbg = qbg middot Z middot Fbg (58)
gdzie
Z - gęstość zaludnienia Mkha
Fbg - powierzchnia zlewni ściekoacutew bytowo-gospodarczych ha
Zaludnienie terenoacutew (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mkha - tereny wiejskie o luźnej
zabudowie do 300 Mkha - centra miast
Odnośnie terenoacutew przeznaczonych na przemysł można tutaj roacutewnież posługiwać się
wskaźnikami scalonymi wg ATV A-118 skąd Qp (w dm3s)
ppp FqQ (59)
gdzie
qp(n) = 02divide05 dm3s ha - dla przemysłu niewodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(n) = 03divide12 dm3s ha)
qp(w) = 05divide10 dm3s ha - dla przemysłu wodochłonnego
(wg polskich wytycznych (tab 51) qp(w) = 12divide58 dm3s ha)
Fp ndash powierzchnia terenoacutew przemysłowych ha
Ogoacutelnie wartość Qp zależny od branży technologii produkcji czasu pracy -
zmianowości i liczby pracownikoacutew itp Przemysł może mieć też istotny wpływ na
nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew (rys 54)
Polskie dotychczasowe wytyczne znacznie przeszacowują racjonalnie uzasadnione
potrzeby wodne zwłaszcza przemysłu wodochłonnego w poroacutewnaniu do państw unijnych
53
UWAGA Odpływ ściekoacutew z terenoacutew przemysłowych może być większy niż
zarejestrowany poboacuter wody wodociągowej Zakłady posiadają często własne ujęcia
wody Woacutewczas ilość i nieroacutewnomierność odpływu ściekoacutew przemysłowych ustalać
należy na podstawie ankiet ilub pomiaroacutew
Rys 54 Wpływ zmianowości pracy w przemyśle na nieroacutewnomierność godzinową odpływu ściekoacutew
52 WODY PRZYPADKOWE
Szczegoacutełowe ustalenie strumieni ściekoacutew miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
powinno uwzględniać dodatkowo dopływ woacuted przypadkowych tj głoacutewnie infiltracyjnych i
opadowych
Wskutek niestarannego wykonania kanałoacutew oraz starzenia się materiałoacutew dochodzi do
braku szczelności kanałoacutew co powoduje
- infiltrację woacuted podziemnych do wnętrza kanałoacutew bądź też
- eksfiltrację ściekoacutew do gruntu i skażenie woacuted podziemnych
Tabela 53 Możliwe składowe woacuted przypadkowych w zależności od rodzaju kanałoacutew
wg ATV A-11819992006 [1]
Kanał ogoacutelnospławny Kanał deszczowy Kanał ściekowy (bdquosanitarnyrdquo) - infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- infiltrujące wody podziemne
(nieszczelności)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające wody drenażowe
źroacutedlane oraz powierzchniowe (ze
strumieni potokoacutew itp)
- dopływające wody drenażowe i
źroacutedlane
- dopływające ścieki (bdquosanitarnerdquo)
poprzez błędne podłączenia
- dopływające wody deszczowe
poprzez włazy studzienek i błędne
podłączenia
54
Wg dotychczasowych polskich wytycznych technicznych z 1965 roku w przypadku gdy
dno kanału zagłębione jest pod zwierciadłem wody podziemnej dla H le 4 m (wg rys 55)
wartość infiltracji należało przyjmować
dla sieci osiedlowej qinf = 10 m3d km lub 05 divide 20 m
3d ha
dla sieci miejskiej
qinf = 10 m3d km lub 05divide20 m
3d ha - kanały murowane i tworzywowe
qinf = 30 m3d km lub 15divide60 m
3d ha - kamionkowe
qinf = 40 m3d km lub 20divide80 m
3d ha - betonowe
Rys 55 Zagłębienie kanału względem zwierciadła wody podziemnej
Przy zagłębieniu kanałoacutew H gt 4 m należało zwiększyć qinf o 20 co 1 m powyżej 4 m
(Dla przykładu dla H = 6 m i kanału miejskiego z kamionki qinf = 14 middot 30 = 42 m3d km)
UWAGA Obecnie wykonuje się proacuteby szczelności nowych kanałoacutew - przy odbiorze
technicznym - mniejsza infiltracja w przyszłości
Wody przypadkowe to obok infiltracyjnych głoacutewnie wody deszczowe dopływające do
kanałoacutew ściekowych (podczas pogody deszczowej) przez
otwory wentylacyjne we włazach studzienek kanalizacyjnych
błędne podłączenia np rynien dachowych wpustoacutew podwoacuterzowych itp
Wielkość dopływu woacuted przypadkowych zależy od charakterystyki miastaosiedla (rodzaju
materiału kanałoacutew jakości wykonania i wieku kanałoacutew oraz zagłębienia pod zwierciadłem
wody podziemnej spadkoacutew powierzchni terenu rodzaju nawierzchni droacuteg itp)
Można ją oszacować przez pomiar strumienia przepływu ściekoacutew bytowo-gospodarczych
i przemysłowych w godzinach nocnych - przy odciętym dopływie wody wodociągowej
podczas pogody deszczowej i bezdeszczowej
Na podstawie wytycznych niemieckich ATV A-11819992006 zaleca się przyjmowanie
następujących wartości wskaźnikoacutew
55
qinf [005 015] dm3s∙ha - dla infiltracji (wg polskich wytycznych dla H le 40 m
wskaźnik ten wynosił qinf = 0006divide010 dm3s ha )
qwd [02 07] dm3s∙ha - dla dopływu woacuted deszczowych (nie uwzględniany w
dotychczasowych polskich wytycznych )
czyli łącznie
qprzyp [025 085] dm3s∙ha - do wymiarowania kanałoacutew ściekowych
53 ZALECANE WYPEŁNIENIA KANAŁOacuteW ŚCIEKOWYCH
Dotychczas w Polsce (wg WTP z 1965 r) błędnie przyjmowano ryczałtowo strumień
woacuted przypadkowych w tym infiltracyjnych z rezerwą na przyszłościowy rozwoacutej w
wysokości 100 Qh max śc tj ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych a wymiar
kanału dobierano na 2Qh max śc - do całkowitego wypełnienia kanału
Zmienione zasady projektowe z 1983 roku [IKŚ] zalecały przyjmowanie wypełnień
względnych kanałoacutew ściekowych hD le 06 (tj do 60 średnicy) dla kanałoacutew o średnicach D
lt 10 m ale dla miarodajnego (maksymalnego godzinowego) strumienia samych ściekoacutew Q
= Qbg + Qp czyli do 67 obliczeniowej przepustowości całkowitej (Qo = 100) kanału
kołowego
Tym samym ograniczono rezerwę przepustowości takich kanałoacutew ndash łącznie na wody
przypadkowe i infiltracyjne oraz na przyszłościowy rozwoacutej - z ok 50 do ok 33 (rys
56) przepustowości całkowitej (Qo) Prowadzi to do niedowymiarowania średnic kanałoacutew
Rys 56 Przykładowe krzywe sprawności hydraulicznej kanału kołowego (QQo od hD)
Wypracowane w Niemczech zasady wymiarowania kanałoacutew ściekowych są
poprawniejsze bowiem rezerwa bezpieczeństwa przepustowości kanałoacutew ściekowych (na
przyszłościowy rozwoacutej) jest uwzględniana dopiero po wyznaczeniu miarodajnego odpływu
ściekoacutew Qśc tj łącznie ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz woacuted
przypadkowych (- infiltracyjnych i nieuniknionego dopływu woacuted deszczowych)
56
Tak więc miarodajny strumień objętości ściekoacutew wyznacza się dla 4 składowych
dopływu
Qśc = Qbg + Qp + Qinf + Qwd (511)
- a kanały ściekowe dobiera się na wypełnienie hD od 50 do 70 co odpowiada
przepustowości całkowitej (Qo = 100) przekroju kołowego od 50 do 83 (rys 56) czyli
pozostaje bdquoczystardquo rezerwa na przyszłościowy rozwoacutej od 50 do 17 Qo ndash w zależności od
ważności kanału ściekowego w systemie
Powstająca w ten sposoacuteb bdquonadwyżkardquo przepustowości kanału nie może być w żadnym
wypadku traktowana w kategorii bdquorozrzutnościrdquo lecz jako zabezpieczenie pewności działania
systemu (ochrony przed wylaniem) a także jako rezerwa rozwojowa do ewentualnego
wykorzystania w przyszłości
W ten sposoacuteb wymiarowanie staje się bardziej bezpieczne a jego rezultat daje się
potwierdzać w trakcie eksploatacji już istniejących systemoacutew
Przykład metodyczny 1
Podział zlewni miejskiej ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych na
powierzchnie cząstkowe przynależne do danego odcinka kanału ściekowego (A-B-C) i
obliczenia strumieni ściekoacutew miarodajnych do doboru średnic (rys 57)
Rys 57 Schemat podziału zlewni ściekoacutew na powierzchnie cząstkowe
Wymiar kanału na odcinku AB dobieramy na strumień miarodajny - maksymalny
godzinowy QB (w dm3s) - bezpośrednio przed węzłem B
QB = qbg middot Z middot sumFbg AB + [(qinf + qwd) middot sumFbg AB]
a wymiar kanału na odcinku BC na łączny strumień QC (na odcinkach AB i BC) -
bezpośrednio przed węzłem C
QC = QB + qbg middot Z middot Fbg BC + [(qinf + qwd) middot Fbg BC] + qpmiddot Fp BC + [(qinf + qwd) middot Fp BC]
57
Przykład metodyczny 2
Przyporządkowanie pośrednich średnic kanałoacutew na odcinkach kolektora A-B-C-D wg
rysunku 58
Kolektor ściekowy AD podzielono na 3 odcinki i obliczono miarodajne strumienie
ściekoacutew QB QC i QD
ndash dla odcinka AB ndash dla QB i spadku dna kanału ik1 dobrano D1 = 06 m
ndash dla odcinka BC ndash dla QC i spadku dna kanału ik2 dobrano D2 = 08 m
ndash dla odcinka CD ndash dla QD i spadku dna kanału ik3 dobrano D3 = 12 m
Do wyznaczenia położenia pośrednich średnic kolektora pomocny jest wykres Q = f(LAD)
na podstawie ktoacuterego zakładając proporcjonalny przyrost strumienia na długości kanału
można określić położenie innych średnic np D = 03 m D = 04 m D = 05 m i D = 10 m
Rys 58 Wykres metodyczny do określania pośrednich średnic kanałoacutew
UWAGA Spadek dna kanału o średnicy Di musi być odpowiedni dla tej średnicy (ik min ge 1Di)
6 PODSTAWY BILANSOWANIA WOacuteD OPADOWYCH
61 OGOacuteLNA CHARAKTERYSTYKA SPŁYWOacuteW OPADOWYCH
611 OPADY ATMOSFERYCZNE
Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głoacutewnie w postaci
deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej) Ze względu na odmienny charakter spływu tych
woacuted
natychmiastowy w przypadku deszczu
przesunięty w czasie w przypadku topnieniu śniegu czy lodu
do wymiarowania kanalizacji rozważane są wyłącznie opady deszczowe jako dające
największe chwilowe odpływy
Spływy woacuted pochodzące z topnienia śniegu czy lodu stwarzają problemy natury
jakościowej - są silnie zanieczyszczone min pyłami atmosferycznymi po długim okresie
zalegania na powierzchni terenu
58
Ogoacutelnie zjawisko opadoacutew deszczowych charakteryzują 3 parametry
intensywność deszczu I = ΔhΔt (zmiany wysokości opadu Δh w czasie Δt)
czas trwania deszczu t
zasięg terytorialny F
Intensywność deszczu nie jest stała w czasie jego trwania jak też w przestrzeni objętej
opadem
Deszcze wyjątkowo intensywne (tzw ulewne czy nawalne) zdarzają się rzadko (raz na kilka
czy raz na kilkanaście lat) trwają kroacutetko i mają mały zasięg terytorialny Przykład lokalne
bdquooberwanie chmuryrdquo
Deszcze mało czy średnio intensywne występują częściej trwają dłużej i obejmują większe
obszary Przykład opad regionalny typu bdquokapuśniaczekrdquo
Do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych największe znaczenie mają intensywne a
więc maksymalne opady o czasie trwania do kilku godzin Wywołują one bowiem
największe przepływy w kanałach deszczowych czy ogoacutelnospławnych
UWAGA W kanalizacji posługujemy się częściej pojęciem jednostkowego natężenia
deszczu q w dm3s ha zamiast intensywności deszczu I = ΔhΔt w mmmin Między tymi
wielkościami zachodzi związek wynikający z przeliczenia jednostek miar
q = 16667∙I (63)
i odwrotnie I = q 16667
Zasięg deszczu (w km2) opisuje w przybliżeniu formuła Rosłońskiego dla I lt 5 mmmin
F = 5(5 ndash I)3
(64)
Przykładowo
- dla I = 1 mmmin (q = 167 dm3s ha) - F = 320 km
2 (- obszar dużego miasta np Wrocław)
- dla I = 2 mmmin (q = 333 dm3s ha) - F = 135 km
2 (- mniejsze miasto)
- dla I = 3 mmmin (q = 500 dm3s ha) - F = 40 km
2 (- dzielnica miasta)
- dla I = 4 mmmin (q = 667 dm3s ha) - F = 5 km
2 (- osiedle mieszkaniowe)
612 POROacuteWNANIE ILOŚCIOWE SPŁYWOacuteW DESZCZOWYCH ZE ŚCIEKAMI
Nie cały opad na obszarze zurbanizowanym - zlewni deszczowej o powierzchni F spływa
do kanalizacji Część opadu deszczowego zwilża powierzchnie i wyparowuje część wypełnia
nieroacutewności terenu i wsiąka w grunt bądź też odpływa poza zlewnię zgodnie ze spadkiem
terenu Wielkość opadu ktoacutery nie stał się częścią spływu określa się jako straty
59
Tzw opad efektywny - dający spływ powierzchniowy związany jest ze zlewnią
zredukowaną Fzr (szczelną)
FFzr (65)
gdzie
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = (H ndash (E + straty))H ψ[0 1]
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mrok
E - wysokość parowania terenowego mrok bdquostratyrdquo - głoacutewnie wsiąkanie mrok
Poroacutewnanie spływoacutew ściekoacutew i woacuted opadowych w czasie
Jednostkową wielkość spływu powierzchniowego z opadoacutew w okresie obliczeniowym np 1
roku z powierzchni zlewni F = 10 ha oszacować można (w m3rok) z wzoru
FHQ (66)
Przyjmując dla Polski opad normalny H = 06 m spływ woacuted opadowych z 1 ha powierzchni
przykładowej zlewni miejskiej przy średnim wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 wyniesie
Odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych z 10 ha zabudowy miejskiej przy przyjęciu
gęstości zaludnienia Z = 200 Mkha i wskaźnika odpływu ściekoacutew qj = 02 m3Mk∙d ndash wraz z
usługami wyniesie w roku
rokmha
haMk
dMkmdFZqQ j
rocz
ść
33
1460001200)(
20365365
Wynika stąd że roczny odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych jest ok 8 razy większy od
odpływu woacuted opadowych
18180014600 rocz
op
rocz
ść QQ
Poroacutewnując jednak odpływy woacuted deszczowych i ściekoacutew w kroacutetkich okresach czasu - w
czasie trwania intensywnych opadoacutew (miarodajnych do wymiarowania kanałoacutew
ogoacutelnospławnych i deszczowych) powyższe relacje odwroacutecą się
Przykładowo przyjmując średnie natężenie deszczu np q = 100 dm3s ha przy średnim
wspoacutełczynniku spływu ψ = 03 otrzymamy z powierzchni 1 ha
sdmhahasdmFqQ sek
op
33
300130)(100
a maksymalny godzinowy odpływ ściekoacutew bytowo-gospodarczych przy Nd = 13 Nh = 20
qj = 200 dm3Mkmiddotd i Z = 200 Mkha wyniesie z powierzchni 1 ha
rokmmrokmFHQ rocz
op
32 1800100003060
60
sdmha
haMk
dMkdmFZqNNQ jhd
sek
ść
33
2186400
01200)(
20023186400
Wynika stąd stosunek 252130 sek
ść
sek
op QQ 1
(czasem nawet 1001 - przy bardzo rzadkich częstościach występowania intensywnych
opadoacutew)
62 POMIARY OPADOacuteW DESZCZOWYCH
621 DESZCZOMIERZE KLASYCZNE
Do rejestracji wysokości opadoacutew atmosferycznych powszechnie stosowany jest
deszczomierz Hellmanna (rys 62) Składa się z cylindrycznej osłony i 2 naczyń
montowanych na wysokości 10 m npt Naczynie goacuterne zakończone lejkiem kieruje opady
do naczynia dolnego - zbiornika Średnica wlotu wynosi 1596 cm stąd F = 200 cm2 Zwarta
budowa urządzenia zmniejsza parowanie Deszczomierze umieszczane są w okolicy
pozbawionej wysokich obiektoacutew drzew
Rys 62 Deszczomierz Hellmanna
Odczyty odbywają się raz na dobę (najczęściej o godz 7 rano) Woda przelewana jest
woacutewczas ze zbiornika do szklanej menzurki gdzie odczytuje się jej objętość skąd wysokość
opadu h = VF (10 mm wysokości opadu oznacza 10 dm3m
2)
Deszczomierz Hellmanna nie pozwala na śledzenie zmian intensywności opadoacutew w
czasie czy też rejestrację czasu trwania poszczegoacutelnych faz opadoacutew Do tych celoacutew służą (od
połowy XX wieku) pluwiografy pływakowe z graficznym zapisem zdarzeń na
pluwiogramach papierowych (rys 63) Dokładność pomiaru i zapisu takich urządzeń jest
rzędu 01 mm wysokości opadu tj 01 dm3m
2
61
Rys 63 Schemat pluwiografu pływakowego
622 DESZCZOMIERZE NOWEJ GENERACJI - BEZOBSŁUGOWE
Pluwiometry wagowe Istotną wadą klasycznych deszczomierzy jest ich uciążliwa
obsługa - codzienna w przypadku deszczomierza Hellmanna i co kilka dni w przypadku
pluwiografu pływakowego (w tym także obecnie konieczność digitalizacji zapisoacutew na
pluwiogramach papierowych do formatu cyfrowego do ich interpretacji czy archiwizacji)
Rozwoacutej automatyki elektroniki i radiotelefonii nowej generacji skutkował opracowaniem
nowych konstrukcji urządzeń do rejestracji opadoacutew deszczowych (ciekłych) i śnieżnych
(stałych) zwanych też pluwiointensometrami
Rys 64 Schemat pluwiointensometru wagowego
Pluwiointensometry wagowe pozwalają na rejestrację opadoacutew atmosferycznych (śniegu i
deszczu - opad łączny) z dokładnością do 001 mm wysokości opadu (h) Termostat z grzałką
umożliwia eksploatację urządzenia w okresach wczesnowiosennych i poacuteźnojesiennych ndash
przymrozki (rys 64) Pluwiogram w zapisie cyfrowym jest analogiczny do wyżej
omoacutewionego (papierowego) przesyłany może być drogą radiową do centrali
Pluwiometry korytkowe Deszczomierze z naczyniami wywrotnymi (korytkami)
stosowane są w automatycznych stacjach meteorologicznych min od 2007 r w sieci
62
IMGW-PIB - deszczomierze typu RG 50 firmy SEBA Wyposażone są w dwa na przemian
napełniane i oproacuteżniane zbiorniczki o małej pojemności (2 cm3)
Rys 65 Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r z deszczomierza SEBA na
stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu 1820
divide2255
ndash h = 387 mm)
Impulsy zadziałania rejestrowane są z dokładnością sekundową i wysyłane drogą radiową
do centrali w zapisie cyfrowym - w formie zestawień tabelarycznych wykresoacutew słupkowych
(hietogramoacutew) czy pluwiogramoacutew - przykład na rysunku 65 Jeden impuls odpowiada
opadowi o wysokości h = 01 mm (tj 01 dm3m
2)
623 DOKŁADNOŚĆ POMIAROacuteW OPADOacuteW I REPREZENTATYWNOŚĆ STACJI
Rejestratory elektroniczne mają istotne wady W odniesieniu do tradycyjnych
pluwiografoacutew pływakowych ktoacutere funkcjonują w zasadniczo niezmienionej postaci od
kilkudziesięciu lat urządzenia automatyczne są wrażliwe na zanieczyszczenia i ulegają często
rozregulowaniu a co za tym idzie ich wskazania stają się woacutewczas niemiarodajne
Rys 66 Deszczomierze na stacji meteorologicznej IMGW w Legnicy od lewej
pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna
Przestawiając system pomiarowy wyłącznie na rejestrację elektroniczną nie można więc
zapominać o okresowych kontrolach i kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych
metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy)
63
63 CHARAKTERYSTYKA ILOŚCIOWA OPADOacuteW
631 KRZYWE WZORCOWE OPADOacuteW
O zjawisku (tzw reżimie) opadowym określonego obszaru decyduje
położenie geograficzne
odległość od moacuterz i oceanoacutew
ukształtowanie powierzchni i wyniesienie nad poziomem morza
pokrycie i sposoacuteb użytkowania terenu
Ekstremalnie intensywne opady występujące w warunkach polskich nie roacuteżnią się
znacząco pod względem zwłaszcza dobowych sum wysokości od notowanych w krajach
ościennych (położonych na granicy klimatu morskiego i kontynentalnego jak Niemcy czy
Czechy) podobnie jak i opady we Wrocławiu (na Strachowicach) w poroacutewnaniu do
Warszawy (na Bielanach) ndash tabela 62
Tab 62 Maksymalne wysokości opadoacutew (w mm) o czasie trwania od 5 minut do 72 godzin w
wybranych krajach Europy na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany)
Kraj
Miejscowość
Czas trwania opadu
minuty godziny doby
5 10 15 30 1 2 3 6 12 1 2 3
Polska 253 80 798 126 1761 1179 220 2218 - 300 428 557
Niemcy - 126 - 40 200 239 246 112 - 312 3799 458
Czechy 298 398 502 799 928 117 1266 1585 2036 3451 380 5367
Wrocław 131 187 247 329 353 577 619 631 642 801 1039 1169
Warszawa 206 219 28 366 408 495 504 57 68 801 1097 1133
Podstawową formą ilościowego opisu opadoacutew deszczowych są modele na zależność
intensywności I (mmmin) lub natężenia jednostkowego q (dm3s ha) bądź wysokości h (mm)
opadu od czasu jego trwania t i prawdopodobieństwa wystąpienia p lub zamiennie częstości
(powtarzalności) C opadu (lata) typu
( ) ( ) ( )I I t p q q t p h h t p (67)
Związek intensywności (czy natężenia jednostkowego) bądź wysokości opadu z czasem
jego trwania prezentowany jest najczęściej w postaci krzywych typu IDF (Intensity-Duration
Frequency) bądź krzywych typu DDF (Depth-Duration Frequency) dla roacuteżnych
prawdopodobieństw p (zamiennie częstości C) wystąpienia opadu Krzywe te stanowią
rodzinę hiperbol o ogoacutelnym roacutewnaniu
cbt
aI
n
)( (68)
w ktoacuterym a b c n - wspoacutełczynniki empiryczne zależne od prawdopodobieństwa pojawienia
się danego deszczu oraz od czynnikoacutew klimatycznych i fizjograficznych zlewni
64
Krzywe deszczy typu IDF czy DDF są tworami syntetycznymi ustalanymi na podstawie
materiału empirycznego Na ich podstawie tworzony jest opad blokowy - o stałej wartości
natężenia ktoacutery jest podstawą wymiarowania kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej tzw
metodami czasu przepływu
632 ZWIĄZEK NATĘŻENIA OPADU Z CZĘSTOŚCIĄ WYSTĘPOWANIA
Zależność pomiędzy natężeniem jednostkowym a czasem trwania deszczu o określonym
prawdopodobieństwie pojawiania się - czyli częstości występowania (tj powtarzalności w
latach) przedstawiono poglądowo na rysunku 68
Rys 68 Zależność (typu IDF) natężenia q od czasu trwania t deszczu o określonym
prawdopodobieństwie p pojawiania się - częstości występowania C
Prawdopodobieństwo (p) pojawienia się danego deszczu z częstością (C) jego
występowania ujmuje związek
C
p100
(69)
gdzie p ndash prawdopodobieństwo występowania deszczu wyrażane w (bądź w ułamku
woacutewczas p = 1C) określa ile razy w przeciągu 100-lecia zostanie osiągnięte lub
przekroczone dane natężenia deszczu q (w dm3s ha)
C ndash częstość pojawiania się deszczu wyrażana w latach oznacza że w danym C letnim
cyklu zdarzy się przynajmniej raz deszcz o natężeniu roacutewnym lub większym od q
stąd
p
C100
(610)
- co interpretujemy jako 1 raz na C lat
65
W krajach zachodniej Europy funkcjonuje pojęcie częstotliwości n występowania opadu
[6 201]
bdquoCzęstotliwośćrdquo df
C
n1
[1rok] (611)
- stąd fizykalnie n = p100 gdy p wyrazimy w oraz n = p gdy p wyrazimy w ułamku
Tab 63 Prawdopodobieństwo (p) częstotliwość (n) a częstość (C) występowania opadoacutew
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby w czasie dowolnie intensywnego deszczu zagwarantować
pełną ochronę terenu przed wylaniem
Nieopłacalne jest więc projektowanie kanalizacji na bardzo niskie prawdopodobieństwo
pojawienia się ekstremalnie intensywnych deszczy np o p = 001 = 1 tj zdarzających się
(teoretycznie) 1 raz na 100 lat gdyż średnice kanałoacutew byłyby woacutewczas bardzo duże i
niewykorzystywane przez dziesięciolecia
Nie można też za pomocą obliczeń w wiarygodny sposoacuteb określić fizycznie największego
(np o C = 100 lat) odpływu ze względu na stochastyczny tj losowy charakter opadoacutew
Do projektowania odwodnień terenoacutew brane są pod uwagę intensywne opady o
częstości występowania C [1 10] lat oraz o C [10 50] lat - do weryfikacji częstości
wylewoacutew
Wymagany standard odwodnienia terenu wg PN-EN 7522008 definiowany jest jako
przystosowanie systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych)
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną akceptowanej społecznie częstości wystąpienia
wylania z kanalizacji na powierzchnię terenu
64 MODELE OPADOacuteW DO PROJEKTOWANIA KANALIZACJI
641 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU OGOacuteLNOPOLSKIM
Model Reinholda
W 1940 roku Reinhold opublikował zasady projektowania kanalizacji obiektoacutew
komunikacyjnych typu autostrady mosty i wiadukty przejścia i przejazdy pod ulicami czy
lotniska w ktoacuterych sformułował model fizykalny opadoacutew postaci [1]
Prawdopodobieństwo
występowania
deszczu p
Częstotliwość
występowania
deszczu n
Częstość
- powtarzalność
deszczu C
[] [-] [rok-1
] [1 raz na C lat] 100 1 1 1
50 05 05 2
20 02 02 5
10 01 01 10
5
1
005
001
005
001 20
100
66
368409
3836840
1
9
38 41154115
C
tq
ntqq (612)
gdzie
q - jednostkowe (maksymalne) natężenie deszczu dm3s ha
q151 - natężenie deszczu (wzorcowego) o czasie trwania t = 15 min i częstotliwości
występowania n = 1 rok-1
- czyli o częstości występowania C = 1 rok dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
n - częstotliwość występowania deszczu o natężeniu q lub większym (n = 1C) rok-1
W modelu Reinholda przestrzenna zmienność natężenia opadoacutew (q) uzależniona była od
przyjmowanej wartości lokalnego natężenia deszczu wzorcowego (q151)
Po wojnie model Reinholda był powszechnie stosowany do projektowania kanalizacji w
państwach zachodnich (Niemcy Szwajcaria Austria) a także w państwach Europy środkowej
min w Polsce - najczęściej do wymiarowania odwodnień przyjmowano q151 = 100 dm3s ha
Obecnie w Niemczech zaleca się odczytywanie jednostkowego natężenia deszczu
wzorcowego z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej zlewni miejskiej bowiem q151
zmienia się w granicach od 90 do 170 dm3s ha
UWAGA model Reinholda (z 1940 roku) zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o
rząd 15 [1]
Model Błaszczyka
Dotychczas w Polsce najczęściej stosowanym do projektowania kanalizacji był model
fizykalny opadoacutew ndash wzoacuter Błaszczyka (z 1954 r) o postaci
32
3 26316
t
CHq (614)
gdzie
q - jednostkowe (średnie w czasie t) natężenie deszczu dm3s ha
t - czas trwania deszczu min
H - wysokość opadu normalnego (średniego rocznego z wielolecia min 30 lat) mm
C - częstość (powtarzalność) występowania deszczu o natężeniu q z przewyższeniem lata
Wzoacuter Błaszczyka oparty został na analizie statystycznej (79) intensywnych deszczy
zarejestrowanych w Warszawie w latach 1837divide1891 i 1914divide1925 ndash czyli od 180 do 90 lat
temu ndash obecnie nieaktualny
Zmienność opadoacutew na obszarze kraju scharakteryzowano za pomocą tzw opadu
normalnego (średniego w wieloleciu min 30 lat ndash rys 69)
Według wydawnictw atlasowych opad normalny zmienia się od 500 mm (Kujawy) do
1800 mm (Kasprowy Wierch) jednak na przeważającej części Polski zawiera się w granicach
H [500 700] mm
67
Rys 69 Opad normalny (w mm) w Polsce w latach 1971-2000
Po przyjęciu średniej H = 600 mm wzoacuter Błaszczyka upraszczał się do postaci
32
3470
t
Cq (615)
UWAGA wzoacuter Błaszczyka oparty na deszczach zarejestrowanych przszło 100 lat temu
zaniża wyniki natężeń wspoacutełczesnych deszczy o rząd 40 (q151 = 77 dm3s ha) co
wykazano min na przykładzie opadoacutew zmierzonych na stacji meteorologicznej IMGW we
Wrocławiu z okresu 1960-2009 (q151 = 112 dm3s ha) [1]
Model Bogdanowicz i Stachy
Bogdanowicz i Stachy na podstawie ogoacutelnopolskich pomiaroacutew deszczy (w latach
1960divide1990) na 20 stacjach meteorologicznych IMGW opublikowali w 1998 roku tzw
bdquocharakterystyki projektowerdquo opadoacutew w postaci modelu probabilistycznego
5840330
max )ln() (421 ptRth (616)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
t - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p(01]
α - parametr (skali) zależny od regionu Polski i czasu t (rys 610)
68
R1
R1
R1
Wrocław Wrocław Wrocław
R2
R3
R3
c)b)a)
Rys 610 Regiony opadoacutew maksymalnych a) dla czasoacutew trwania deszczy t [5 60) min b) dla
t [60 720) min c) dla t [720 4320] min (R1 - region centralny R2 - region poacutełnocno-zachodni
R3 - regiony południowy i nadmorski)
Dla p = 1 (czyli dla C = 1 rok) model (616) upraszcza się do funkcji będącej dolnym
ograniczeniem przyjętego rozkładu prawdopodobieństwa postaci
330
max 421 th (617)
Dla prawdopodobieństw przewyższenia p lt 1 (czyli dla C gt 1) w regionie centralnym
Polski (R1) parametr α obliczany jest z wzoroacutew (rys 610)
2491)1ln(6934)( ttR - dla t [5 120) min (618)
63910)1ln(2232)( ttR - dla t [120 1080) min (619)
1735)1ln(013)( ttR - dla t [1080 4320] min (620)
Analogicznie dla regionu poacutełnocno-zachodniego (R2) parametr α obliczany jest z wzoroacutew
(dla czasoacutew trwania opadoacutew ge 60 minut region R2 zanika przechodząc w R1)
6621)1ln(923)( ttR - dla t [5 30] min (621)
619)1ln(1609)( ttR - dla t (30 60) min (622)
Dla regionoacutew południowego i nadmorskiego (R3) parametr α obliczany jest z wzoru
03237)1ln(4729)( ttR - dla t [720 4320] min (623)
UWAGI
1 Model Bogdanowicz i Stachy nie obejmuje obszaroacutew goacuterskich i podgoacuterskich (rys 610)
2 Model Bogdanowicz-Stachy obarczony jest błędem odnośnie wysokości opadoacutew dla
częstości deszczy pojawiających się raz na rok (C = 1 rok) Wykazano to w badaniach
poroacutewnawczych na podstawie wynikoacutew pomiaroacutew opadoacutew we Wrocławiu w tym samym
okresie obserwacyjnym tj w latach 1960-1990
Łatwo bowiem wykazać że z przekształcenia wzoru (617) Bogdanowicz-Stachy do
postaci wzoru na jednostkowe natężenie deszczu q (w dm3s ha) dla p = 1 (tj C = 1 rok)
otrzymamy
q(max) = 2367t 067
(624)
69
a z wzoru Błaszczyka (615) dla H = 600 mm i C = 1 rok mamy q = 470t
067 (625)
a zatem identyczne funkcje czasu t ale roacuteżniące się wartością wspoacutełczynnika w liczniku aż 2-
krotnie
Tak więc dla C = 1 rok wyniki obliczeń q z wzoru (624) są dwukrotnie mniejsze nawet w
stosunku do wzoru Błaszczyka
Dla częstości deszczy C = 2 5 i 10 lat z modelu Bogdanowicz-Stachy przykładowo dla
centralnej Polski (R1) otrzymujemy o ok 50 większe natężenia deszczy względem
obliczanych z modelu Błaszczyka oraz o ok 15 większe względem modelu Reinholda
Te maksymalne natężenia opadoacutew są już bliskie (nieznacznie wyższe) względem
zmierzonych we Wrocławiu (1960-2009) [1]
642 MODELE OPADOacuteW O ZASIĘGU LOKALNYM ndash DLA WROCŁAWIA
Model Lambora
Model fizykalny Lambora (z 1953 r) na intensywność opadoacutew we Wrocławiu ma
postać
70)030(
log15743
t
pI (626)
gdzie
I - intensywność opadu deszczu mmh
p - prawdopodobieństwo wystąpienia opadu
t - czas trwania deszczu h
Przykładowo dla t = 15 min i p = 100 (C = 1 rok) z modelu Błaszczyka (615) otrzymujemy
q151 = 77 dm3s ha a z modelu (626) Lambora (dla Wrocławia) q151 = 928 dm
3s ha
Model Licznara i Łomotowskiego
Licznar i Łomotowski dla danych pluwiograficznych ze stacji UP Wrocław-Swojczyce z
wielolecia 1975-2002 wyestymowali wspoacutełczynniki empiryczne fizykalnego modelu opadoacutew
o ogoacutelnej postaci
cbt
aq
n
)(max (627)
gdzie
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadoacutew dm3s ha
t - czas trwania deszczu t [5 180] min
a b c n - wspoacutełczynniki regresji zależne od prawdopodobieństwa empirycznego (tab 64)
70
Tab 64 Wartości wspoacutełczynnikoacutew a b c i n do wzoru (627)
Prawdopodobieństwo p
10 20 50 100
a = 7138329 a = 8241363 a = 6436455640 a = 1573239
b = -388429 b = 1957292 b = 6488700 b = 4787518
c = -210067 c = 2040978 c = 2062691 c = 6351722
n = 0218073 n = 1752958 n = 3535880 n = 0949642
Modele Kotowskiego i Kaźmierczaka
Dla danych pluwiograficznych z wielolecia 1960-2009 ze stacji IMGW Wrocław-
Strachowice opracowano dwa modele (fizykalny i probabilistyczny) na maksymalną
wysokość opadoacutew we Wrocławiu [1]
1 Model fizykalny opadoacutew maksymalnych w zakresie t [5 4320] minut i C [1 50] lat
ma postać
2650
max )4503()5300ln(67716706 tCh (628)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
12650
max ])4503()5300ln(67716706[7166 ttCq (629)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
2 Model probabilistyczny (oparty na kwantylu rozkładu prawdopodobieństwa Fishera-
Tippetta typ IIImin) dla zakresu t [5 4320] minut i p [1 001] (tj C [1 100] lat)
przyjmuje postać
8090022202420
max ln 675981059741275834 ptth (630)
a przekształcony na maksymalne natężenia opadoacutew
18090022202420
max ]ln675981059741275834[7166 tpttq (631)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
t - czas trwania opadu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p (0 1] -
71
643 POROacuteWNANIE MODELU BŁASZCZYKA Z INNYMI MODELAMI OPADOacuteW
Do celoacutew poroacutewnawczych przyjęto wynik obliczeń natężenia opadu z wzoru Błaszczyka
(qB) za 100 Względne przewyższenia wynikoacutew obliczeń q z innych modeli względem
modelu Błaszczyka (qqB) zaznaczono pogrubioną czcionką (tab 65)
Tab 65 Poroacutewnanie natężeń deszczy obliczonych z modeli roacuteżnych autoroacutew względem modelu
Błaszczyka (qqB) - najczęściej stosowanego w Polsce do wymiarowania kanalizacji
Częst
ość
desz
czu
C la
ta
Cza
s tr
wa
nia
desz
czu
t m
in
Bła
szczy
k
qB
= 1
0
(100
)
Rein
hold
q1
51 =
100
dm
3s
ha
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n p
oacutełn
ocn
o-z
acho
dn
i
Bog
da
no
wic
z-S
tach
y
- r
egio
n c
entr
aln
y
Lam
bor
- W
rocł
aw
Lic
zn
ar-
Łom
oto
wsk
i
- W
rocł
aw-S
wojc
zyce
Ko
tow
ski
-Ka
źm
iercza
k
mod
el f
izyk
aln
y
- W
rocł
aw-
Str
acho
wic
e
Ko
tow
ski-
Kaźm
ierc
zak
mo
del
pro
bab
ilis
tycz
ny
- W
rocł
aw-
Str
ach
ow
ice
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
C = 1
10 100 125 050 050 118 127 147 138
15 100 130 050 050 121 128 149 140
30 100 127 050 050 123 125 148 141
60 100 115 050 050 123 119 144 140
120 100 098 050 050 121 117 139 138
180 100 087 050 050 107 120 136 137
C = 2
10 100 129 122 146 124 136 158 144
15 100 134 125 149 127 146 160 149
30 100 131 127 149 129 142 159 153
60 100 118 146 146 130 119 155 153
120 100 101 139 139 128 112 149 150
180 100 090 130 130 127 125 145 148
C = 5
10 100 131 128 157 144 138 146 130
15 100 136 132 161 148 141 150 139
30 100 133 134 161 150 131 149 144
60 100 120 157 157 150 113 145 144
120 100 102 149 149 149 106 139 141
180 100 091 138 138 147 113 136 138
C = 10
10 100 130 120 148 115 125 132 117
15 100 135 124 152 117 128 135 125
30 100 132 126 152 119 135 134 131
60 100 119 148 148 119 132 130 131
120 100 101 140 140 118 105 126 128
180 100 090 130 130 117 067 123 125
UWAGI
Przewyższenia qqB są ogoacutelnie roacuteżne w roacuteżnych zakresach t i C - sięgają nawet 60
Przeciętnie są na poziomie o 40 większym
Dla C = 1 rok model Bogdanowicz-Stachy zaniża wyniki o 50 - nawet względem modelu
Błaszczyka
WNIOSEK
Wynika stąd pilna konieczności zastąpienia modelu Błaszczyka (z 1954 r) w wymiarowaniu
systemoacutew kanalizacyjnych w Polsce wspoacutełczesnymi modelami opadoacutew maksymalnych ndash w
tym o zasięgu lokalnym na podstawie ktoacuterych możliwe byłoby w przyszłości opracowanie
szczegoacutełowego atlasu opadoacutew w Polsce - na wzoacuter atlasu KOSTRA w Niemczech
72
7 DOTYCHCZASOWE METODY WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ
71 METODY CZASU PRZEPŁYWU
711 ZASADY OBLICZENIOWE MCP
Zjawisko opad-odpływ w danej zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem złożonym i
trudnym do uogoacutelnienia Proces spływu woacuted opadowych można podzielić na 3 fazy
tworzenia spływu
koncentracji terenowej
odpływu kanałowego
Tworzenie spływu obejmuje procesy fizyczne takie jak zwilżanie wypełnianie zagłębień
terenu parowanie i wsiąkanie w grunt poprzedzające przekształcenie opadu w efektywny
spływ powierzchniowy Część opadu ktoacutera nie tworzy spływu określa się jako straty
Wielkość efektywnego spływu powierzchniowego zależy od wielu czynnikoacutew takich jak
rodzaj i stopień uszczelnienia (utwardzenia) powierzchni
nachylenie terenu (powierzchni przepuszczalnych i nie przepuszczalnych)
natężenie deszczu i czas jego trwania
rodzaj gruntu i pokrycie roślinnością powierzchni przepuszczalnych
wilgotność i temperatura powietrza
Koncentracja terenowa obejmuje przekształcenie powierzchniowo rozdzielonego opadu
efektywnego w powstający w najniższym punkcie rozpatrywanej zlewni hydrogram odpływu
Odgrywają przy tym rolę procesy spływu na powierzchni (przesunięcie w czasie) i efekty
opoacuteźniające (retencja terenowa)
Odpływ w kanałach podlega roacutewnież efektom przesunięcia w czasie i retencji min w
wyniku istnienia oporoacutew przepływu (spowodowanych chropowatością ścian kanałoacutew na
zwilżonym obwodzie) jak i wypełnianiem się kanałoacutew do przepływu obliczeniowego
Wymiarowanie kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej (wraz z obiektami) opiera
się z konieczności na szeregu założeniach upraszczających Mianowicie zakłada się że
dana zlewnia (F) zasilana jest deszczem o stałym natężeniu - opad blokowy
rozdział powierzchniowy opadu jest roacutewnomierny - zlewnia homogeniczna
- woacutewczas uzyskuje się największy miarodajny do wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych
odpływ woacuted deszczowych (Qm) przy czasie trwania deszczu (td) roacutewnym czasowi spływu
woacuted ze zlewni
73
Rys 71 Schemat zlewni deszczowej o powierzchni F
(Qm - miarodajny do wymiarowania kanału strumień objętości)
Ogoacutelny wzoacuter wyjściowy na miarodajny odpływ woacuted deszczowych Qm (w dm3s) ze
zlewni
FqQm (71)
gdzie
q - natężenie jednostkowe deszczu q = q(td C H) dm3s ha
φ - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) -
ψ - wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego -
F - powierzchnia zlewni ha
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia (φ) zwany też wspoacutełczynnikiem redukcji natężenia deszczu
związany jest z czasem spływu woacuted deszczowych od najdalszego punktu zlewni do przekroju
obliczeniowego Zależy od wielu czynnikoacutew (opoacuteźnienia i retencji) tj głoacutewnie od czasoacutew
przepływu w kanale (tp) oraz koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr)
Wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego (ψ) ujmuje stosunek wielkości spływu woacuted
opadowych Qsp ze zlewni o powierzchni F do wielkości opadu Qop w tej zlewni
1op
sp
Q
Q (72)
Wartość wspoacutełczynnika spływu zależy głoacutewnie od rodzaju zagospodarowania
(uszczelnienia) terenu zlewni ale także od spadkoacutew powierzchni oraz natężenia i czasu
trwania deszczu
W wymiarowaniu kanalizacji oblicza się zastępczy ndash tj średni ważony wspoacutełczynnik
spływu dla zlewni cząstkowej (podzlewni) przyporządkowanej do danego odcinka kanału
F
F
F
F
FFF
FFF zr
n
i
i
n
i
ii
n
nn
1
1
21
2211
)(
(73)
gdzie
ψi - wspoacutełczynnik spływu (i-tej) powierzchni składowej podzlewni kanału -
Fi - (i-ta) powierzchnia składowa podzlewni F ha
74
Spływ powierzchniowy pochodzi ze zlewni zredukowanej - o roacutewnoważnej szczelnej
powierzchni - Fzr Stąd powierzchnia zredukowana zlewnipodzlewni kanału wyniesie
FFzr (74)
UWAGA W projektowaniu odwodnień terenoacutew w Polsce wspoacutełczynnik spływu ψ
utożsamiany był błędnie ze stopieniem uszczelnienia powierzchni zlewni - niezależnie od
spadkoacutew terenu a zwłaszcza od natężenia deszczu miarodajnego (q(t C))
Wartość wspoacutełczynnika spływu (ψi) danej powierzchni cząstkowej (Fi) zlewni deszczowej
przyjmowano błędnie w zależności od rodzaju pokrycia (uszczelnienia) terenu
Gdy znane były szczegoacutełowe plany zagospodarowania przestrzennego terenoacutew
dachy szczelnehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]95090[
drogi asfaltowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]900850[
bruki kamienne klinkierowe helliphelliphelliphelliphelliphellip ]850750[
drogi tłuczniowehelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]600250[
drogi żwirowe helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]300150[
parki ogrody łąki zieleńce helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]10000[
Gdy brak było szczegoacutełowych planoacutew zagospodarowania przestrzennego miast
zabudowa zwarta helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]7050[
zabudowa luźna helliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]5030[
zabudowa willowahelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]3020[
powierzchnie niezabudowanehelliphelliphelliphelliphelliphellip ]2010[
parki i duże obszary zieleni helliphelliphelliphelliphelliphelliphellip ]1000[
Edel (w 2002 roku) zaproponował uzależnianie wartości wspoacutełczynnika spływu
dodatkowo od spadkoacutew powierzchni co przedstawiono w tabeli 71
Tab 71 Wartości wspoacutełczynnika spływu w zależności od rodzaju i spadku powierzchni wg Edela
Rodzaj powierzchni
zagospodarowanie
terenu
Spadek powierzchni []
05 10 25 50 75 100
Wartość wspoacutełczynnika spływu ψ
Dachy 085 090 096 098 099 100
Bruki szczelne 070 072 075 080 085 090
Bruki zwykłe 050 052 055 060 065 070
Aleje spacerowe 020 022 025 030 035 040
Parki i ogrody 010 012 015 020 025 030
Grunty rolne 005 008 010 015 020 025
Lasy 001 002 004 006 010 015
Zabudowa zwarta 080 082 085 090 095 100
Zabudowa luźna 060 062 065 070 075 080
Zabudowa willowa 040 042 045 050 055 060
75
Był to już pewien postęp metodyczny Nadal jednak nie uwzględniano wpływu natężenia
opadoacutew deszczu (o danej częstości występowania) na wartość wspoacutełczynnika spływu co
proponuje się obecnie (w rozdziale 83 [1]) w metodzie MMN - na wzoacuter niemieckiej MWO
(wg rozdziału 731 [1])
Norma PN-EN 752 z 2008 r podaje tutaj ogoacutelne graniczne wartości
ψ = 10 dla dachoacutew o powierzchni F lt 100 m2 i ψ = 05 dla dachoacutew żwirowych i z
zielenią ekstensywną o F gt 1 ha
ψ = 09divide10 dla powierzchni nieprzepuszczalnych i stromych dachoacutew
ψ = 0divide03 dla powierzchni przepuszczalnych
W przypadku stromych dachoacutew oraz przy występowania dużych powierzchni pionowych
(wysokich budynkoacutew) wielkość powierzchni nieprzepuszczalnych należy zwiększyć do 30
UWAGA Należy zdawać sobie sprawę z faktu że w wraz z rozwojem miast w efekcie
postępującego doinwestowania terenoacutew rośnie wartość wspoacutełczynnika spływu w skutek
wzrostu stopnia uszczelnienia powierzchni (zabudowy terenoacutew)
712 WYBOacuteR CZASU TRWANIA DESZCZU MIARODAJNEGO
Po przyjęciu określonej częstości C występowania deszczu obliczeniowego (z tab 11 wg
PN-EN 752) pojawiania się pytanie jakie jest miarodajne natężenie deszczu (qm - zależnie od
miarodajnego czasu jego trwania - tdm) - do zwymiarowania kanału w konkretnym węźle
obliczeniowym
Rys 72 Zależność (typu IDF) natężenia deszczu q od czasu trwania td
dla danej częstości C występowania
Ogoacutelnie Każdemu przekrojowi (x) kanału na jego trasie (rys 73) odpowiada inny czas
spływu deszczu a zatem inna wartość qm(tdm) jest miarodajna do zwymiarowania kanału w
kolejnym przekroju (x+1)
Im dalszy przekroacutej obliczeniowy tym dłuższy czas spływu i tym mniejsze są wartości qm (dla
danej częstości C ndash rys 72)
Rys 73 Idea wymiarowania kanałoacutew w poszczegoacutelnych węzłach obliczeniowych zlewni deszczowej
76
W przekroju x kanału obliczeniowy strumień objętości Qm zapisać można jako
zrdmmzrxm FtqFqQ )(
(76)
gdzie
qm(tdm) = qφ - miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane natężenie deszczu
Dla ideowej - modelowej zlewni deszczowej o F = Fzr (rys 75) zostaną rozpatrzone 3
przypadki związane z czasem trwania deszczu (td) w relacji do czasu przepływu (tp) w kanale
deszczowym (A-B) ndash od początku zlewni (punktu A) do przekroju obliczeniowego (punktu
B)
I przypadek td gt tp Q max 1
II przypadek td lt tp Q max 2
III przypadek td = tp Q max 3
Okaże się że dla td = tp qm(B) Qm(B) ndash strumień ten będzie największy
Rys 74 Przykładowa krzywa natężenia deszczu o częstości występowania C
Z krzywej deszczu (rys 74) o danej częstości występowania (C) ustalono następujące
natężenia jednostkowe
dla tdm 1 gt tp q1
dla tdm 2 lt tp q2
dla tdm 3 = tp q3
Rys 75 Schemat ideowy modelowej zlewni deszczowej (F = Fzr) kanału A - B
77
I przypadek td gt tp
Dla modelowej zlewni deszczowej kanału A-B (rys 75) gdy td gt tp = t3
- po czasie t1 do punktu B spłynie deszcz z powierzchni F1 o strumieniu 111 qFQ
- po czasie t2 1212 )( qFFQ
- a po czasie t3 = tp 1max13213 )( QqFFFQ - cała zlewnia (Fzr) objęta będzie spływem
deszczu o stałym natężeniu (q1) ndash co zobrazowano na rys 76
Rys 76 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td gt tp = t3
II przypadek td lt tp
Na przykład gdy td = t2 lt tp = t3 woacutewczas 211
qFQ oraz 2max2212
)( QqFFQ
Ponieważ q2 gt q1 pomimo że deszcz nie objął całej zlewni to najczęściej Qmax 2 gt Qmax 1
(rys 77)
Rys 77 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td lt tp = t3
78
III przypadek td = tp
Dla td = tp = t3 woacutewczas311
qFQ 3212
)( qFFQ i 3max33213
)( QqFFFQ
Ponieważ q1 lt q3 lt q2 a deszcz obejmuje całą zlewnię to przepływ Qmax 3 w punkcie B
będzie największy (rys 78)
Rys 78 Ideowy hydrogram przepływu ściekoacutew w punkcie B dla td = tp = t3
Tak więc gdy maxmpd Qtt - co jest podstawą wyjściową dotychczasowych
metod (tzw metod czasu przepływu) wymiarowania kanalizacji w wielu krajach świata
metody wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) - w krajach niemieckojęzycznych
rational method - w krajach anglojęzycznych
metody granicznych natężeń (MGN) ndash dotychczas stosowanej w Polsce
metody maksymalnych natężeń (MMN) ndash proponowanej do stosowania w Polsce [1]
72 METODA GRANICZNYCH NATĘŻEŃ (MGN)
721 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MGN
W MGN przyjmowano że miarodajny strumień objętości ściekoacutew deszczowych (Qm) w
rozpatrywanym przekroju kanału występuje z pewnym opoacuteźnieniem w stosunku do momentu
rozpoczęcia opadu (co jest prawdą ale tylko po okresie suchej pogody ) o czas niezbędny
na
tk - koncentrację terenową - zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności teren i
dopływ po powierzchni do kanału (poprzez wpust deszczowy)
tr - retencję kanałową - wypełnianie się kanału od wysokości bdquo0rdquo do wysokości
wypełnienia obliczeniowego h(Qm)
tp - przepływ w kanale - od początku kanału do przekroju obliczeniowego
79
Tak więc w MGN oproacutecz opoacuteźnienia (redukcji) odpływu związanego z czasem przepływu
(tp) uwzględniano dodatkowo czasy opoacuteźnienia-retencji tk i tr ndash dodatkowo redukujące
wartość natężenia jednostkowego opadoacutew stąd dla
)()()( pmdmmdmprkdmd tQtQtqttttt (77)
gdzie FtqtQ dmdmm )()( (78)
lub FtqtQ pdmm )()( (79)
UWAGA Należy podkreślić że założenie wyjściowe metody MGN jest poprawne jedynie w
przypadku opadu deszczu występującego po długim okresie suchej pogody
Ponieważ opady kryterialne do wymiarowania kanałoacutew deszczowych - o częstości C = 1divide10
lat występują z reguły w okresach długotrwałej mokrej pogody założenie to prowadzi do
niedowymiarowania średnic kanałoacutew bowiem miarodajny strumień objętości ściekoacutew
deszczowych Qm(tdm) jest woacutewczas zawsze mniejszy od Qm(tp) ndash wg relacji (77)
Zostało to wykazane w podręczniku [1] (w II wydaniu z 2015 roku w rozdz 85) na
przykładach wymiarowania i modelowania działania kanalizacji
Czas koncentracji terenowej - tk
Czas koncentracji terenowej zależy głoacutewnie od rodzaju i stopnia uszczelnienia terenu
spadkoacutew powierzchni oraz natężenia deszczu ale także pośrednio od gęstości zabudowy czy
rozmieszczenia wpustoacutew deszczowych na trasie kanału itp
Jest to czas niezbędny na zwilżenie powierzchni wypełnienie nieroacutewności terenu
(- jedynie po okresie suchej pogody) jak i sam dopływ po powierzchni do wpustu
deszczowego i dalej przykanalikiem do kanału
W MGN wg WTP z 1965 r uśredniony czas tk - w warunkach miejskich należało
przyjmować od 2 do 10 minut
Według bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w aglomeracjach
miejsko - przemysłowych i dużych miastachrdquo z 1984 r zmniejszono zalecane czasy
koncentracji terenowej tk z 2divide10 minut do 2divide5 minut (tab 71)
Tab 71 Dotychczas zalecane prawdopodobieństwa (zamiennie częstości) występowania deszczu
miarodajnego do projektowania kanalizacji w Polsce
Lp
Warunki terenowe w zlewni deszczowej
Prawdopodobieństwo p (częstość C)
występowanie opadoacutew dla kanalizacji
Czas
koncentracji
terenowej
tk min
- deszczowej
- ogoacutelnospławnej
1 Kanały boczne w płaskim terenie 100 (C = 1 rok) 50 (C = 2 lata) 10 (5)
2 Kolektory kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 2
50 (C = 2 lata) 20 (C = 5 lat) 5 (2)
3 Kolektory w głoacutewnych ulicach o trwałych
nawierzchniach kanały boczne przy spadku
terenu powyżej 4
20 (C = 5 lat) 10 (C = 10 lat) 2
80
4 Szczegoacutelnie niekorzystne warunki terenowe
(niecki o utrudnionym odpływie zbocza
głębokie piwnice przy gęstej zabudowie)
10 (C = 10 lat) 5 (C = 20 lat) 2
5 Rowy otwarte w obrębie miast 10 (C = 10 lat) 2 (C = 50 lat) 2
wartości zalecane wg bdquoZasad planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych helliprdquo z 1984 r
wartości zalecane do projektowania przepustoacutew pod torami kolejowymi w wojewoacutedztwie dolnośląskim
Prawdopodobieństwo p (lub zamiennie częstość C) pojawiania się deszczu miarodajnego
było przyjmowane w dostosowaniu do zalecanych woacutewczas standardoacutew ochrony terenoacutew
przed wylaniami ndash odrębnych dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
wartości tk Czas tk powiększa bowiem czas trwania deszczu a więc redukuje natężenie q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN wg zależności
Qm(tdm) lt Qm(td = tp)
2 W przypadku serii występujących po sobie intensywnych opadoacutew wartość tk jest znikomo
mała
3 Koncentracja terenowa jest pomijana w niemieckich metodach czasu przepływu
wymiarowania kanalizacji deszczowej
Czas retencji kanałowej - tr
W okresie braku opadoacutew kanały deszczowe są prawie puste Płyną jedynie wody
przypadkowe najczęściej infiltracyjne Czas wypełniania się kanałoacutew do wysokości
obliczeniowej h(Qm) tj wypełnienia normalnego hn(Qm) w ruchu roacutewnomiernym w MGN
wyrażano w procentach czasu przepływu tp ściekoacutew - od początku sieci do przekroju
obliczeniowego Czas ten szacowany był na
tr = (14 divide 20) tp (711)
Wg zaleceń WTP z 1965 r w MGN należało przyjmować wartość tr w wysokości aż 20
czasu tp czyli tr = 02tp
UWAGI
1 Z punktu widzenia niezawodności działania kanalizacji bezpieczniejsze jest pomijanie
czasu retencji kanałowej bowiem wartość tr znacznie redukuje natężenie deszczu q(tdm)
miarodajne do wymiarowania kanałoacutew w MGN
2 W przypadku wystąpienia serii intensywnych opadoacutew czas tr ma małą wartość ndash kanały są
częściowo wypełnione po poprzednim opadzie
3 Czas tr jest pomijany w obliczeniach kanalizacji metodami czasu przepływu stosowanymi
w Niemczech (MWO MZWS) gdzie przyjmuje się td = tp
81
722 TOK OBLICZEŃ W WYMIAROWANIU KANAŁOacuteW wg MGN
Czas przepływu ściekoacutew tp (w minutach) w kanale A-B (wg rys 79) - od jego początku
(A) do przekroju obliczeniowego (B) określa się z wzoru
60
Lt p (712)
znając długość kanału L (w m) i zakładając prędkość przepływu υ (w ms)
Przykład
Dla danych Qm(B) i projektowanego spadku dna kanału ik dobieramy przekroacutej (np
średnicę) kanału i ustalamy wypełnienie h( ) oraz prędkość υ( ) przepływu - z
nomogramoacutew lub ze wzoroacutew (Qm(B) ik h( ) υ( ))
Rys 79 Schemat zlewni deszczowej do doboru średnicy (wymiaru) kanału A-B
Ponieważ do obliczenia strumienia objętości Qm(B) potrzebny jest rzeczywisty czas
przepływu tp toteż doboacuter wymiaru kanału z określeniem wypełnienia oraz prędkości
przepływu prowadzi się iteracyjnie
W pierwszym przybliżeniu zakładano bdquodowolnąrdquo prędkość przepływu np υz(1) = 10 ms i
obliczano czas przepływu tp(1) = L60υz(1) a następnie wyznaczano miarodajny czas trwania
deszczu tdm(1) z ogoacutelnej postaci wzoru
krpdm tttt (713)
W MGN podstawiano za tr = 02tp
kpkppdm tttttt 2120 (714)
stąd
kkdm tL
tLL
t 60
2160
2060
(715)
Dalej (w 1 przybliżeniu) obliczano natężenie deszczu miarodajnego q(tdm)(1) (z wzoru
Błaszczyka) i strumień objętości Qm(tdm)(1) oraz dobierano wymiar kanału (przy spadku ik) i
ustalano jego wypełnienie h(1) oraz bdquorzeczywistąrdquo prędkość przepływu υrz(1)
W 2 przybliżeniu dla nowej założonej prędkości υz(2) = υrz(1) obliczano nowe czasy tp(2) i
tdm(2) oraz strumienie q(tdm)(2) i Qm(tdm)(2) Dla dobranego już kanału ustalano nowe wartości
82
h(2) oraz υrz(2) Obliczenia należało prowadzić do momentu aż prędkość rzeczywista w n-tym
przybliżeniu υrz(n) dla Qm(n) w dobranym kanale o wypełnieniu h(n)( ) nie roacuteżniła się więcej
niż plusmn 01 ms od υrz(n-1)
Dla kanału złożonego z wielu odcinkoacutew czas tp był sumowany - od początku kanału do
ostatniego przekroju obliczeniowego woacutewczas
kpdm ttt 21 (716)
Minimalny czas trwania deszczu miarodajnego przyjmowano w MGN roacutewny
tdm min = 10 min
- co oznaczało w praktyce że bdquokroacutetkierdquo kanały - na początkowych odcinkach sieci gdzie tdm le
10 minut były wymiarowane na stały opad q10(C) tj dla tdm = 10 minut
Łatwo wykazać że dla tdm = 10 minut czas przepływu będzie wynosił tp = 417 minut dla
tk = 5 minut oraz tp = 667 minut dla tk = 2 minuty
W MGN miarodajne jednostkowe natężenie deszczu q(tdm) (w dm3s ha) obliczano z
nieaktualnego już wzoru Błaszczyka postaci
32
3 26316)(
dm
dmt
CHtq (717)
gdzie
tdm - czas trwania deszczu miarodajnego tdm = tp + tr + tk min
H - wysokość opadu normalnego (średniego z wielolecia) mm
C - częstość występowania deszczu lata
724 METODA UPROSZCZONA ndash STAŁYCH NATĘŻEŃ (MSN)
Do wymiarowania kanalizacji deszczowej stosowana była też mniej pracochłonna ndash
bardzo uproszczona metoda zwana metodą stałych natężeń (MSN) mająca jednak
ograniczone zastosowanie - do projektoacutew wstępnych i do zlewni o F le 50 ha
Nie wyznaczano tutaj czasu trwania deszczu miarodajnego a natężenie deszczu
redukowano najczęściej funkcją uwzględniającą przyrost powierzchni zlewni (F)
Wzoacuter do obliczania miarodajnego strumienia Qm (w dm3s) w MSN ma postać
zrIICm FqQ )(10 (723)
gdzie
q10C - natężenie jednostkowe deszczu o czasie trwania tdm = 10 minut dla danej częstości
występowania C lat (w dm3s ha) obliczane z wzoru (717) Błaszczyka postaci
83
constAA
t
CHq
dm
C 64410
6316667032
3 2
10 (724)
φ(II) - wspoacutełczynnik redukcji natężenia deszczu (oznaczony w MSN indeksem II - dla
odroacuteżnienia od MGN) obliczany najczęściej z formuły Buumlrkli-Ziglera w
zależności od wielkości powierzchni zlewni dla F ge 10 ha
nII
F
1)( (725)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
n - parametr zależny od spadkoacutew powierzchni terenu i kształtu zlewni -
Dla przeciętnych warunkoacutew terenowych gdy spadek terenu warunkował prędkość
przepływu w kanałach rzędu 12 ms a długość zlewni była około dwa razy większa niż jej
szerokość zalecano dawniej przyjmowanie (intuicyjnie) n = 6 Dla spadkoacutew mniejszych i
zlewni wydłużonych n = 4 a dla spadkoacutew większych i zlewni zwartych n = 8
UWAGA metoda stałych natężeń (MSN) jako uproszczona i nie należąca do tzw
metod czasu przepływu w świetle zaleceń PN-EN 7522008 nie powinna być stosowna
do wymiarowania kanalizacji deszczowej
725 OSOBLIWOŚCI OBLICZENIOWE W MGN
MGN bdquosprawdzała sięrdquo w przypadkach tzw zlewni regularnych tj o zbliżonych
wartościach parametroacutew podzlewni cząstkowych w innych przypadkach prowadziła do
błędnych wynikoacutew
Konieczne było więc wykonywanie obliczeń sprawdzających tj poroacutewnań aktualnie
obliczanej wartości Qm(x) - w węźle (przekroju) niżej położonym względem obliczonej już
wartości Qm(x-1) - w węźle (przekroju) wyżej położonym W zlewni regularnej zawsze
Qm(x) ge Qm(x-1) (726)
W przypadku gdy Qm(x) lt Qm(x-1) - do wymiarowania dolnego odcinka kanału należało
przyjmować większą wartość strumienia tj Qm(x-1) - z goacuternego odcinka
Dotyczy to głoacutewnie przypadkoacutew
zlewni o roacuteżniących się znacznie parametrach podzlewni (Fi ψi li iihellip)
występowania kanałoacutew tranzytowych
połączeń w węźle kilku kanałoacutew
Przykład zlewni regularnej kanału A-B-C przedstawiono poglądowo na rys 712
84
Rys 712 Schemat zlewni regularnej kanału deszczowego A-B-C (Fc ψsr = Fzr c Fc = F1 + F2)
Cechy szczegoacutelne przykładowej zlewni regularnej
kanał A-B-C złożony jest z dwoacutech odcinkoacutew o podobnych długościach l1 + l2 = l
podzlewnie deszczowe F1 i F2 są podobnej wielkości
wspoacutełczynniki spływu ψ1 i ψ2 są podobnej wartości
spadki terenu czy dna kanałoacutew i1 i i2 są podobnej wartości
Dla zlewni regularnej
QmC gt QmB
)(1)(2 BC DD
Przykłady obliczeń zlewni nieregularnych ndash konieczne sprawdzenia Qm w węzłach
Nieregularność zlewni powodowana jest najczęściej znacznymi roacuteżnicami wielkości
powierzchni cząstkowych zlewni (Fi) bądź wspoacutełczynnikoacutew spływu (ψi) na wymiarowanych
odcinkach (i) kanału lecz nie tylko
Nieregularność może być też wywołana znacznymi roacuteżnicami wartości takich parametroacutew
kanału jak długość i spadek dna a więc związanych z czasem przepływu (tp)
Dla przykładu w podręczniku [1] rozpatrzone zostały cztery klasyczne przykłady
występowania zlewni nieregularnych - zwanych także wspoacutełzależnymi tj wzajemnie
oddziaływującymi na siebie Poniżej omoacutewiono dwa najczęstsze przypadki (I i IV)
Przykład I 21
Rys 713 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 gtgt ψ2
zrmm FqQ - strumień zwiększa się
pomimo że maleje qm ale szybciej rośnie Fzr
średnice kanałoacutew nie mogą maleć
wraz ze wzrostem długości kanału
85
Wymiarowanie w przekroju B (odcinka A-B o długości l1 ndash rys 713)
1
1
1 )()(60
zrdmBmBdmBdmBpAB FtqQtqtl
t
Wymiarowanie w przekroju C (odcinka B-C o długości l2)
2
2
60
lt pBC )()()( 21 zrzrdmCmCdmCdmCpACpBCpABp FFtqQtqttttt
Sprawdzenie relacji wynikoacutew obliczeń strumieni QmB i QmC
- jeżeli QmB gt QmC to odcinek B-C wymiarujemy na strumień QmB Ma to miejsce zawsze
woacutewczas gdy pACpAB tt i jednocześnie 21 zrzr FF
Uzasadnienie hipotezy wg rys 714
Rys 714 Wpływ relacji tpAB ltlt tpAC i Fzr1gtgt Fzr2 na wynik obliczeń strumieni QmB i QmC
Przykład IV Połączenie dwoacutech kanałoacutew w węźle
Założenie wyjściowe tp1 ltlt tp2 - wg rys 718
86
Rys
718 Schemat zlewni nieregularnej wywołanej połączeniem kanałoacutew węźle C gdy tp1 ltlt tp2
Kanał A-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmAC - dla czasu przepływu tp2
Kanał B-C wymiarujemy na strumień miarodajny w węźle C QmBC - dla czasu przepływu tp1
Kanał C-D wymiarujemy na strumień miarodajny dla węzła D - największy z 4 możliwych
1) dla sumy czasoacutew tp2 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 + Fzr3 (najczęściej w praktyce)
2) dla sumy czasoacutew tp1 + tp3 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 + Fzr3 (sprawdzenie)
3) dla czasu tp2 i zlewni Fzr = Fzr1 + Fzr2 (sprawdzenie)
4) dla czasu tp1 i zlewni Fzr = Fzr1 + Frsquozr2 (sprawdzenie)
Aby obliczyć Frsquozr2 (do sprawdzeń 2 i 4) należy określić położenie punktu Arsquo tak aby
czas przepływu od Arsquo do C był roacutewny tp1 tzn długość odcinka ArsquoC = tp1 2 Zakładając
proporcjonalny do długości kanału przyrost powierzchni zlewni
2
2
zr
zr
F
F
AC
CA (727)
Otrzymamy
AC
FCAF zr
zr2
2
(728)
87
73 METODA WSPOacuteŁCZYNNIKA OPOacuteŹNIENIA
731 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MWO
W metodzie wspoacutełczynnika opoacuteźnienia (MWO) stosowanej w Niemczech pomija się
czasy retencji terenowej i kanałowej - czyli td = tp Wyznaczone w ten sposoacuteb spływy woacuted
deszczowych (Qm) są większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
W MWO miarodajny odpływ deszczu Qm dla td = tp określa się (w dm3s) z wzoroacutew [1]
- dawniej
FCtqQ sdm )(115 (729)
- obecnie (od 1999 r)
FCtqQ sdm )( (730)
gdzie
q151 - wzorcowe natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania td = 15 minut i
częstości występowania C = 1 rok przyjmowane dawniej jako średnie dla
Niemiec q151 = 100 dm3s ha Obecnie ustalane jest indywidualnie dla każdej
miejscowości z atlasu KOSTRA q151 [90 170] dm3s ha
(tdC) - wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (redukcji natężenia deszczu) dla czasu trwania
deszczu td (w minutach) i częstości wystąpienia C (w latach)
368409
38)( 4
C
tCt
d
d (731)
q(tdC) - miarodajne (maksymalne) natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu
trwania td = tp i częstości występowania C obecnie ustalane na podstawie
krzywych IDF z atlasu KOSTRA - indywidualnie dla każdej miejscowości
ψs - szczytowy wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany w zależności od
stopnia uszczelnienia powierzchni grupy nachylenia terenu i natężenia
wzorcowego deszczy (q15C) -
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
Stąd miarodajne do wymiarowania kanalizacji - zredukowane jednostkowe natężenie
deszczu (wg bdquostaregordquo wzoru (729)) Reinholda
)36840(9
38)( 4
115115
Ct
qCtqd
d (732)
Dla q151 = 100 dm3s ha z (732) otrzymamy obliczeniowe natężenia deszczy zależne od C
o q152 = 130 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 2 lata ((tdC) = 1300)
o q155 = 180 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 5 lat ((tdC) = 1784)
o q1510 = 225 dm3s ha dla td = 15 minut i C = 10 lat ((tdC) = 2232)
88
W tabeli 74 podano pomocne w obliczeniach miarodajnego do wymiarowania
kanalizacji zredukowanego natężenia deszczu (wg Reinholda) wartości wspoacutełczynnika
opoacuteźnienia (tdC) w zależności od czasu trwania td i częstości deszczy obliczeniowych C
Tab 74 Wartości wspoacutełczynnika (tdC) dla roacuteżnych czasoacutew trwania
i częstości deszczy obliczeniowych wg ATV A-118 cytowane w [1]
Czas trwania
deszczu
td minuty
Wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu (tdC)
dla deszczu o czasie td i częstości C
C = 20 lat C = 10 lat C = 5 lat C = 2 lata C = 1 rok
5 4740 3827 3059 2228 1714
6 4424 3572 2855 2079 1600
7 4148 3348 2676 1949 1500
8 3904 3151 2519 1835 1412
9 3687 2976 2379 1733 1333
10 3493 2820 2254 1642 1263
11 3318 2679 2141 1559 1200
12 3160 2551 2039 1485 1143
13 3016 2435 1947 1418 1091
14 2885 2329 1862 1356 1043
15 2765 2232 1784 1300 1000
16 2654 2143 1713 1248 0960
18 2458 1984 1586 1155 0889
19 2370 1913 1529 1114 0857
20 2288 1847 1477 1076 0828
30 1702 1374 1098 0800 0615
40 1354 1093 0874 0637 0490
60 0962 0776 0621 0452 0348
80 0746 0602 0481 0350 0270
100 0609 0492 0393 0286 0220
120 0514 0415 0332 0242 0186
150 0417 0337 0269 0196 0151
Najkroacutetsze miarodajne czasy trwania deszczu (td min) przyjmowane są w MWO w
zależności od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni ndash wg tab 75
Tab 75 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w MWO w zależności
od spadku terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni wg ATV A-118 cytowanej w [1]
Średni spadek
terenu Stopień
uszczelnienia
Minimalny czas
trwania deszczu
Deszcz
obliczeniowy
lt 1 le 50 15 minut q15C
gt 50 10 minut
q10C 1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut q5C
89
Wartość wspoacutełczynnika spływu szczytowego zależy głoacutewnie od stopnia uszczelnienia
zlewni i spadkoacutew powierzchni terenu oraz od natężenia deszczu (tab 76)
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) dla roacuteżnych natężeń i częstości deszczy
obliczeniowych (q15C) o czasie trwania 15 minut w zależności od grupy spadkoacutew terenu (it)
oraz stopnia uszczelnienia (ψ) wg ATV A-118 cytowanej w [1]
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań wspoacutełczynnika s
() natężenia q15C = 100 130 180 i 225 dm3s ha odpowiadają odpowiednio C = 1 2 5 i 10 lat
Zasady doboru kanałoacutew deszczowych i ogoacutelnospławnych w MWO
W projektowaniu wymiaroacutew kanałoacutew deszczowych bądź ogoacutelnospławnych według ATV
A-118 zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli wyznaczony strumień
miarodajny (Qm) przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
obliczanej wg metody opartej na wzorze Prandtla-Colebrooka (w Polsce nazywanego wzorem
Colebrooka-Whitersquoa)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
- hD le 075 - w przypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
- hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych
Przestrzeganie tych zaleceń prowadzi więc do uzyskania większej pewności poprawnego
pod względem hydraulicznym działania grawitacyjnego kanału jak i stworzenia dodatkowej
rezerwy bezpieczeństwa na przyszłościowy rozwoacutej czy też na wypadek jego przeciążenia
podczas intensywniejszych niż obliczeniowe opady
Należy zdawać sobie sprawę z faktu że wraz z postępującym uszczelnienia powierzchni
zlewni deszczowych miast rośnie wartość spływu powierzchniowego
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Grupy spadkoacutew terenu
1) it le 1 2) 1 lt it le 4 3) 4 lt it le 10 4) it gt 10
Wzorcowe natężenie deszczu q15C - w dm3s ha ()
100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225 100 130 180 225
0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
90
UWAGA W Polsce utrwalił się błędny sposoacuteb wymiarowania kanałoacutew deszczowych bądź
ogoacutelnospławnych - do całkowitego wypełnienia przekroju tj praktycznie bez pozostawienia
odpowiedniej rezerwy bezpieczeństwa
732 OSOBLIWOSCI OBLICZENIOWE W MWO
Procedura wymiarowania hydraulicznego kanalizacji wg MWO jest podobna jak w MGN
Ogoacutelnie dla każdego przekroju obliczeniowego kanału (węzła x sieci) wyznacza się
miarodajny czas trwania deszczu (td) odpowiadający sumarycznemu czasowi przepływu (tp)
w kanałach (sieci) wyżej położonych
Dla bardzo zroacuteżnicowanych powierzchni cząstkowych zlewni pod względem kształtu
spadkoacutew terenu czy wspoacutełczynnikoacutew spływu szczytowego występowanie zlewni
wspoacutełzależnych (oddziałujących na siebie) ndash czyli nieregularnych jest często spotykane
Rys 719 Schemat zlewni nieregularnej gdy ψ1 ltlt ψ2
Przykładowo dla zlewni przedstawionej na rys 719 - gdy ψs1 ltlt ψs2 i Fzr1 ltlt Fzr2 uzyska
się w MWO największy miarodajny strumień w węźle C przy pominięciu zlewni F1 i wy-
znaczeniu parametroacutew deszczu tylko dla zlewni cząstkowej F2 (zwłaszcza gdy tp1 gtgt tp2 -
uzasadnienie hipotezy analogiczne jak na rysunku 716 w [1])
Pomimo mniejszej zlewni całkowitej uzyskuje się w tym przypadku większy
obliczeniowy strumień ponieważ z przyczyny kroacutetszego czasu przepływu wspoacutełczynnik
opoacuteźnienia odpływu (czyli redukcji natężenia deszczu) (tdC) ma woacutewczas wyższą wartość
niż dla sumarycznego czasu przepływu
W przypadku połączenia dwoacutech kanałoacutew (jak na rysunku 718) jeżeli w wyniku
oddzielnego wymiarowania tych kanałoacutew otrzymamy zależność
1
2
29
m
p
m Qt
Q (734)
gdzie
Qm1 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Qm2 ndash miarodajny strumień objętości w kanale o dłuższym czasie przepływu tp2
to za miarodajny (skorygowany) strumień objętości (Qms) po połączeniu tych kanałoacutew
uznajemy wynik z wzoru
91
)(2
1
211
p
p
mmmst
tQQQ (735)
gdzie
φ1 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o kroacutetszym czasie przepływu tp1
Do dalszego toku obliczeń przyjmuje się woacutewczas kroacutetszy czas przepływu (tp1) oraz przepływ
skorygowany za pomocą wzoru (735)
Gdy warunek (734) nie jest spełniony to do obliczenia miarodajnego skorygowanego
strumienia (Qms) stosujemy wzoacuter
)( 212 mmms QQQ (736)
gdzie
φ2 ndash wspoacutełczynnik opoacuteźnienia odpływu dla kanału o dłuższym czasie przepływu tp2
W przypadku połączenia większej liczby (n) kanałoacutew o zroacuteżnicowanych czasach
przepływu (tpi) należy wyznaczyć skorygowany - średni ważony czas przepływu tps z wzoru
n
mi
n
mipips QQtt11
(737)
Wartość wspoacutełczynnika opoacuteźnienia odpływu φ w dalszych obliczeniach sieci ustala się na
podstawie tak uśrednionego czasu przepływu tps w węźle połączeniowym kanałoacutew
8 WSPOacuteŁCZESNE STANDARDY ODWODNIENIA
TERENOacuteW ZURBANIZOWANYCH
81 WYMAGANIA DO WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ
Z przyczyn ekonomicznych systemy kanalizacyjne na terenach zurbanizowanych nie
mogą być tak projektowane aby dla każdego intensywnego opadu deszczu w wieloleciu
mogły zagwarantować pełną ochronę terenoacutew przed wylaniem tj zapobiec w pełni szkodom
w wyniku podmoknięcia terenu czy podtopienia budowli czy też utrudnieniom
komunikacyjnym
Zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu definiuje się jako
przystosowanie sieci kanalizacyjnej do przyjęcia maksymalnych - prognozowanych
strumieni woacuted opadowych z częstością roacutewną dopuszczalnej - akceptowalnej społecznie
częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu
Określenie dopuszczalnych częstości z jaką średnio w okresie wieloletnim użytkownik
systemu kanalizacyjnego ma tolerować występowanie zaburzeń w funkcjonowaniu
kanalizacji powinno uwzględniać każdorazowo we właściwy sposoacuteb miejscowe
uwarunkowania terenu (tab 81)
92
Tab 81 Zalecane wg PN-EN 7522008 dopuszczalne częstości wylewoacutew z kanalizacji [1]
Częstość deszczu
obliczeniowego C )
[1 raz na C lat]
Kategoria standardu odwodnienia terenu
(Rodzaj zagospodarowania)
Częstość wystąpienia
wylania Cw
[1 raz na C lat]
1 na 1 I Tereny pozamiejskie (wiejskie) 1 na 10
1 na 2 II Tereny mieszkaniowe 1 na 20
1 na 5 III Centra miast tereny usług i przemysłu 1 na 30
1 na 10 IV Podziemne obiekty komunikacyjne przejścia i
przejazdy pod ulicami itp
1 na 50
) Dla deszczu obliczeniowego nie mogą wystąpić żadne przeciążenia systemoacutew
Wdrożona w Polsce norma europejska PN-EN 7522008 przyjmuje dopuszczalną
częstość wylania (Cw) jako miarę stopnia ochrony terenoacutew przed wylaniem - w zależności od
rodzaju jego zagospodarowania
Jak wynika z tabeli 81 o wymaganym standardzie odwodnienia terenu decyduje rodzaj
zagospodarowania w tym obecność obiektoacutew specjalnych infrastruktury podziemnej Tym
samym wyroacuteżniono cztery kategorie standardu odwodnienia terenu roacuteżniące się istotnie
dopuszczalną częstością wystąpienia wylania (Cw)
Podobną kategoryzację (I - IV) przyjęto w Polsce w latach osiemdziesiątych ubiegłego
wieku - w zależności od zagospodarowania i spadkoacutew terenu rozroacuteżniając przy tym jeszcze
rodzaj systemu kanalizacyjnego (tab 82)
Były to jednak znacznie niższe dopuszczalne wartości częstości (1 2 5 i 10 lat ndash dla
kanalizacji deszczowej) wystąpienia wylania w poroacutewnaniu do podanych w tabeli 81
Tab 82 Dopuszczalne prawdopodobieństwa (częstości) wystąpienia zalewoacutew terenu dla kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych wg IKŚ
Kategoria
standardu
odwodnie-
nia terenu
Rodzaju ukształtowania i zagospodarowania terenu -
w standardach odwodnienia I II III i IV kategorii
Prawdopodobieństwo p w
(częstość Cw w latach)
- kanalizacja
deszczowa
- kanalizacja
ogoacutelnospławna
I Wszystkie rodzaje zagospodarowania z wyjątkiem
dzielnic śroacutedmiejskich centroacutew miast oraz ulic klasy E i P
- teren płaski
100 (1) 50 (2)
II
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jw teren o
spadkach 2divide4
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach płaskich
50 (2) 20 (5)
III
Wszystkie rodzaje zagospodarowania jak w 1 lecz w
szczegoacutelnie niekorzystnych warunkach ze względu na
odwodnienie (niecki terenowe)
Dzielnice śroacutedmiejskie i centra miast oraz ulice klasy E i
P na terenach o spadkach 2divide4
20 (5) 10 (10)
IV
Dzielnice śroacutedmiejskie centra miast oraz ulice klasy E i P
na terenach szczegoacutelnie niekorzystnych ze względu na
odwodnienie lub form zagospodarowania wymagających
wyjątkowej pewności odwodnienia
10 (10) 5 (20)
) Instytut Kształtowania Środowiska Zasady planowania i projektowania systemoacutew kanalizacyjnych w
aglomeracjach miejsko-przemysłowych i dużych miastach Warszawa 1983
93
Zalecenia PN-EN 7522008 są więc na tym tle bardzo rygorystyczne a przy tym nie
roacuteżnicują częstości wylewoacutew dla kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej
Zgodnie z niemiecką praktyką kanalizacyjną
wylanie należy wiązać ze szkodami względnie zakłoacuteceniami funkcjonowania jezdni
czy podziemnych obiektoacutew komunikacyjnych spowodowanymi wystąpieniem woacuted
opadowych z systemu kanalizacyjnego na powierzchnię terenu lub niemożnością ich
odprowadzenia do systemu wskutek jego przeciążenia
samo wystąpienie wody opadowej na ulicę nie spełnia warunku faktycznego stanu
wylania dopoacuteki spływ w przekroju poprzecznym ulicy uniemożliwia dalszy wzrost
poziomu lustra wody powyżej krawężnikoacutew i przekroczenie granic posesji
Przy niewystarczającym spadku podłużnym jezdni czy braku wpustu zwierciadło wody
może jednak podnieść się powyżej wysokości krawężnika i doprowadzić do wylania wody na
teren posesji a stamtąd do potencjalnego wnikania do budynkoacutew
Zwymiarowane metodami czasu przepływu - większe systemy kanalizacyjne (o
powierzchni zlewni F gt 2 km2 lub o tp gt 30 minut) zaleca się obecnie sprawdzać pod kątem
ich maksymalnej przepustowości hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane
modele symulacyjne (hydrodynamiczne) dla spełnienia wymagań PN-EN 7522008 odnośnie
akceptowalnych społecznie częstości wylewoacutew (wg tab 81)
Zalecenia PN-EN 7522008 co do dopuszczalnych częstości wylewoacutew z kanalizacji są
trudne do weryfikacji na etapie projektowania nowych systemoacutew ponieważ nie da się
uogoacutelnić związku pomiędzy częstością opadoacutew projektowych a częstością wylewoacutew
Pomocna okazuję się tutaj wytyczna ATV A11819992006 ktoacutera wprowadza pojęcie
częstości nadpiętrzenia (Cn) jako pomocniczej wielkości wymiarującej do obliczeń
sprawdzających (modelowania działania) sieci kanalizacyjnych (tab 83)
Tab 83 Zalecane wg ATV A-118 częstości nadpiętrzenia do obliczeń sprawdzających
projektowanych bądź modernizowanych systemoacutew kanalizacyjnych
(poziom odniesienia powierzchnia terenu) cytowane w [1]
Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia Cn
[1 raz na C lat]
I Tereny pozamiejskie 2
II Tereny mieszkaniowe 3
III Centra miast tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5
IV Podziemne obiekty komunikacyjne
przejścia i przejazdy pod ulicami itp rzadziej niż 10
)
) Przy przejazdach należy wziąć pod uwagę że nadpiętrzeniu powyżej powierzchni terenu z reguły
towarzyszy bezpośrednio wylanie o ile nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające Tutaj
częstości nadpiętrzenia i wylania odpowiadają wymienionej w tabeli 81 wartości bdquo1 na 50rdquo
Przez nadpiętrzenie w sieci (studzience) kanalizacyjnej należy rozumieć przekroczenie
przyjętego poziomu odniesienia - najczęściej powierzchni terenu
94
Obliczenia sprawdzające przepustowości kanałoacutew ograniczono więc zatem do takich
stanoacutew systemu przy ktoacuterych lustro ściekoacutew pozostaje wewnątrz systemu względnie osiąga
poziom powierzchni terenu
Takie stany dają się w poprawny sposoacuteb odwzorować przy wykorzystaniu istniejących
modeli hydrodynamicznych (np SWMM) na podstawie danych o geometrii sieci wymiaroacutew
kanałoacutew i obiektoacutew Przez to zostaje wyznaczony obliczeniowo stan przeciążenia ktoacutery jest
najbliższy potencjalnie występującemu w dalszej kolejności wylaniu (tab 83)
82 POROacuteWNANIE DOTYCHCZASOWYCH METOD WYMIAROWANIA
KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE i W NIEMCZECH
821 Analiza jakościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
W pracy [1] poroacutewnano dwie metody obliczeniowe czasu przepływu stosowaną w Polsce
MGN (z wzorem Błaszczyka) i w Niemczech MWO (z wzorem Reinholda) do wymiarownia
kanalizacji deszczowej na tle wymaganych obecnie standardoacutew odwodnienia terenoacutew
zurbanizowanych (przykład obliczeniowy podano w rozdziale 85 [1])
UWAGA Poroacutewnywane metody roacuteżnią się ilościowo - pod względem wartości obliczanych
strumieni Qm(C) lecz wykazują wysoką zgodność jakościową pod względem podobnych
przyrostoacutew strumieni przy zwiększaniu częstości opadoacutew projektowych (C)
Na przykładzie całkowicie wypełnionych kanałoacutew o przekroju kołowym łatwo wykazać
że wzrost ich przepustowości całkowitej (Q) zależy od średnicy kanału (d) w funkcji
3 8
1
3 8
11 d
d
dQ
dQ iii (81)
Dowoacuted Korzystając z wzoru Manninga na prędkość średnią (rozdział 9 w [1])
21321iR
nh (82)
dla promienia hydraulicznego Rh = d4 i wspoacutełczynnika szorstkości kanału n = 0013 sm13
otrzymamy
21322132 5330)4
(1
idid
n (83)
stosując roacutewnanie ciągłości ruchu
ididd
AQ 3 821322
982353304
(84)
przy spadku linii energii roacutewnemu spadkowi dna kanału ii = i1 = idem otrzymamy
95
3 8
1
3 8
13 8
1
3 8
11 9823
9823
)(
)(
d
d
id
id
dQ
dQ iiiii (85)
Na wykresie na rys 81 przedstawiono względne zależności did1 od QiQ1 equiv qmiqm1 ndash
wyliczone z MGN i MWO
Rys 81 Jakościowa zależność względnej średnicy kanału od względnego strumienia objętości
Z wykresu wynika że dwukrotne zwiększenie wartości częstości deszczu z C = 1 rok na
C = 2 lata powoduje wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika 127 - wg
wzoru Błaszczyka (MGN) lub o 13 - wg wzoru Reinholda (MWO) a więc wymaga wzrostu
przepustowości kanału o rząd 30 co wymaga z kolei wzrostu średnicy kanału tylko rzędu
10 - rys 81
UWAGA Oba wzory dają roacuteżne bezwzględne wartości strumieni Q
Przykładowo dziesięciokrotne zwiększenie wartości częstości deszczu np z C = 1 rok
na C = 10 lat powoduje względny wzrost wartości strumienia deszczu o wartość mnożnika ok
22 (w MGN i MWO) i wymaga wzrostu średnicy kanału jedynie rzędu 35
Jak z tego wynika bdquobezpiecznerdquo projektowanie średnic kanałoacutew na większą wartość C np
na C = 2 w poroacutewnaniu z C = 1 lub na C = 5 w poroacutewnaniu z C = 2 czy też na C = 10 w
poroacutewnaniu z C = 5 wymaga tylko nieznacznego wzrostu średnicy o około 10 a więc
praktycznie nie podnosi kosztoacutew budowy kanalizacji zapewniając jednocześnie większą
pewność poprawnego jej działania
Racjonalne jest więc zapewnianie bdquowyższego standardurdquo ochrony terenoacutew
zurbanizowanych przed wylaniami z kanalizacji poprzez podnoszenie (w pewnym
zakresie) wartości częstości obliczeniowych deszczy (C) - miarodajnych do
projektowania kanalizacji czyli obniżanie przyjmowanych wartości
prawdopodobieństwa (p) ich pojawiania się
96
822 Analiza ilościowa dotychczasowych metod czasu przepływu
Obliczane wg MWO miarodajne do wymiarowania kanalizacji strumienie ściekoacutew
deszczowych (Qm) są znacznie większe w poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN
Wynika to głoacutewnie z roacuteżnic zastosowanych modeli opadoacutew ale także z odmiennych
założeń wyjściowych samych metod obliczeniowych co do miarodajnego czasu trwania
deszczu (w MWO td = tp) czy też wartości wspoacutełczynnikoacutew spływu (s w MWO)
Wyniki obliczeń strumieni Qm wg MWO mogą być nawet dwukrotnie większe w
poroacutewnaniu do obliczanych wg MGN - dla tych samych parametroacutew zlewni deszczowych tj
czasu przepływu i częstości występowania deszczu obliczeniowego [1]
Tab 84 Poroacutewnanie natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast (z atlasu
KOSTRA) na tle zmierzonych we Wrocławiu i w Bochum oraz obliczonych z modeli Reinholda
(612) Błaszczyka (614) i Bogdanowicz-Stachy (616) Lp Miejscowość Natężenie deszczu q10C (w dm
3s ha)
dla częstości C (w latach) Uwagi
C = 1 C = 2 C = 5 C = 10
1 Świnoujście 1352 1640 2020 2308
[KOSTRA]
2 Szczecin 1447 1776 2211 2540
3 Kostrzyń 1441 1747 2151 2457
4 Słubice 1486 1648 1863 2025
5 Gubin 1571 2019 2611 3059
6 Zgorzelec 1477 1869 2386 2778
7 Bogatynia 1410 1866 2469 2926
8 Średnio (1divide7) 1455 1795 2244 2585
9 Wrocław [106] 1483 1833 2300 2617 1960divide2009
10 Wg modelu Reinholda 1263 1642 2254 2820 q151 = 100 dm3s ha
11 Wg modelu Błaszczyka 1009 1276 1725 2173 H = 600 mm
12 Roacuteżnica (10-11) (11) 252 287 307 298 -
13 Roacuteżnica (8-11) (11) 442 407 301 190 -
14 Wg Bogdanowicz-
Stachy dla regionu
R1 506 1852 2708 3220 1960divide1990
R2 506 1547 2209 2604
15 Bochum - Niemcy [10] 1600 1984 2500 2884 1951divide1980
Dla czasu trwania deszczu td = 10 minut wzajemne roacuteżnice wynikoacutew obliczeń natężeń
deszczy q10C - obliczonych z modelu Reinholda względem obliczonych z modelu Błaszczyka
są rzędu 30 (tab 84 wiersz 12) na niekorzyść modelu Błaszczyka
Średnie wartości natężeń deszczy q10C dla polskich miast mieszczących się w zasięgu
atlasu KOSTRA (z 1997 roku) są niemal identyczne ze zmierzonymi we Wrocławiu [1] i
zbliżone wartościami do obliczonych z modelu Reinholda (tab 84 - wiersze 8 9 i 10)
Średnie te są znacznie wyższe od obliczonych z modelu Błaszczyka od 44 do 19 w
praktycznym do projektowania kanalizacji deszczowej zakresie C [1 10] lat (wiersz 13)
Wg modelu Bogdanowicz-Stachy w regionie centralnym Polski (R1) natężenia q10C są
wyższe niż w regionie poacutełnocno-zachodnim (R2) Obliczane z tego modelu natężenia deszczy
poza C = 1 rok korespondują zaroacutewno ze zmierzonymi we Wrocławiu i w Bochum jak i
podanymi w atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych
97
Z przeprowadzonych analiz wynikają istotne wnioski interpretacyjne co do wartości
natężeń deszczy - obliczanych dotychczas z wzoru Błaszczyka - w MGN
W dostosowywaniu do zaleceń PN-EN2008 (tab 81) odnośnie częstości projektowych
(C) deszczy do wymiarowania kanalizacji (deszczowej i ogoacutelnospławnej) należy konieczne
podnieść wartości częstości C wprowadzanych do wzoru Błaszczyka
z C = 1 rok na C = 2 lata - w I kategorii standardu odwodnienia (tereny wiejskie)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
Zbliżyłoby to rezultaty wymiarowania wg MGN do bezpieczniejszych ze względu na
zalecane obecnie częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw) Jednak nadal byłyby to
niższe wartości miarodajnych strumieni Qm ndash obliczanych wg MGN w poroacutewnaniu z MWO -
min ze względu na roacuteżnice wspoacutełczynnikoacutew spływu ψ - w MGN i ψs - w MWO bowiem ψs
gt ψ
83 METODA MAKSYMALNYCH NATĘŻEŃ DO BEZPIECZNEGO
WYMIAROWANIA KANALIZACJI DESZCZOWEJ W POLSCE
831 ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE MMN
W celu zapewnienia niezawodności działania systemoacutew odwadniania terenoacutew (w tym
kanalizacji deszczowej i ogoacutelnospławnej) budowanych czy modernizowanych w Polsce
zgodnie z wymaganiami normy PN-EN 7522008 pilna staje się potrzeba zmiany
dotychczasowych zasad ich wymiarowania (MGN) w tym zastąpienie modelu Błaszczyka
nowymi dokładniejszymi modelami opadoacutew maksymalnych o zasięgu lokalnym
W pracy [1] zaproponowano daleko idącą modyfikację MGN poprzez wyeliminowanie
czasoacutew opoacuteźnienia-retencji tk i tr a więc uzależnienie opoacuteźnienia odpływu jedynie od
rzeczywistego czasu trwania opadu td - roacutewnego czasowi przepływu tp (na wzoacuter MWO) i
korzystanie z wiarygodnych polskich modeli opadoacutew maksymalnych
Wykazano bowiem że warunki hydrologiczne Polski i Niemiec są zbliżone a ponadto
miarodajne do projektowania bezpiecznych systemoacutew odwodnień terenoacutew zurbanizowanych
są maksymalne wysokości opadoacutew deszczu (o czasach trwania do kilku godzin) ktoacutere
występują z reguły w okresach długotrwałych zjawisk opadowych (trwających nawet
kilka dni) Woacutewczas znaczenie koncentracji terenowej (tk) i retencji kanałowej (tr) jest
pomijalnie małe Tak więc
MMN = zasady MWO + polskie modele opadoacutew maksymalnych
98
Miarodajny strumień deszczu Qm (w dm3s) wg umownie nazwanej bdquometody
maksymalnych natężeńrdquo (MMN) obliczyć należy z wyjściowej postaci wzoru
FCtqQ sdm )(max (86)
gdzie
qmax(td C) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu (w dm3s ha) dla czasu trwania
td = tp i częstości występowania C ndash z wiarygodnych modeli opadoacutew
maksymalnych - krzywych IDF (przy td min - wg tab 74)
ψs - maksymalny (szczytowy) wspoacutełczynnik spływu woacuted deszczowych przyjmowany
w zależności od stopnia uszczelnienia powierzchni (ψ) nachylenia terenu (it) oraz
częstości deszczy C (- wg tabeli 76 PL)
F - powierzchnia zlewni deszczowej ha
W MMN najkroacutetsze zalecane czasy trwania deszczu td min należy dobierać w zależności od
nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni Zastosowanie więc mają czasy td min
5 10 15 minut - wg tabeli 74
Tab 74 Najkroacutetsze czasy trwania deszczu (td min) w zależności
od spadku terenu (it) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN
Tab 76 Szczytowe wspoacutełczynniki spływu (s) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i
spadkoacutew terenu (it) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C)
Średni
spadek
terenu
Stopień
uszczelnienia
powierzchni
Minimalny
czas trwania
deszczu
lt 1 le 50 15 minut
gt 50 10 minut
1 do 4 gt 0 10 minut
gt 4 le 50 10 minut
gt 50 5 minut
Stopień
uszczel-
nienia
terenu
ψ
Szczytowe wspoacutełczynniki spływu s
Spadki terenu
it le 1 1 lt it le 4 4 lt it le 10 it gt 10
Częstości obliczeniowe deszczu C lata
C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 C=1 2 5 10 0 () 0 0 010 031 010 015 030 (046) 015 020 (045) (060) 020 030 (055) (075)
10 () 009 009 019 038 018 023 037 (051) 023 028 050 (064) 028 037 (059) (077)
20 018 018 027 044 027 031 043 056 031 035 055 067 035 043 063 080
30 028 028 036 051 035 039 050 061 039 042 060 071 042 050 068 082
40 037 037 044 057 044 047 056 066 047 05 065 075 050 056 072 084
50 046 046 053 064 052 055 063 072 055 058 071 079 058 063 076 087
60 055 055 061 070 060 063 070 077 062 065 076 082 065 070 080 089
70 064 064 070 077 068 071 076 082 070 072 081 086 072 076 084 091
80 074 074 078 083 077 079 083 087 078 08 086 090 080 083 087 093
90 083 083 087 090 086 087 089 092 086 088 091 093 088 089 093 096
100 092 092 095 096 094 095 096 097 094 095 096 097 095 096 097 098
() Stopnie uszczelnienia le 10 wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań s
99
Na podstawie analiz poroacutewnawczych dotyczczasowych modeli opadoacutew do wymiarowania
odwodnień terenoacutew do czasu opracowania atlasu opadoacutew maksymalnych w Polsce (na wzoacuter
atlasu KOSTRA w Niemczech) można sformułować zalecenia co do ich przydatności w
MMN
do wymiarowania sieci kanalizacyjnych
o dla częstości projektowej deszczu C = 1 rok (w I kategorii standardu odwodnienia
terenu) należy stosować wiarygodne modele lokalne opadoacutew maksymalnych bądź
do czasu ich opracowania z konieczności stosować można wzoacuter Błaszczyka (dla
td = tp) jednak z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata
o dla częstości projektowych deszczy C = 2 5 i 10 lat zaleca się stosowanie
wiarygodnych modeli lokalnych (jak np w przypadku Wrocławia) bądź modelu
Bogdanowicz-Stachy Jednak na terenach podgoacuterskich i goacuterskich (ktoacuterych nie
obejmuje model Bogdanowicz-Stachy - rys 610) z konieczności stosować można
wzoacuter Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy (dla td = tp)
z C = 2 lata na C = 5 lat - w II kategorii (wg tab 81)
z C = 5 lat na C = 10 lat - w III kategorii
z C = 10 lat na C = 20 lat - w IV kategorii odwodnienia terenu
do wymiarowania zbiornikoacutew retencyjnych ściekoacutew deszczowych ze względu na
ich wagę w zapewnieniu niezawodności działania systemoacutew odwodnieniowych
terenoacutew należy odpowiednio zwiększyć wartości przyjmowanych częstości
projektowych opadoacutew dla zbiornikoacutew (Cz gt C) w stosunku do zalecanych częstości
projektowych do wymiarowania sieci kanalizacyjnych (na wzoacuter wytycznych
niemieckich) i korzystać tutaj z zalecanych wyżej modeli opadoacutew (tab 85)
Tab 85 Zalecane modele opadoacutew do wymiarowania systemoacutew odwodnieniowych wg MMN [1]
Standard
odwodnienia
terenu
Wymagane
częstości
projektowe
Zalecane modele opadoacutew i częstości deszczy
C - do wymiarowania
sieci odwodnieniowych
Cz - do wymiarowania
zbiornikoacutew retencyjnych
- lata lata lata
Tereny wiejskie C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 lub
model Błaszczyka dla C = 2
Modele lokalne dla Cz = 2 lub
model Błaszczyka dla Cz = 5
Tereny
mieszkaniowe
C = 2 lata
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 2
(Model Błaszczyka dla C = 5)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz = 5
(Model Błaszczyka dla Cz = 10)
Centra miast
tereny usług i
przemysłu
C = 5 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 5
(Model Błaszczyka dla C = 10)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 10
(Model Błaszczyka dla Cz ge 20)
Podziemne obiekty
komunikacyjne
przejścia przejazdy
C = 10 lat
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla C = 10
(Model Błaszczyka dla C = 20)
Modele lokalne lub model
Bogdanowicz-Stachy dla Cz ge 20
(Model Błaszczyka dla Cz ge 30)
W przypadku Wrocławia do projektowania sieci i obiektoacutew kanalizacyjnych zaleca się
model fizykalny opadoacutew maksymalnych (628) zwłaszcza dla praktycznego zakresu td [5
180] minut i C [1 10] lat postaci [1]
100
2650
max )453()530ln(681676)( dd tCCth (89)
ktoacutery po przekształceniu na maksymalne natężenia opadoacutew przyjmuje postać
12650
max ])453()530ln(681676[7166)(
ddd ttCCtq (89a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu (z przewyższeniem) lata
Ponadto zaleca się przyjąć w Polsce jako zasadę doboacuter średnic grawitacyjnych kanałoacutew
deszczowych i ogoacutelnospławnych na niecałkowite wypełnienie ndash do 90 przepustowości
przekroju przy strumieniu Qm (według zaleceń ATV A-118)
Metoda maksymalnych natężeń (MMN) pozwoli osiągnąć w Polsce roacutewnie bezpieczne
rezultaty wymiarowania systemoacutew kanalizacyjnych jak w wypadku metod czasu przepływu
stosowanych w Niemczech (MWO i MZWS) zaroacutewno pod względem wartości miarodajnych
strumieni deszczy (Qm) jak i osiąganych częstości nadpiętrzeń (Cn) czy wylewoacutew (Cw)
Tak zwymiarowane (MMN) systemy kanalizacyjne obejmujące zlewnie deszczowe o
powierzchni F gt 2 km2 zaleca się dodatkowo sprawdzać pod kątem ich przepustowości
hydraulicznej (sieci i obiektoacutew) w oparciu o skalibrowane modele symulacyjne -
hydrodynamiczne dla spełnienia wymagań PN-EN 752 co do akceptowalnych społecznie
częstości nadpiętrzeń czy wylewoacutew (wg tab 81 83 i 85) Zastosowanie mają tutaj
zwłaszcza probabilistyczne modele opadoacutew maksymalnych
W przypadku Wrocławia korzystać można z modelu opartego na rozkładzie
prawdopodobieństwa Fishera-Tippetta (typu IIImin) dla zakresu td [5 4320] minut i p [1
001] czyli C [1 100] lat o postaciach (DDF i IDF) [1]
8090022202420
max ln 68981197417584)( pttpth ddd (810)
lub
1
8090
022202420
max ]1
ln68981197417584[7166)(
dddd t
CttCtq (810a)
gdzie
hmax - maksymalna wysokość opadu (deszczu) mm
qmax - jednostkowe maksymalne natężenie opadu dm3s ha
td - czas trwania deszczu min
p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu p C -
C - częstość występowania deszczu o danym natężeniu z przewyższeniem lata
101
852 WYMIAROWANIE PRZYKŁADOWYCH SIECI KANALIZACYJNYCH
Na potrzeby wymiarowania a następnie modelowania hydrodynamicznego działania
przykładowo zwymiarowanych sieci kanalizacji deszczowej przyjęto modelową zlewnię
deszczową o wymiarach 750 na 2700 m i powierzchni F = 2025 ha (rys 85)
1
2
5
4
3
6
7
10
9
8
11
12
15
14
13
16
17
20
19
18
21
22
25
24
23
26
27
30
29
28
31
32
35
34
33
86
87
90
89
88
81
82
85
84
83
76
77
80
79
78
71
72
75
74
73
66
67
70
69
68
61
62
65
64
63
56
57
60
59
58
51
52
55
54
53
46
47
50
49
48
41
42
45
44
43
36
37
40
39
38 out
Rys 85 Plan zintegrowanych powierzchni cząstkowych modelowej zlewni deszczowej
Zlewnia ta składa się z 90 modułoacutew - zintegrowanych zlewni cząstkowych o powierzchni
cząstkowej 225 ha (o wymiarach 150 na 150 m) Kanalizowana zlewnia w zabudowie
mieszkaniowej znajduje się w terenie płaskim na obszarze Wrocławia Przyjmując zastępczy
(średni ważony) wspoacutełczynnik spływu powierzchniowego ψ = 025 jej powierzchnia
zredukowana wynosi Fzr = 50625 ha Projektowane kanały boczne w liczbie 36 mają
długość 300 m (2 odcinki po 150 m) Kolektor ma długość 2700 m (18 odcinkoacutew po 150 m)
Obliczenia hydrologiczne i hydrauliczne kanalizacji deszczowej przeprowadzono dla 3
wariantoacutew wymiarowania sieci - 3 metodami czasu przepływu a mianowicie
(I) MGN - z modelem opadoacutew Błaszczyka (717) dla H = 590 mm (Wrocław)
(II) MGN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
(III) MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia (810a)
Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych dla 3
wariantoacutew obliczeniowych sieci kanalizacji deszczowej przedstawiono w tabeli 814
Tabela 814 Zestawienie założeń wyjściowych do obliczeń hydrologicznych i hydraulicznych
przykładowych sieci kanalizacji deszczowej (dla trzech wariantoacutew wymiarowania)
Wariant
metoda
Częstość deszczu
obliczeniowego
C lata
Czas koncentracji
terenowej
tk min
Czas
retencji
kanałowej
tr min
Minimalny czas
trwania deszczu
miarodajnego
tdm min min
Maksymalne
wypełnienie
kanału
D kanały
boczne kolektor
kanały
boczne kolektor
I MGN z
wzorem (717) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
II MGN z
wzorem (810a) 1 2 10 5 02 tp 10 do 100
III MMN z
wzorem (810a) 2 2 0 0 0 15 do 75
102
Wyniki wymiarowania
I MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W I wariancie wymiarowania kanalizacji deszczowej opracowano krzywe natężenia
deszczu z wzoru Błaszczyka (717) Zredukowane (dla czasu przepływu tp) krzywe IDF dla
częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 86
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q dm
s
ha
3
C=2
C=1
p Rys 86 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z wzoru Błaszczyka do MGN
W I wariancie obliczeniowym kanały boczne składają się z dwoacutech odcinkoacutew
obliczeniowych - pierwszy o średnicy K030 oraz drugi o średnicy K040 m Kolektor składa
się z 18 odcinkoacutew o średnicach od K080 do K160 m Obliczeniowy czas przepływu wynosi
456 min Miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych wynioacutesł Qm(I) = 1948 m3s
II MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W II wariancie obliczeniowym opracowano krzywe natężenia deszczu do MGN z modelu
opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia Zredukowane (od czasu przepływu tp) krzywe IDF z
wzoru (810a) dla częstości występowania opadoacutew C = 1 i 2 lata przedstawiono na rys 87
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
C=1
Rys 87 Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MGN
W II wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K050 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicach od K080 do K20 m Czas przepływu w sieci wynosi 4385 min
Przyjmując miarodajny strumień odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948
m3s za 100 to strumień odpływu w II wariancie Qm(II) = 3049 m
3s jest wyższy o 56
103
III MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W III wariancie obliczeniowym na podstawie założeń wyjściowych (tab 814)
opracowano krzywą natężenia deszczu do MMN - z modelu (810a) opadoacutew maksymalnych
dla Wrocławia Krzywą IDF dla C = 2 lata i td min = 15 minut przedstawiono na rysunku 88
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
25
50
75
100
125
150
175
200
t min
q
dm
s
ha
3
p
C=2
Rys 88 Krzywa natężenia deszczu (IDF) z modelu opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia do MMN
W III wariancie kanały boczne mają średnice K040 i K060 m Kolektor składa się z 18
odcinkoacutew o średnicy od K080 do K220 m Czas przepływu wynosi 4333 min Przyjmując
miarodajny strumień objętości odpływu ściekoacutew deszczowych z I wariantu Qm(I) = 1948 m3s
za 100 to strumień w III wariancie obliczeniowym Qm(III) = 3700 m3s jest wyższy aż o
90 (oraz o 21 wyższy względem II wariantu Qm(II) = 3049 m3s)
853 MODELOWANIE DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
W celu weryfikacji występowania nadpiętrzeń w kanałach w przykładowo
zaprojektowanych sieciach należy zgodnie z zaleceniami DWA-A 1182006 obciążyć
zlewnię modelową deszczem o częstości występowania C = 3 lata (wg tab 83) i czasie
trwania dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w sieci
Ponieważ w zaprojektowanych zlewniach modelowych (średni) czas przepływu jest rzędu
45 min opracowano na podstawie wzoru (810) na maksymalną wysokość deszczu we
Wrocławiu opad modelowy o czasie trwania t = 90 min Do symulacji działania sieci
wykorzystano oprogramowanie SWMM 50
Ideą opadoacutew modelowych jest oddanie w sposoacuteb zbliżony do rzeczywistości przebiegu
typowych opadoacutew - o zmiennej w czasie intensywności Przykładem jest model Eulera typu
II zalecany min do symulacji działania kanalizacji w Niemczech a obecnie w Polsce [1]
104
Rys 3 Opad modelowy Eulera typu II o C = 3 lata i t = 90 min dla Wrocławia
Wyniki modelowania
Ad I Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew Błaszczyka
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zwymiarowanej w 3 wariantach obciążono zlewnię opracowanym opadem modelowym
Eulera typu II dla warunkoacutew wrocławskich Z sumarycznej wysokości opadu (2675 mm)
czwarta jego część (ψ = 025) przekształcana była w spływ powierzchniowy i trafiała do
kanalizacji
Profil kolektora wraz z maksymalnymi wypełnieniami w czasie trwania opadu (31-sza
minuta) dla zwymiarowanej w I wariancie sieci kanalizacyjnej przedstawiono na rys 810
Rys 810 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Zaprojektowana w I wariancie sieć kanalizacji deszczowej nie ma odpowiedniej
przepustowości hydraulicznej aby bez nadpiętrzeń do poziomu terenu odprowadzać
modelowane spływy ściekoacutew deszczowych Jak pokazano na rysunku 810 praktycznie cały
kolektor poza ostatnim odcinkiem pracuje pod ciśnieniem w czasie trwania zadanego
opadu modelowego Nadpiętrzenia rzędu kilku metroacutew w tym do powierzchni terenu (i
105
wylania) występują w większości węzłoacutew obliczeniowych kolektora W przypadku kanałoacutew
bocznych roacutewnież mamy do czynienia z licznymi nadpiętrzeniami
Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania opadu modelowego nie zmieściły się
lub wylały się z sieci wynosi 1291 m3 Większa część z tej objętości to ścieki deszczowe
ktoacutere wylały się w początkowych odcinkach sieci - w węzłach obliczeniowych gdzie
zagłębienie kolektora jest najmniejsze Łącznie wylania zanotowano aż w 71 węzłach
obliczeniowych czyli w 71 zintegrowanych zlewniach cząstkowych
Węzły obliczeniowe w ktoacuterych nastąpiły wylania przedstawiono schematycznie na
rysunku 814 Tylko w przypadku 19 z 90 węzłoacutew napiętrzenia nie osiągnęły w żadnej chwili
czasowej trwania opadu modelowego poziomu terenu
Rys 814 Miejsca spiętrzeń powyżej poziomu terenu w modelowej zlewni
w I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
W I wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej maksymalny modelowy strumień
objętości na ostatnim odcinku kolektora wynioacutesł Qmax(I) = 516 m3s
Ad II Sieć deszczowa zwymiarowana MGN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej
zaprojektowanej w II wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o
częstości występowania C = 3 lata i o czasie trwania t = 90 min (analogicznie jak w
przypadku I wariantu) Profil kolektora wraz z wypełnieniami w wybranym czasie trwania
opadu (31 minuta) przedstawiono na rysunku 816
Rys 816 Profil kolektora w 31 minucie trwania opadu modelowego
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
106
Jak widać z rysunku 816 napiętrzenia na początkowych odcinkach kolektora w
przedstawionej chwili czasowej symulacji osiągają poziom terenu Środkowe i po części
końcowe odcinki kolektora pracują już pod niewielkim ciśnieniem W przypadku
początkowych kanałoacutew bocznych także mamy do czynienia z nadpiętrzeniami do poziomu
terenu Sumaryczna objętość ściekoacutew ktoacutere podczas trwania deszczu modelowego nie
zmieściły się lub wylały się z sieci wynosi 20 m
3 Łącznie wylania zanotowano w 12
węzłach (rys 819)
Rys 819 Miejsce nadpiętrzeń do poziomu terenu w modelowej zlewni
w II wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Maksymalny modelowy strumień objętości (w II wariancie) na ostatnim odcinku
kolektora wynosił Qmax(II) = 611 m3s
Ad III Sieć deszczowa zwymiarowana MMN z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia
Do weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej zaprojektowanej
w III wariancie obciążono ją roacutewnież opadem modelowym Eulera typ II o częstości C = 3
lata i o czasie trwania t = 90 min Profil kolektora (34 minuta) przedstawiono na rysunku
821
Rys 821 Profil kolektora w 34 minucie trwania opadu modelowego
w III wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej
Jak wynika z rysunku 821 praktycznie cały kolektor pracuje ze swobodnych lustrem
ściekoacutew W przypadku wszystkich kanałoacutew bocznych nadpiętrzenia do poziomu terenu
roacutewnież nie występują - brak wylewoacutew z kanałoacutew
107
Maksymalny modelowy strumień objętości przepływu (w III wariancie) na ostatnim
odcinku kolektora wynosił Qmax(III) = 695 m3s
854 WNIOSKI Z ANALIZ DZIAŁANIA PRZYKŁADOWO ZWYMIAROWANYCH
SIECI KANALIZACYJNYCH
Przeprowadzone badania miały na celu weryfikację przydatności do bezpiecznego
projektowania sieci (i obiektoacutew) kanalizacyjnych tzw metod czasu przepływu Zestawienie
wynikoacutew wymiarowania i analiz działania modelowych sieci kanalizacyjnych (dla trzech
wariantoacutew) przedstawiono w tabeli 818
Tab 818 Zestawienie wynikoacutew wymiarowania i modelowania działania przykładowych sieci
kanalizacyjnych w terenie płaskim w warunkach wrocławskich
Wariant
obliczeń
Parametry projektowe kanalizacji deszczowej Parametry modelowe
Strumień
odpływu
Qm
Objętość
sieci
VK
Wskaźnik
objętości
VKj
Rezerwa
systemu
VR
Maksymalny
wymiar
kolektora
Maksymalne
zagłębienie
kolektora
Strumień
modelowy
Qmax
Liczba
wylewoacutew
Lw
Objętość
wylewoacutew
Vw
m3s m
3 m
3ha m m ppt m
3s - m
3
I 1948 4849 239 22 K16 599 516 71 1291
II 3049 7234 357 22 K20 591 611 12 20
III 3700 9825 485 28 K22 533 695 0 0
Przeprowadzone analizy wskazały jednoznacznie że bezpieczną metodą czasu
przepływu jest MMN - z modelem opadoacutew maksymalnych dla Wrocławia ze względu na
brak nadpiętrzeń do powierzchni terenu i wylewoacutew z kanalizacji
Wzoacuter Błaszczyka i ogoacutelnie MGN znacznie niedoszacowuje miarodajny do wymiarowania
sieci strumień objętości ściekoacutew deszczowych ze względu na licznie występujące
nadpiętrzenia do powierzchni terenu i wylania Proacuteba zastosowania w MGN wzoru opadoacutew
maksymalnych dla Wrocławia też nie przyniosła zadawalających wynikoacutew - zmalała jedynie
liczba nadpiętrzeń i objętość wylewoacutew z kanalizacji
9 PODSTAWY WYMIAROWANIA HYDRAULICZNEGO
PRZEWODOacuteW ŚCIEKOWYCH I KANAŁOacuteW
91 RODZAJE I KLASYFIKACJE PRZEPŁYWOacuteW CIECZY
W kanałach przewodach ściekowych i obiektach kanalizacyjnych wyroacuteżnić można pod
względem hydraulicznym trzy zasadniczo roacuteżniące się przepływy cieczy [2 39 64 69 72
84 189 232]
pod ciśnieniem - pełnym przekrojem przewodu ściekowego (kanału)
o swobodnej powierzchni - przy częściowym wypełnieniu kanału
o swobodnej strudze - np przez koronę przelewu
Odrębną grupę stanowią przepływy ciśnieniowe o ruchu wirowym spotykane min w
urządzeniach do dławienia energii czy regulatorach hydrodynamicznych
Gdy parametry ruchu cieczy takie jak ciśnienie prędkość przepływu i przyspieszenie
nie zmieniają się w czasie i w przestrzeni to taki ruch jest ustalony W przeciwnym
wypadku tj gdy parametry ruchu są funkcjami zaroacutewno położenia jak i czasu ruch taki jest
nieustalony
Powiązanie parametroacutew ruchu cieczy z geometrią przewodoacutew ściekowych czy kanałoacutew
ujmują układy roacutewnań roacuteżniczkowych de Saint-Venanta o roacuteżnym stopniu uproszczeń
stosowanych do ich wymiarowania (tab 91)
Tab 91 Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych
odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110 [1]
Oznaczenia do tabeli
x ndash wspoacutełrzędna drogi t ndash wspoacutełrzędna czasu Q ndash strumień objętości q ndash jednostkowy
dopływodpływ boczny (przyjmowany jako ustalony) A ndash powierzchnia przekroju poprzecznego
strumienia cieczy i ndash spadek dna J ndash spadek linii energii wywołany tarciem h ndash wysokość
napełnienia kanału względnie wysokość ciśnienia w przewodach całkowicie wypełnionych v ndash
średnia prędkość przepływu g ndash przyspieszenie ziemskie
KANALIZACJA I
109
Przy rozwiązaniu pełnego układu roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy tj roacutewnania
zachowania pędu i roacutewnania zachowania masy (ciągłości przepływu) - oznaczonego w tab
91 jako bdquo0rdquo - metoda obliczeniowa jest dokładna dla roacuteżnych stanoacutew i uwarunkowań
systemowych w wyniku powiązania strumieni przepływu i poziomoacutew cieczy z parametrami
geometrycznymi przewodoacutew a także średnią prędkością przepływu Znajduje zastosowanie
do modelowania działania systemoacutew kanalizacyjnych w czasie rzeczywistym
Układ roacutewnań oznaczony jako bdquo1rdquo ma ścisłe zastosowanie do kanałoacutewprzewodoacutew
tranzytowych - bez bocznych dopływoacutewodpływoacutew
Dalsze uproszczenia tj pominięcie pierwszego czy drugiego członu roacutewnania ruchu
(postaci bdquo1rdquo) może już prowadzić do błędoacutew obliczeniowych (postać bdquo4rdquo) Jednak błędy te
mogą mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się
Układy roacutewnań roacuteżniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne
analitycznie - poza postacią oznaczoną w tab 91 jako bdquo7rdquo - bdquoprzepływ normalnyrdquo
Konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich rozwiązywania
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna i stała na ogoacuteł chropowatośćszorstkość ścian Przy ich
wymiarowaniu przepływy ściekoacutew są traktowane najczęściej jako ustalone i roacutewnomierne
(chwilowo niezmienne) co dla strumienia miarodajnego (maksymalnego) Qm jest jak
dotychczas podstawą doboru wymiaroacutew liniowych kanału czy przewodu
Przykładowo dla kanałoacutew częściowo wypełnionych zakłada się że rozwiązanie
roacutewnania ruchu cieczy (postaci bdquo7rdquo ndash tab 91) i = J mieści się w klasie dokładności danych
wyjściowych dotyczących głoacutewnie strumienia przepływu
92 PRZEPŁYWY PEŁNYM PRZEKROJEM PRZEWODU
921 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
Podczas przepływu cieczy newtonowskiej (ścieki - woda) w przewodach zamkniętych
powstają naprężenia styczne (opory ruchu) wywołane lepkością określane jako straty
hydrauliczne Wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh) w całkowicie wypełnionym
rurociągu o długości l i średnicy wewnętrznej d wyraża wzoacuter Darcy-Weisbacha
gR
l
gd
lh
h 242Δ
22
(93)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (tarcia) -
- średnia prędkość strumienia cieczy w przekroju poprzecznym rurociągu ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Rh - promień hydrauliczny stosunek powierzchni przekroju poprzecznego (A) strumienia
cieczy do obwodu zwilżonego (U) Rh = d4 - dla przewodoacutew o przekroju kołowym
całkowicie wypełnionych m
KANALIZACJA I
110
Dla izotermicznych (bez wymiany ciepła) przepływoacutew turbulentnych cieczy mających
znaczenie praktyczne w sieciach kanalizacyjnych (i wodociągowych) tzn przy wartościach
liczby Reynoldsa Re gt 4000 (gdzie Re = d1306middot10-6
) w literaturze naukowo-technicznej
dostępnych jest wiele wzoroacutew określających wartość wspoacutełczynnika λ - najczęściej w
odniesieniu do konkretnych materiałoacutew przewodoacutew Ich ogoacutelna postać zależy od strefy w
jakiej odbywają się przepływy wodyściekoacutew
W ruchu turbulentnym wyodrębnia się trzy takie strefy a mianowicie
strefę I - przepływoacutew w przewodach hydraulicznie gładkich gdzie λ = f1 (Re)
strefę II - przepływoacutew przejściowych λ = f2 (Re kd)
strefę III - przepływoacutew o kwadratowej zależności oporoacutew λ = f3 (kd)
Wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych (λ) zaleca się obliczać z uwikłanej postaci wzoru
Colebrooka-Whitersquoa
hR
k
d
k
4713Re
512log2
713Re
512log2
1
(94)
gdzie
k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu m
Re - liczba Reynoldsa Re = dν equiv 4Rhν -
ν - wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej cieczy m2s
Wzoacuter (94) ma uniwersalny charakter obejmujący swoim zakresem wszystkie 3 strefy
przepływoacutew turbulentnych
Dla przepływoacutew w III strefie jako alternatywną do metody bazującej na wzorach Darcy-
Weisbacha (93) i Colebrooka-Whitersquoa (94) do wymiarowania przewodoacutew wodnych w tym
kanałoacutew ściekowych całkowicie wypełnionych stosowana jest metoda oparta na wzorze
Chezy-Manninga na prędkość średnią (w ms) o dogodnej postaci analitycznej
21321JR
nJRC hhM (99)
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości przewodu sm13
Rh - promień hydrauliczny m
J - jednostkowy spadek energii wywołany tarciem (J = Δhl) -
CM - wspoacutełczynnik Cheacutezy do wzoru Manninga m12
s
61
61
4
11
d
nR
nC hM (910)
KANALIZACJA I
111
Wspoacutełczynnik szorstkości (n) we wzorze Manninga zależy od stanu hydraulicznego
przewodoacutew - analogicznie jak zastępcza chropowatość (k) W normie PN-EN 752
definiowany jest jako wspoacutełczynnik Manninga K = 1n ktoacuterego wartość (w III strefie) można
uzależnić od k za pomocą wzoru
k
d
dgK
73log
324
61
(911)
922 SPRAWNOŚĆ HYDRAULICZNA PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW
Wpływ zmian chropowatości przewodu w czasie na przepływność
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu Q = A
gdzie A - pole powierzchni przekroju porzecznego przewodu kołowego o średnicy d)
przyjmie postać
2
52
8Δ Q
d
l
gh
(919)
Dzieląc obustronnie (919) przez l (długość przewodu) otrzymamy wzoacuter na jednostkowy
spadek energii
22
52
18CQQ
dgJ
(920)
gdzie
8λ(gπ2d
5) = C ndash oporność właściwa rurociągu o średnicy d (w s
2m
6)
Zmiany oporności rurociągu w czasie t lat eksploatacji (z C0 na Ct) charakteryzuje
wskaźnik względnej oporności δc
5
0
00
t
ttC
d
d
C
C
(921)
Przy niezmiennym w czasie strumieniu przepływu (Q = idem) ze wzoroacutew (920) i (921)
wynika wprost że δc = JtJ0 i po czasie t spadek linii energii Jt zwiększa się (δc gt1) względem
wyjściowego J0 (dla czasu t = 0) do wartości Jt = δc J0
Przekształcając (920) ze względu na Q otrzymamy
JMJdg
Q 252
8
1
(922)
gdzie
λndash12
(gπ28)
12d
52 = M - przepływność właściwa rurociągu o średnicy d (w m
3s) przy
czym M = C ndash12
(oraz C = 1M 2)
KANALIZACJA I
112
Zmiany przepływności rurociągu eksploatowanego przez t lat (z M0 na Mt) charakteryzuje
wskaźnik względnej przepływności ηM
25
0
21
0
0
d
d
M
M t
t
tM
(923)
Przy niezmiennym w czasie spadku linii energii (J = idem) z wzoroacutew (922) i (923) wynika
0Q
QtM (924)
stąd po czasie t lat strumień przepływu Qt zmniejsza się (ηM lt 1) względem wyjściowego Q0
(dla czasu t = 0) do wartości Qt = ηM Q0
Do ilustracji zjawiska spadku przepływności (ηM) wywołanej wzrostem chropowatości
(kt) za punkt odniesienia wybrano dwa rurociągi hydraulicznie gładkie (k0 = 0) o średnicach
d0 = 01 i 10 m i o przepływnościach właściwych M0 (w czasie t0 = 0)
Przyrosty chropowatości w czasie t eksploatacji zadawano dyskretnie z przedziału
kti 01 04 1 2 3 mm Przyjęto za wyjściową prędkość przepływu 0 = 10 ms Dla
temperatury wody 28315 K wspoacutełczynniki λ0 i λti obliczano ze wzoru Colebrooka-Whitersquoa
(94) dla k0 = 0 i kti
Wyniki obliczeń ηM(kti) naniesiono na wykres (rys 93)
Rys 93 Wpływ wzrostu chropowatości kt (w czasie t) na względną przepływność rurociągoacutew ηM
(poziom odniesienia ηM = 1 - rury hydraulicznie gładkie k0 = 0)
Przykładowo z rysunku 93 wynika że dla rurociągu o średnicy d0 = 01 m ze wzrostem
chropowatości np do kt = 10 mm jego przepływność zmniejszy się o rząd 33 (ηM = 067) w
poroacutewnaniu do k0 = 0 mm Dla rurociągu o średnicy d0 = 10 m analogiczny rezultat spadku
przepływności o 33 (ηM = 067) osiągnięty zostanie przy wzroście chropowatości do
KANALIZACJA I
113
wartości kt = 30 mm Wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu na wartość ηM uwidacznia się
jedynie w wypadku przewodoacutew o małych średnicach
Wpływ zmian średnicy przewodu w czasie na przepływność
Wpływ zmniejszenia średnicy (np wskutek znacznego odkładania się osadoacutew) na
sprawność hydrauliczną ciśnieniowych rurociągoacutew wodnych zilustrować można na podstawie
metodologii opartej na wzorze Manninga (99) - dla III strefy przepływoacutew turbulentnych (n =
idem) Wzoacuter (99) po uwzględnieniu roacutewnania ciągłości ruchu przyjmie postać
JMJdn
dJ
d
nQ M
2138
35
221
32
4
1
44
1 (925)
gdzie
πd83
(453
n) = MM - przepływność właściwa rurociągu (d) do wzoru Manninga (w m3s)
Względne zmiany przepływności rurociągu (MMiMM0) ujmuje jak w (923) wspoacutełczynnik
ηMM
38
0
0
0
d
d
n
n
M
M i
iM
MiMM (926)
a przy niezmiennym spadku linii energii J = idem oraz n = idem z wzoroacutew (925) i (926)
wynika
38
00
d
d
Q
Q iiMM (927)
stąd strumień przepływu Qi zmieni się względem wyjściowego Q0 do wartości Qi = ηMM Q0
Z rysunku 94 wynika min że wpływ zmniejszenia średnicy rurociągu z d0 do di dla
warunkoacutew jednakowej chropowatości ścian (w III strefie przepływoacutew turbulentnych n =
idem) na spadek przepływności rurociągu ηMM = (did0)83
- wynika głoacutewnie z fizycznego
zmniejszania się pola powierzchni przekroju poprzecznego rurociągu w funkcji (did0)2 a
tylko w mniejszej części w funkcji (did0)23
- z oporoacutew ruchu
(did0)83
= (did0)2(did0)
2
Rys 94 Wpływ względnej średnicy rurociągu przy n = idem na względną przepływność ηMM
KANALIZACJA I
114
Podobnie też można interpretować wpływ zwiększenia średnicy rurociągu did0 gt 1 (np po
jego oczyszczeniu z osadoacutew) na wzrost ηMM = QiQ0
923 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CIŚNIENIOWYCH
Wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat hydraulicznych (Δh w m) w
przewodach i kanałach ściekowych - całkowicie wypełnionych ma ogoacutelna postać
gR
lh
h 24Δ
2 (928)
gdzie
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych -
l - długość przewodu (kanału) m
Rh - promień hydrauliczny (Rh = d4) m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Uwzględniając fakt że w praktyce na wartość wspoacutełczynnika oporoacutew liniowych (λ)
wpływ mają roacutewnież straty miejscowe - na połączeniach odcinkoacutew rur na niedokładnościach
osiowego ułożenia na zmianach spadkoacutew dna (kierunkoacutew tras przewodu) czy też
niecałkowicie kołowego kształtu przekroju poprzecznego rur (zwłaszcza tworzywowych -
wynikających z technologii zabudowy) a także wynikające z efektoacutew starzenia się
przewodoacutew wodnych w czasie eksploatacji (prowadzących do spadku przepływności)
możemy zapisać
ggR
lhhh
h
ml224
Δ22
(929)
Nieliniowe straty miejscowe (Δhm w m) można rozłożyć roacutewnomiernie na długości
przewodu uzyskując tym samym zastępczą chropowatość eksploatacyjną (ke) i woacutewczas
l
Rhe
4 (930)
gdzie
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
λ - wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych wywołany chropowatością k wg (94) -
ξ - wspoacutełczynnik oporoacutew miejscowych wywołany zaburzeniem rozkładu prędkości -
Po uwzględnieniu (929) i (930) i przekształceniu (928) na spadek linii energii
otrzymamy
KANALIZACJA I
115
gRl
hJ
h
e24
1 2
(931)
gdzie
J - jednostkowy sumaryczny spadek energii (spadek hydrauliczny) wywołany tarciem i
oporami miejscowymi na odcinku kanału o długości l -
Przekształcając (931) ze względu na
gdJJgRe
h
e
21
81
(932)
i wykorzystując ogoacutelną postać wzoru (94) Colebrooka-Whitersquoa dla liczby Reynoldsa
Re = 4Rh ν equiv d ν zapisanego jako
h
e
eheR
k
R 47134
512log2
1
(933)
po podstawieniu (933) do (932) i dalszych przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią
prędkość przepływu (w ms)
JgRR
k
JgRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(934)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = A (gdzie A - pole powierzchni przekroju
poprzecznego przewodu m2) otrzymamy ostatecznie ogoacutelny wzoacuter analityczny na strumień
objętości przepływu (Q w m3s)
AJgRR
k
JgRRQ h
h
e
hh
8
471384
512log2
(935)
skąd dla przewodoacutewkanałoacutew o kołowym kształcie przekroju poprzecznego - o średnicy d (w
m) całkowicie wypełnionych Rh = d4
dJdd
k
dJdQ e 2
713
5670log 9576
(936)
Wg ATV-A110 do wymiarowania przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew tranzytowych
działających pod ciśnieniem (w tym tworzywowych) zaleca się przyjmować uśrednioną
wartość zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości ke = 025 mm
Podana wartość nie uwzględnia jednak strat miejscowych na armaturze kolanach i
łukach kształtkach połączeniowych wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach
kanalizacyjnych takich jak syfony rury dławiące czy reduktory ciśnienia Straty te należy
ustalać indywidualnie Wskazoacutewki znaleźć można min w pracy [2]
KANALIZACJA I
116
Wspoacutełczynnik lepkości kinematycznej wody w temperaturze 10ordmC (28315 K) wynosi ν10
= 1306 10-6
m2s a dla ściekoacutew przyjmuje się odpowiednio [61]
ν10 = 133 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 100 mgdm
3
ν10 = 137 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 300 mgdm
3
ν10 = 143 10-6
m2s ndash przy stężeniu zawiesin ok 600 mgdm
3
W celu ułatwienia i wyeliminowania ewentualnych pomyłek w obliczeniowych
inżynierskich do doboru przekroi - średnic przewodoacutew czy kanałoacutew można posługiwać się
nomogramami opracowanymi do wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla przyjętej wartości
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke
Przykładowo wykorzystując nomogramem logarytmiczny przedstawiony na rysunku
95 dotyczący sprawności hydraulicznej ciśnieniowych przewodoacutew żelbetowych o przekroju
kołowym dla k = ke = 10 mm i lepkości wody ν10 = 1306 10-6 m
2s należy dla ustalonej
wartości strumienia Q (w dm3s) i założonej prędkości przepływu ( w ms) dobierać średnicę
(d w mm) przewodu a następnie odczytać wartość spadku linii ciśnienia (J w promilach)
Rys 95 Przykładowy nomogram logarytmiczny do doboru przewodoacutew (żelbetowych) ciśnieniowych
o przekroju kołowym wg wzoru Colebrooka-Whitersquoa dla k = 10 mm (ν10 = 1306 10-6 m
2s)
KANALIZACJA I
117
93 PRZEPŁYWY W KANAŁACH CZĘŚCIOWO WYPEŁNIONYCH
931 METODY I WZORY WYJŚCIOWE
U podstaw obliczeń hydraulicznych służących do doboru wymiaroacutew liniowych kanałoacutew
czy przewodoacutew grawitacyjnych działających ze swobodnym zwierciadłem cieczy (tj
częściowo wypełnionych) leży założenie upraszczające iż mamy do czynienia z ruchem
ustalonym i roacutewnomiernym
Odcinki kanałoacutew i przewodoacutew ściekowych cechuje na ogoacuteł stały przekroacutej poprzeczny
niezmienny spadek podłużny dna oraz stała chropowatośćszorstkość ścian W ruchu
roacutewnomiernym (ustalonym) występuje wzajemna roacutewnoległość dna kanału (i) wysokości
zwierciadła cieczy (hn(Q)) i linii wysokości energii (J = i) a rozkłady prędkości są jednakowe
we wszystkich przekrojach poprzecznych na danym odcinku kanału ( = idem)
Wychodząc z ogoacutelnej postaci wzoru Darcy-Weisbacha (93) na wysokość liniowych strat
hydraulicznych po uwzględnieniu dodatkowo oporoacutew miejscowych wg (929)divide(931)
otrzymamy dla przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych częściowo wypełnionych wzoacuter na spadek
hydrauliczny
gR
il
h
h
e24
1 2
(940)
gdzie
Δh - roacuteżnica wysokości den kanału na odcinku o długości l roacutewna roacuteżnicy wysokości
wypełnień normalnych h = hn (w ruchu roacutewnomiernym) Δh = imiddotl m
i - spadek dna kanału roacutewny sumarycznemu spadkowi linii energii - wywołanej tarciem i
oporami miejscowymi (na odcinku l) -
λe - wspoacutełczynnik oporoacutew dla zastępczej chropowatości eksploatacyjnej ke -
Rh - promień hydrauliczny Rh = AU m
A - powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy m2
U - obwoacuted zwilżony m
- średnia prędkość strumienia cieczy ms
g - przyśpieszenie ziemskie ms2
Promień hydrauliczny w przypadku przewodoacutew i kanałoacutew całkowicie wypełnionych
jest miarą hydrauliczną roacuteżnych kształtoacutew przekroi poprzecznych (kołowych jajowych
dzwonowych itp) W przypadku przewodoacutew i kanałoacutew częściowo wypełnionych pełni
dodatkowo rolę miary hydraulicznej stopnia wypełnienia przekrojoacutew (np hD ndash wg rys 96)
Rys 96 Schemat hydrauliczny kanału zamkniętego
częściowo wypełnionego (AU = Rh)
KANALIZACJA I
118
Pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy w kanale o przekroju
kołowym przy częściowym - względnym wypełnieniu ηh = hD oblicza się z zależności
geometrycznych
22
2112121arccos4 D
h
D
h
D
hDAn (941)
gdzie
An ndash pole powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy wypełnieniu
(normalnym) h = hn m2
D - wewnętrzna średnica kanału m
Zależność pomiędzy polem powierzchni przekroju poprzecznego strumienia cieczy przy
częściowym wypełnieniu (An) a polem powierzchni całego przekroju poprzecznego kanału
(A) - o średnicy D ujmuje wskaźnik względnej powierzchni (ηA) postaci
D
h
D
h
A
An
A 21arccos2sin21arccos22
1
(942)
Promień hydrauliczny Rh w tym dla względnego wypełnienia przekroju hD oblicza się z
ogoacutelnej postaci wzoru
Dh
DhDhDRh
21arccos
211211
4
2
(943)
Związek pomiędzy promieniem hydraulicznym przy częściowym wypełnieniu a
promieniem hydraulicznym całego przekroju poprzecznego rur określa się z zależności
geometrycznych dla przekroju kołowego
Dh
Dh
R
R
h
hnRh
21arccos2
21arccos2sin1
(944)
gdzie
ηRh - wskaźnik względnego promienia hydraulicznego -
Rh - promień hydrauliczny przewodu o (wewnętrznej) średnicy D przy całkowitym
wypełnieniu Rh = AU = D4 m
Rhn - promień hydrauliczny strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu
(normalnym) h = hn m
Obliczanie przepływoacutew cieczy w kanałach czy przewodach ściekowych częściowo
wypełnionych zaleca się obecnie opierać na wzorze Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu
zastępczej chropowatości eksploatacyjnej (ke)
KANALIZACJA I
119
Tym samym odstępuje się od stosowania wzoru Manninga ze wspoacutełczynnikiem
szorstkości (n) jako mniej uniwersalnego właściwego jedynie dla przepływoacutew turbulentnych
w III strefie (tzw kwadratowego prawa oporoacutew)
Norma PN-EN 7522008 dopuszcza jednak stosowanie wzoru Manninga w zmienionej
postaci [1] (ze wspoacutełczynnikiem Manninga K = 1n - wg wzoru (911))
2132
6173
log32
4 iRk
D
Dg h
(945)
w ktoacuterej ogoacutelnie D = 4Rh
Przekształcając wzoacuter Darcy-Weisbacha (93) - ściślej roacutewnanie (940) ze względu na
igRh
e
81
(946)
i wykorzystując wzoacuter (94) Colebrooka-Whitersquoa dla Re = 4Rhν po odpowiednich
przekształceniach otrzymamy wzoacuter na średnią prędkość przepływu (w ms)
igRR
k
igRRh
h
e
hh
8471384
512log2
(947)
Stosując roacutewnanie ciągłości ruchu Q = An gdzie An - pole powierzchni przekroju
poprzecznego strumienia cieczy przy częściowym wypełnieniu (hn = h) otrzymamy postać
ogoacutelną wzoru analitycznego na strumień objętości przepływu w ruchu roacutewnomiernym
ustalonym (i = J)
nhn
hn
e
hnhn
n AigRR
k
igRRQ
8
471384
512log2
(948)
ktoacutery dla przekroju kołowego uwzględniając zapis An wg (941) przyjmie szczegoacutełową
postać (949) dla h = hn
22 211
21
21arccos8
84148
62750log2
4 D
h
D
h
D
higR
R
k
igRR
DQ hn
hn
e
hnhn
n
Stosując odmienną metodologię Manninga wzoacuter na strumień objętości przepływu w
kanale o przekroju kołowym niecałkowicie wypełnionym przyjmuje analityczną postać (h =
hn)
3
2
2
)21arccos(
)))21arccos(2sin()21arccos(22(
21arccos2sin
2
121arccos
16
1
Dh
DhDhD
D
h
D
hiD
nQn
(950)
KANALIZACJA I
120
gdzie
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
i - spadek dna kanału i = J ndash w ruchu roacutewnomiernym -
h = hn ndash wypełnienie normalne (w ruchu roacutewnomiernym) m
Wspoacutełczynnik szorstkości kanału w (950) przyjmuje (w III strefie przepływoacutew) postać
161
473log
84
e
hn
hn
ek
R
Rgn (951)
gdzie ne - wspoacutełczynnik szorstkości eksploatacyjnej kanału uzależniony od zastępczej
chropowatości eksploatacyjnej ke
Wg ATV-A110 do wymiarowania grawitacyjnych przewodoacutew ściekowych i kanałoacutew
działających przy częściowym wypełnieniu zaleca się przyjmować uśrednione wartości
zastępczej chropowatość eksploatacyjnej w wysokości
ke = 050 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew tranzytowych ze studzienkami o kinetach do
wysokości przekroju kanału
ke = 075 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości przekroju kanału
ke = 15 mm - dla przewodoacutewkanałoacutew zbierających ścieki ze studzienkami o
kinetach do wysokości połowy przekroju kanału
Podane wartości nie uwzględniają strat miejscowych na armaturze zmianach kierunkoacutew tras
wlotach i wylotach ściekoacutew w obiektach kanalizacyjnych Straty te należy ustalać dodatkowo
932 DOBOacuteR PRZEKROJOacuteW PRZEWODOacuteW I KANAŁOacuteW CZĘŚCIOWO
WYPEŁNIONYCH
Posługiwanie się wzorami analitycznymi na strumień Q a zwłaszcza na Qn stwarza dużą
trudność ze względu na ich uwikłaną postać W celu ułatwienia obliczeń hydraulicznych
kanałoacutew niecałkowicie wypełnionych opracowano charakterystyki sprawności hydraulicznej
roacuteżnych przekroi kanałoacutew tj zależności na wskaźniki względnych prędkości przepływu η =
n oraz względnych strumieni objętości ηQ = QnQ
Przykładowo dla przekroju kołowego stosując metodologię opartą na wzorze
Colebrooka-Whitersquoa przy przyjęciu pewnych uproszczeń (bowiem przy częściowym
wypełnieniu zaroacutewno jak i Q zależą roacutewnież od i oraz k) otrzymamy wg Franke [2 54]
85
h
hnn
R
R
(952)
KANALIZACJA I
121
oraz
85
h
hnnnQ
R
R
A
A
Q
Q (953)
gdzie
η - wskaźnik względnych prędkości przepływu stosunek prędkości n przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do prędkości przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
Rh - promień hydrauliczny przy całkowicie wypełnionym kanale (Rh = D4) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu - normalnym hn m
ηQ - wskaźnik względnych strumieni objętości stosunek strumienia Qn przy częściowym
wypełnieniu (h = hn) do strumienia Q przy całkowitym wypełnieniu przekroju (h = D)
A - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu (A =
πD24) m
2
An - pole powierzchni przekroju poprzecznego kanału przy częściowym wypełnieniu - hn
(wg wzoru (941)) m2
Na rysunku 97 przedstawiono krzywe sprawności hydraulicznej η i ηQ od hD (w ) dla
kanału o przekroju kołowym o średnicy D
Rys 97 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Według metodologii opartej na wzorze Colebrooka-Whitersquoa całkowita przepustowość
kanału (100) tj przy całkowitym wypełnieniu przekroju (100) osiągana jest już przy
względnym wypełnieniu hD = 0827 - w kanałach o przekroju kołowym bądź hH = 0867 -
w kanałach jajowych czy też hH = 0807 - w kanałach dzwonowych (gdzie H oznacza
wysokość przekroju kanału proporcjonalną do jego szerokości B) wg rys 97divide99
Promień hydrauliczny osiąga woacutewczas (prawie) maksymalne wartości a warunki
przepływu odpowiadają panującym w kanałach otwartych Krzywe sprawności hydraulicznej
kanałoacutew interpretuje się więc tylko do wymienionych wyżej względnych wypełnień
UWAGA Kanały grawitacyjne należy dobierać na przepływ ze swobodnym zwierciadłem
roacutewnież ze względu na niebezpieczeństwo samoistnego bdquozapowietrzania sięrdquo strumienia i
niestabilne warunki przepływu przy całkowitych wypełnieniach (powstawać mogą woacutewczas
poduszki powietrzne na załamaniach spadkoacutew odcinkoacutew kanałoacutew)
KANALIZACJA I
122
Rys 98 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju jajowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Rys 99 Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju dzwonowym
(oznaczono QQ0 equiv QnQ oraz VV0 equiv n)
Wymiarowany przekroacutej kanału powinno dobierać się tak aby teoretyczna jego
przepustowość całkowita Q (przy danym spadku dna) była zawsze większa od strumienia
obliczeniowego
Wg zasad wypracowanych w Niemczech (ATV A-118) w przypadku kanałoacutew
deszczowych bądź ogoacutelnospławnych zaleca się dobierać następny większy przekroacutej jeżeli
strumień obliczeniowy przekracza 90 przepustowości całkowitej (Q) danego przekroju
kanału - przy danym spadku dna (i)
Odpowiada to zasadzie wymiarowania takich kanałoacutew na względne wypełnienia
hD le 075 - w wypadku kanałoacutew o przekroju kołowym bądź
hH le 079 - w przypadku kanałoacutew jajowych czy też
hH le 072 - w przypadku kanałoacutew dzwonowych
KANALIZACJA I
123
W praktyce inżynierskiej występują najczęściej dwa typy zadań hydraulicznych
doboacuter wymiaru - przekroju poprzecznego kanału (kołowego o średnicy D lub innego
o wysokości przekroju H) dla danego strumienia przepływu (Qn) i spadku dna (i) z
określeniem wypełnienia normalnego hn(Qn) oraz średniej prędkości przepływu
n(Qn)
obliczenie przepustowości (Q lub Qn) kanału o danym spadku dna (i)
Do wymiarowania kanałoacutew ściekowych deszczowych i ogoacutelnospławnych stosowany był
powszechnie wzoacuter Manninga (99) w ktoacuterym wspoacutełczynnik szorstkości kanału
przyjmowany jest najczęściej w stałej wartości n = 0013 m13
s (ogoacutelnie n [0010 0016]
sm13
czemu odpowiada w przybliżeniu k [025 50] mm)
W celu ułatwienia doboru przekrojoacutew kanałoacutew sporządzone zostały wykresy i
nomogramy do wzoru Manninga przedstawiające graficznie zależności pomiędzy
parametrami
konstrukcyjnymi takimi jak średnica (przekroacutej) kanału spadek dna szorstkość a
hydraulicznymi takimi jak wypełnienie prędkość i strumień przepływu
Najczęściej stosowane były dwa rodzaje pomocy graficznych a mianowicie
nomogramy drabinkowe przedstawiające zależności D Q i dla kanałoacutew
całkowicie wypełnionych ktoacutere wymagały dodatkowo posługiwania się wykresami
sprawności hydraulicznej przekrojoacutew kanałoacutew przy niecałkowitym wypełnieniu
nomogramy logarytmiczne (scalone) opracowane dla roacuteżnych przekrojoacutew kanałoacutew
niecałkowicie wypełnionych (dla n = constans)
Przykład obliczeniowy z zastosowaniem nomogramu drabinkowego i krzywych
sprawności przekroju kołowego (wg rys 910 i 911)
Należy dobrać średnicę kanału (ściekowego) dla obliczeniowego strumienia przepływu Qn =
15 dm3s i spadku dna i = 5 permil
Rys 910 Przykład nomogramu drabinkowego do doboru kanałoacutew kołowych
(oznaczono Qc equiv Q oraz Vc equiv )
KANALIZACJA I
124
Tok postępowania
1 Prowadzimy prostą (1) przechodząca przez punkty i = 5permil oraz Q = 15 dm3s (rys 910)
Dobieramy pierwszą większą (katalogową) średnicę tj D = 020 m Przez punkty D = 02 m
oraz i = 5 permil prowadzimy prostą (2) i odczytujemy strumień przepływu przy całkowitym
wypełnieniu Q = 22 dm3s oraz prędkość przy całkowitym wypełnieniu = 080 ms
2 Następnie korzystamy z krzywej sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
przedstawiającej zależność pomiędzy względnym wypełnieniem kanału (hD) a względnym
strumieniem przepływu (ηQ) - wyrażonych w (rys 911) Krzywa ta umożliwia ustalenie
wartości względnego wypełnienia przekroju kanału i względnej prędkości przepływu (dla
odczytanych z nomogramu drabinkowego parametroacutew hydraulicznych całkowicie
wypełnionego kanału tj strumienia Q i prędkości )
Rys 911 Idea korzystania z wykresu sprawności hydraulicznej przekroju kołowego
(oznaczono QQC equiv QnQ oraz vvC equiv n)
Dla ustalonej z nomogramu drabinkowego (rys 910) wartości strumienia przy
całkowitym wypełnieniu Q = 22 dm3s obliczamy wartość funkcji sprawności przepływu ηQ
= 1522 = 0682 asymp 68 Następnie z krzywej sprawności (rys 911) dla ηQ = 68
odczytujemy
po lewej stronie hD = 61 = 061
po prawej stronie ηυ = 108 = 108
Stąd wypełnienie (normalne) w dobranym kanale wyniesie hn = 061∙D = 061∙02 = 012 m
a prędkość przepływu n = η middot = 108∙080 = 086 ms
Dla innych (niż kołowy) przekrojoacutew poprzecznych kanałoacutew np jajowych jajowych
podwyższonych gruszkowych czy dzwonowych korzystamy z właściwych nomogramoacutew
drabinkowych i krzywych sprawności danego przekroju kanału
Tok postępowania przy wykorzystaniu nomogramoacutew scalonych - logarytmicznych
opracowanych dla roacuteżnych (typowych) przekrojoacutew kanałoacutew przedstawiono na rysunku 912
ηQ = QQc
η = c
KANALIZACJA I
125
Rys 912 Idea korzystania z nomogramu logarytmicznego do doboru kanałoacutew kołowych
(wg wzoru Manninga)
Przykłady obliczeniowe - z zastosowaniem nomogramoacutew scalonych
1) Dla danych Qn = 20 dm3s oraz i = 40permil należy dobrać kanał o przekroju kołowym dla n
= 0013 sm13
Wychodząc od strumienia Qn = 20 dm3s (wg idei na rys 912)
po prawej stronie nomogramu - dobrano średnicę D = 025 m i odczytano
wypełnienie h = hn = 013 m a następnie
po lewej stronie nomogramu - dla D = 025 m i hn = 013 m odczytano prędkość
przepływu n = 080 ms
2) Dla danych Qn = 400 dm3s oraz i = 20permil należy dobrać kanał o przekroju jajowym dla n
= 0013 sm13
Z nomogramu scalonego podanego na rys 913 dobrano kanał J06 x 09 m i
odczytano wypełnienie h = hn = 070 m (hH = 078 lt 079 - dla 90 przepustowości Q wg
rys 98) oraz ustalono n = 12 ms (dokładny wynik obliczeń hn i n uzyskamy tylko po
zastosowaniu wzoroacutew analitycznych)
Rys 913 Przykładowy nomogram logarytmiczny do wzoru Manninga do doboru kanałoacutew
grawitacyjnych o przekroju jajowym (dla n = 0013 m13
s)
KANALIZACJA I
126
94 ZALECANE SPADKI DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
W systemach kanalizacyjnych spadek dna (i) kanałoacutew grawitacyjnych powinien zawierać
się w granicach
imin i imax (955)
- zależnie od wymiaru (średnicy D) kanału i spadku terenu
Spadek mniejszy od minimalnego (imin - dla danej średnicy) w efekcie zbyt małych
prędkości przepływu ściekoacutew prowadziłyby do odkładania się osadoacutew i w efekcie do
zamulenia kanału
Spadek większy od maksymalnego (imax - dla danej średnicy) prowadziłyby do niszczenia
kanałoacutew - wskutek erozji powodowanej głoacutewnie zawiesiną mineralną przy znacznych
prędkościach przepływu
Powszechnie w literaturze zalecana jest formuła Imhoffa na spadek minimalny (imin)
D
i1
min (956)
gdzie
imin - w promilach gdy wymiar średnicy D wyrażony jest w metrach lub
imin - w ułamku gdy D w mm
W przypadku kanałoacutew o innym przekroju niż kołowy (np jajowy dzwonowy gruszkowy)
za bdquoDrdquo do formuły (956) należy przyjmować szerokość przekroju w tzw pachach (np dla
kanału jajowego J 06x09 m - woacutewczas bdquoDrdquo = 06 m)
Według badań Suligowskiego formuła (956) może być stosowana dla względnych
wypełnień kanałoacutew większych od 30 (hD gt 03) co zostanie roacutewnież wykazane w pracy
Historycznie w wytycznych technicznych projektowania (WTP) miejskich sieci
kanalizacyjnych z 1965 roku sformułowano zasadę zachowania minimalnej prędkości (min)
przepływu ściekoacutew przy całkowitym wypełnieniu kanałoacutew jako warunku ich
bdquosamooczyszczania sięrdquo odpowiednio
w systemie kanalizacji rozdzielczej tj w kanałach bytowo-gospodarczych
przemysłowych oraz deszczowych min = 08 ms
w systemie kanalizacji ogoacutelnospławnej min = 10 ms
Wychodząc z powyższych założeń i stosując np wzoacuter Manninga (99) dla n = 0013
sm13
możliwie było ustalenie wartości minimalnych spadkoacutew dna kanałoacutew ze względu na
bdquosamooczyszczanierdquo podanych w tabeli 94 dla przykładowych średnic Wyższe wartości
spadkoacutew minimalnych względem obliczonych z formuły 1D wyboldowano
KANALIZACJA I
127
Tab 94 Obliczone z formuły 1D i z wzoru Manninga (dla n = 0013 sm13
i min) minimalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych ( - stosowane w praktyce)
Lp
Średnica
kanału
D
Minimalne spadki dna kanałoacutew imin
Obliczone z
formuły
1D
Obliczone z wzoru
Manninga dla prędkości
min = 08 ms min = 10 ms
- m permil permil permil 1 020 50 587 918
2 025 40 436 681
3 030 333 (30) 342 534
4 040 25 233 364
5 050 20 173 270
6 060 167 136 212
7 080 125 092 145
8 100 100 069 107
9 150 067 (05) 040 062
10 200 05 027 043
Maksymalne spadki (imax) dna kanałoacutew określano (wg WTP) w podobny sposoacuteb tj przy
całkowitym wypełnieniu prędkość przepływu ściekoacutew nie powinna przekraczać wartości
max = 30 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
betonowych i ceramicznych
max = 50 ms - w kanałach bytowo-gospodarczych i przemysłowych dla rur
żelbetowych i żeliwnych
max = 70 ms - w kanałach deszczowych i ogoacutelnospławnych niezależnie od
materiału kanałoacutew jako że kanały takie przy znacznym wypełnieniu działają
okresowo w poroacutewnaniu z kanałami bytowo-gospodarczymi i przemysłowymi
W pracy IKŚ z 1983 roku zalecono ograniczenie maksymalnych prędkości przepływu
ściekoacutew niezależnie od materiałoacutew rur do
max = 30 ms - w kanałach ściekowych i ogoacutelnospławnych
max = 50 ms - w kanałach deszczowych i burzowych
co jest racjonalne ze względu na trwałość bezawaryjnego działania kanalizacji
W tabeli 95 podano obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
wartości
maksymalnych spadkoacutew dna kanałoacutew dla prędkości max ndash przy całkowitym wypełnieniu
Tabela 95 Obliczone z wzoru Manninga (99) dla n = 0013 sm13
maksymalne spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych
Lp
Średnica
kanału
D
Maksymalne spadki dna kanałoacutew imax z wzoru
Manninga dla prędkości
max = 3 ms max = 5 ms max = 7 ms
- m permil permil permil 1 020 828 2300 4508
2 025 603 1675 3283
3 030 477 1325 2597
4 040 324 900 1764
5 050 243 675 1323
6 060 189 525 1029
7 080 135 375 735
8 100 99 275 539
9 150 56 156 306
10 200 38 106 209
KANALIZACJA I
128
Grawitacyjne przewody i kanały transportujące ścieki tj mieszaniny ciał stałych i
cieczy powinny być układane z takim spadkiem aby możliwy był zaroacutewno transport
zanieczyszczeń zawartych w ściekach w tym wleczonych przy dnie jak i rozmywanie już
odłożonych (przy mniejszych strumieniach przepływu) złogoacutew i osadoacutew
Z punktu widzenia hydromechaniki transport zanieczyszczeń można zapewnić jeżeli
opoacuter tarcia wyrażony stycznymi naprężeniami ścinającymi ( ) pomiędzy ścianką rury a
ściekami będzie większy od min
Przyjmując minimalne naprężenia ścinające w wysokości
02min Pa - dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
51min Pa - dla kanałoacutew deszczowych
przy czym iR Rhh - dla małych kątoacutew α pochylenia kanałoacutew (woacutewczas i asymp sinα) W
przypadku przekroju kołowego otrzymamy
iR
RD
h
hn 4
(957)
gdzie
- naprężenia ścinające Pa
- ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
D - średnica wewnętrzna przewodu (kanału) m
Rhn - promień hydrauliczny przy częściowym wypełnieniu kanału (normalnym hn) m
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu kanału (Rh = D4) m
i - spadek dna ułamek
Stąd ogoacutelnie
DR
R
gi
hn
h 14 min
min
(958)
a dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych (dla 02min Pa)
DR
Ri
hn
h 1108160 3
min
(959)
i dla kanałoacutew deszczowych (dla 51min Pa)
DR
Ri
hn
h 1106120 3
min
(960)
Przykłady obliczeniowe
Dla kanału o średnicy D = 03 m z formuły (956) spadek minimalny wynosi imin = 103 =
333permil (w praktyce przyjmowany jako 3permil) Z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (959)
otrzymamy dla kanału bytowo-gospodarczego o D = 03 m dla wypełnień względnych
KANALIZACJA I
129
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00107 = 107permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000564 = 564permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000398 = 398permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000317 = 317permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000225 = 225 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000272 = 272permil
Podobnie z obliczeń hydraulicznych wg wzoru (960) dla kanału deszczowego o średnicy D
= 03 m otrzymamy dla
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 000803 = 803permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000423 = 423permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000298 = 298permil
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000238 = 238permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000170 = 170 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000204 = 204permil
Tak wyliczane spadki (imin) spełniają kryterium hydromechaniczne samooczyszczania
się kanałoacutew ważne zwłaszcza dla małych wypełnień kanałoacutew tj dla małych strumieni
objętości
Minimalne spadki kanałoacutew są woacutewczas znacznie większe od wyliczanych z formuły
bdquo1Drdquo czy też z warunku min = 08 ms (przewyższenia dla D = 03 m wyboldowano)
Formuła imin = 1D ma więc praktyczne zastosowanie dla względnych wypełnień kanałoacutew
większych od 30
Dla względnych wypełnień kanałoacutew hD gt 03 spadki imin wg kryterium
hydromechanicznego są nieco mniejsze niż stosowane imin = 1D - dla kanałoacutew całkowicie
wypełnionych
Według badań Dąbrowskiego uwzględniając nieroacutewnomierność godzinową strumienia
ściekoacutew w wymiarowaniu kanałoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy
przyjmować 52min Pa - dla średnic 020 i 025 m oraz 22min Pa - dla średnic 030
035 040 i 050 m Przyjmowane dotychczas naprężenia minimalne 02min Pa są
właściwe dla średnic ge 060 m
Dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych przyjmując 22min Pa otrzymamy
DR
Ri
hn
h 1108970 3
min
(961)
woacutewczas dla przykładowej średnicy D = 03 m minimalne wartości spadkoacutew wyniosą już
hD = 10 (RhRhn = 3936) - imin = 00118 = 118permil
hD = 20 (RhRhn = 2073) - imin = 000620 = 620permil
hD = 30 (RhRhn = 1462) - imin = 000437 = 437permil
KANALIZACJA I
130
hD = 40 (RhRhn = 1167) - imin = 000349 = 349permil
hD = 50 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
hD = 75 (RhRhn = 0829) - imin = 000248 = 248 permil
hD = 100 (RhRhn = 1000) - imin = 000299 = 299permil
Na tym tle zalecone w pracy IKŚ minimalne spadki dna kanałoacutew ściekowych dla
jednostek osadniczych o liczbie mieszkańcoacutew le 1000 imin = 10permil są uzasadnione
UWAGA Przytoczone dane podkreślają wagę i znaczenie obliczeń sprawności hydraulicznej
kanałoacutew do prawidłowego funkcjonowania sieci i zarazem uzasadniają konieczność ich
wykonywania już na etapie koncepcji programowo-przestrzennej (KPP) czy też w projektach
budowlano-wykonawczych (PB i PBW)
Co jest jednak najczęściej pomijane Projektanci dobierają często bdquoświadomierdquo większe
średnice kanałoacutew dążąc za wszelką cenę do wypłycenia kanalizacji co jest błędnym i drogim
w eksploatacji rozwiązaniem
95 STOSOWANE PRZEKROJE KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Wyboacuter kształtu przekroju poprzecznego kanałoacutew zależy od
warunkoacutew hydraulicznych tj strumienia i nieroacutewnomierności przepływu ściekoacutew
(w dobie) oraz wymaganych prędkości samooczyszczania
warunkoacutew statycznych zabudowy kanału tj zagłębienia dna i przykrycia wierzchu
rury (sklepienia)
rodzaju materiału i sposobu wykorzystania kanału w tym dostosowania do
pokonania przeszkoacuted terenowych uniknięcia kolizji itp
Najczęściej stosowane są przekroje kołowe praktycznie we wszystkich systemach
kanalizacyjnych Pod względem statycznym przekroacutej ten jest właściwy zaroacutewno dla małych
jak i znacznych zagłębień kanału Łatwy w prefabrykacji w montażu i budowie ze względu
na pełną symetrię przekroju (w przypadku braku tzw stopki)
Polska norma PN-71B-02710 zalecała do stosowania pięć podstawowych kształtoacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew W Niemczech obowiązują obecnie znormalizowane kształty
i wymiary tylko dla trzech rodzajoacutew przekroi kanałoacutew (kołowego jajowego i dzwonowego)
1 Kanały kołowe o średnicach wewnętrznych d equiv D = h = b (w m) - oznaczone jako K
K 015 020 025 030 040 050 060 080 10 12 14 16 18 20 m i większe o
wielokrotności 05 m tj np K 25 30 35 40 m
Rys 914 Geometria kanałoacutew kołowych (K)
KANALIZACJA I
131
Przekroje kołowe są powszechnie stosowane w kanalizacji bytowo-gospodarczej i
przemysłowej deszczowej oraz ogoacutelnospławnej przy czym w kanalizacji ogoacutelnospławnej
najczęściej do wymiaru K le 05 m
2 Kanały jajowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość przekroju (h
=15b) oznaczone jako J (J 06 x 09 m 07 x 105 m 08 x 12 m 10 x 15 m 12 x 18 m)
Rys 915 Geometria kanałoacutew jajowych (J)
Przekroje jajowe były powszechnie stosowane w kanalizacji ogoacutelnospławnej (powyżej
K05 m) do wymiaru J12 x 18 m Powyżej tego wymiaru należało stosować przekroje
złożone - z kinetami na ścieki bytowo-gospodarcze i przemysłowe (Z poroacutewnania
sprawności hydraulicznej kanału kołowego o średnicy D z jajowym o przekroju D x 15D
wynika że przy całkowitym wypełnieniu Q(J) = 161Q(K) oraz (J) = 110(K))
3 Kanały jajowe podwyższone o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x
wysokość przekroju (h =175b) oznaczone jako JP (JP 06 x 105 m 07 x 1225 m 08 x
140 m 10 x 175 m 12 x 210 m
Rys 916 Geometria kanałoacutew jajowych podwyższonych (JP)
4 Kanały gruszkowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =125b) oznaczone jako GR (GR 14 x 175 m 16 x 20 m 18 x 225 m 20 x
25 m i większe o wielokrotności 05 m)
KANALIZACJA I
132
Rys 917 Geometria kanałoacutew gruszkowych (GR)
5 Kanały dzwonowe o wymiarach szerokość przekroju w pachach (b) x wysokość
przekroju (h =085b) oznaczone jako DZ (DZ 14 x 119 m 16 x 136 m 18 x 153 m 20
x 170 m i większe o wielokrotności 05 m)
Rys 918 Geometria kanałoacutew dzwonowych (DZ)
Kanały dzwonowe ze względu na małą wysokość przekroju h lt b znajdują zastosowanie
wszędzie tam gdzie nie ma wystarczającej wysokości bądź przykrycia terenem czy też przy
występujących kolizjach z istniejącym uzbrojeniem Geometria sklepienia kanałoacutew DZ - jak
kanałoacutew GR
Poza normowe - nietypowe przekroje kanałoacutew
Odstępstwa geometrii kanałoacutew od zdezaktualizowanej obecnie normy (branżowej)
budowlanej PN-71B-02710 wymagały zgody Polskiego Komitetu Normalizacji (PKN) na ich
produkcję i stosowanie Obecnie zgodnie z Ustawą z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ
U Nr 169 poz 1386) stosowanie Polskich Norm jest bdquodobrowolnerdquo (nie tworzy się też norm
branżowych - B)
Jednak pewna unifikacja geometrii kanałoacutew (nie tylko betonowych) jest nadal potrzebna
ze względoacutew praktycznych - eksploatacyjnych (napraw konserwacji czy przyszłościowej
wymiany) Przykładem może być tutaj norma PN-EN 19162005
(Odniesienie do problemoacutew prawnych jest omoacutewione w rozdziale 1 i 10 w [1])
Do budowy nowych czy modernizacji istniejących systemoacutew kanalizacyjnych
dopuszczalne jest obecnie stosowanie innych w tym nietypowych kształtoacutew i wymiaroacutew
przekroi poprzecznych kanałoacutew podanych dla przykładu na rysunkach 919divide924
KANALIZACJA I
133
Przekroacutej eliptyczny
Rys 919 Geometria kanałoacutew eliptycznych (h = 067b)
Przekroacutej kołowo-troacutejkątny
Rys 920 Geometria kanałoacutew kołowo-troacutejkątnych
Przekroacutej prostokątny
Rys 921 Geometria kanałoacutew prostokątnych
Przekroacutej pięciokątny (tzw bdquofuumlnfeckrdquo)
Rys 922 Geometria kanałoacutew pięciokątnych
KANALIZACJA I
134
Przekroacutej kołowy z kinetą ściekową (tzw bdquoLindleyrsquoardquo)
Rys 923 Geometria kanałoacutew kołowych z kinetą
Nietypowe w tym złożone przekroje kanałoacutew nie mają na ogoacuteł opracowanych
charakterystyk przepływu - h = f(Q) woacutewczas należy je wyznaczyć doświadczalnie lub
analitycznie opierając się na podanych już roacutewnaniach ruchu np
AQ oraz 21321 iR
nh przy UARh
Rys 924 Przykładowa charakterystyka przepływu h = f(Q) złożonego przekroju kanału
96 PRZEPEŁNIANIE SIĘ KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Przepełnianie się kanałoacutew grawitacyjnych i praca pod ciśnieniem jest problemem
eksploatacyjnym zwłaszcza w systemach kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej
podczas występowania deszczu o rzadszej powtarzalności niż częstość (C) przyjęta do
zwymiarowania kanałoacutew
Woacutewczas kanały zaczynają działać z większym niż projektowane wypełnienie (dla
strumienia Q(C)) następnie z całkowitym i w końcu pod ciśnieniem (przy Qmax)
KANALIZACJA I
135
Prowadzić to może w efekcie do wylewania się ściekoacutew z kanałoacutew w tzw punktach
krytycznych sieci tj w najniżej położonych wpustach ulicznych podwoacuterzowych czy
piwnicznych czy też studzienkach kanalizacyjnych
Spadek linii ciśnienia (J = Jmax) będzie woacutewczas większy od spadku dna kanału (ik)
Wynika to wprost z analizy postaci np wzoru Manninga (99) w połączeniu z roacutewnaniem
ciągłości ruchu
21
max
32
max 1
JRn
AQ h (962)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego kanału przy całkowitym wypełnieniu m2
Rh - promień hydrauliczny przy całkowitym wypełnieniu m
J - spadek linii ciśnienia (energii) -
Rys 925 Przebieg linii ciśnienia (ilcmax equiv Jmax) wzdłuż trasy kanału grawitacyjnego o spadku dna ik -
podczas działania pod ciśnieniem skreślenia oznaczają nieaktywność parametroacutew ruchu (Qn i hn)
Maksymalny spadek linii ciśnienia Jmax jest ograniczony przez punkt krytyczny -
przecięcie się linii ciśnienia z powierzchnią terenu wg rysunku 925 Wartości spadku Jmax
odpowiada maksymalny strumień przepływu Qmax zgodnie z wzorem (962) Większy
strumień deszczu niż Qmax nie zmieści się już w kanale pozostanie więc na powierzchni
terenu jako nieodebrany - rozlewając się po powierzchni i niewiele podnosząc spiętrzone w
kanale (studzience) zwierciadło ściekoacutew Stąd na podstawie (962) możemy napisać
maxmax JaQ (963)
przy czym constRn
Aa h 321 oraz idem
l
HHJ
min
max - wg rys 925
Strumień objętości ściekoacutew (Q) przy całkowitym wypełnieniu kanału o spadku dna ik
wynosi
kiaQ (964)
przy czym ik =l
H - wg rys 925 a stąd stosunek strumieni
KANALIZACJA I
136
1minminmaxmax
H
H
H
HH
ia
Ja
Q
Q
k
(965)
Oznaczając sH
Hmin otrzymamy 1max s
Q
Q a stąd 1max sQQ a więc
Qmax gt Q ponieważ 1s gt 1
Wynika stąd że strumień Qmax ograniczony jest zagłębieniem kanału Hmin - w punkcie
krytycznym (rys 925) Im większa będzie wartość Hmin tym większa jest wartość 1s i
tym większy będzie strumień Qmax
Z powyższej analizy wynika że każdy kanał (kolektor) ma w sobie pewną rezerwę
przepustowości ktoacutera jest wykorzystywana w przypadku pojawienia się większego
strumienia przepływu niż obliczeniowy - przyjęty do wymiarowania kanału Q(C) a
spowodowany deszczem o mniejszym prawdopodobieństwie wystąpienia Jednak po
przeanalizowaniu oddziaływania spiętrzonych ściekoacutew w kolektorze na warunki odbioru
ściekoacutew w kanałach bocznych (zbieraczach) powyższy wniosek nie musi odnosić się do całej
sieci
Praca kolektoroacutew kanalizacyjnych pod ciśnieniem powoduje wzrost ich przepustowości
ale jednocześnie wywołuje podtapianie kanałoacutew bocznych (zbierających roacutewnież ścieki
opadowe) mogąc przyczynić się z kolei do obniżenia ich przepustowości hydraulicznej
Na rysunku 926 przedstawiono trzy przypadki spadkoacutew linii ciśnienia w kanałach
bocznych wymuszone przez roacuteżne poziomy cieczy w kolektorze (analogia do naczyń
połączonych)
Rys 926 Trzy przypadki wpływu wysokości ciśnienia w kolektorze
na działanie kanałoacutew bocznych o spadku dna ik (b)
Analiza zjawisk 1 Przypadek - przepływ w kolektorze ze swobodnym zwierciadłem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym ilc equiv Jb = Jbmax gt ik(b) woacutewczas strumień
Qbmax gt Qb(C)
2 Przypadek - przepływ w kolektorze pod ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb = ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb = Qb(C)
3 Przypadek - przepływ w kolektorze pod znacznym ciśnieniem
- dla spadku linii ciśnienia w kanale bocznym Jb lt ik(b) woacutewczas strumień objętości
Qb lt Qb(C)
KANALIZACJA I
137
Z rysunku 926 wynika że kolektor podtopiony do poziomu w 3-cim rozważanym
przypadku wywoła spadek linii ciśnienia Jb w kanale bocznym (b) mniejszy od spadku dna
kanału bocznego ik(b) i woacutewczas strumień przepływu pod ciśnieniem Qb w tym kanale będzie
mniejszy niż jego strumień obliczeniowy Qb(C) Wystąpi więc dławienie przepływu i spadek
przepustowości kanału bocznego - brak odbioru ściekoacutew w studzience na jego początku Przy
roacuteżnicach rzędnych studzienek ścieki mogą nawet wylewać się z kolektora na powierzchnię
terenu poprzez kanał boczny
Chcąc ograniczyć niekorzystne skutki wynikające z takich przypadkoacutew sformułowano w
Polsce jako zasadę ndash już nieaktualną iż
kolektory powinny być wymiarowane na większy strumień przepływu tj na większą
wartość częstości obliczeniowej deszczu C np C = 2 lata - dla kanalizacji deszczowej
oraz C = 5 lat ndash w kanalizacji ogoacutelnospławnej (w płaskim terenie - tab 71) a
kanały boczne (zbieracze) na mniejszy strumień tj na mniejszą wartość częstości deszczu
np C = 1 rok - dla kanalizacji deszczowej oraz C = 2 lata - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
(w przypadku płaskiego terenu - tab 71)
Powyższą zasadę uzasadniano ekonomicznie otoacuteż koszt jednostkowy budowy kolektoroacutew
jest znacznie większy ale dotyczy mniejszej ich długości w sieci w poroacutewnaniu z kosztem
budowy kanałoacutew bocznych o zdecydowanie większej długości w sieci kanalizacyjnej
UWAGA Zasada ta straciła swą aktualność w świetle normy PN - EN 7522008 -
ujednolicenia częstości deszczy dla kolektora i kanałoacutew bocznych
Zasięg cofki piętrzącej (lc) w kanale o niecałkowitym wypełnieniu obliczyć można
rozwiązując roacutewnanie roacuteżniczkowe ustalonego nieroacutewnomiernego ruchu cieczy (tab 91) z
ktoacuterego wynika spadek dhdl czyli kształt zwierciadła ściekoacutew na długości (l) kanału
3
22
11
gA
bQ
Ji
Fr
Ji
dl
dh
(966)
gdzie
h - (zmienne) wypełnienie w kanale zależne od długości l (w zasięgu cofki piętrzącej
zmienia się od h = hn do h = hsp - wg rys 927) m
i - spadek dna kanału (roacutewny spadkowi zwierciadła ściekoacutew i spadkowi linii energii w
ruchu roacutewnomiernym przy wypełnieniu normalnym hn) - J(n) - (zmienny) spadek linii energii w ruchu nieroacutewnomiernym (wywołany stratami tarcia)
Fr - liczba Froudersquoa -
b - szerokość zwierciadła cieczy w kanale m
KANALIZACJA I
138
Rys 927 Schemat do obliczeń zasięgu cofki piętrzącej w kanale
Zasięg cofki piętrzącej obliczyć też można w przybliżony sposoacuteb stosując uproszczone
wzory na zasięg lc (stosowane w budownictwie wodnym - dla rzek) postaci
i
hhl nc
(967)
lub dla małych spiętrzeń (Δh) z dużym przybliżeniem
i
hlc
2 (968)
10 ZASADY PROJEKTOWANIA BUDOWY I
EKSPLOATACJI SIECI KANALIZACYJNYCH
101 UKŁADY SIECI KANALIZACYJNYCH
Topologia (układ) sieci kanalizacyjnych - kolektoroacutew i kanałoacutew bocznych zależy głoacutewnie
od
konfiguracji terenu (spadkoacutew podłużnych i poprzecznych) względem odbiornika
układu geometrycznego ciągoacutew komunikacyjnych (pieszo-jezdnych)
zabudowy terenu
Ogoacutelną i podstawową zasadą jest lokalizowanie - ze względoacutew hydraulicznych
kanałoacutew głoacutewnych (kolektoroacutew) na kierunkach najmniejszych spadkoacutew
powierzchni terenu
kanałoacutew bocznych (zbieraczy) na kierunkach największych spadkoacutew powierzchni
terenu tj w miarę prostopadle do warstwic terenu
przykanalikoacutew w miarę prostopadle do zbieraczy i kolektoroacutew
KANALIZACJA I
139
W konkretnych warunkach terenowych układ sieci kanalizacji grawitacyjnej zaroacutewno
ogoacutelnospławnej rozdzielczej czy poacutełrozdzielczej może być zrealizowany w oparciu o
poniższe schematy ideowe - ogoacutelnomiejskie (w skali całego miasta) bądź lokalne
1011 UKŁADY OGOacuteLNOMIEJSKIE
I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych
II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych
IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Ad I Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 101 Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad II Układ poprzeczny kolektoroacutew kanalizacyjnych z kolektorem zbiorczym
Rys 102 Układ poprzeczny kanalizacji grawitacyjnej - z kolektorem zbiorczym
KANALIZACJA I
140
Ad III Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych ndash względem odbiornika
Rys 103 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej
Ad IV Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacyjnych z kanałami odciążającymi
Rys 104 Układ roacutewnoległy kolektoroacutew kanalizacji grawitacyjnej - z kanałami odciążającymi
1012 UKŁADY LOKALNE
V Układ promienisty
VI Układ pierścieniowy
VII Układy strefowe
Ad V Układ promienisty
Rys 105 Układ promienisty kanalizacji grawitacyjnej ndash w kotlinie
KANALIZACJA I
141
Ad VI Układ pierścieniowy
Rys 106 Układ pierścieniowy kanalizacji grawitacyjnej ndash na wzgoacuterzu
Ad VII Układy strefowe
a) b)
Rys 107 Układy strefowe kanalizacji grawitacyjno-pompowej
a) z wododziałem b) w niecce terenowej
Na wyboacuter układu systemu kanalizacyjnego w danych warunkach terenowych
(ogoacutelnomiejskich bądź lokalnych) wpływ ma także wiele innych czynnikoacutew takich jak
ilość i rodzaj ściekoacutew (zwłaszcza przemysłowych)
istniejąca sieć hydrograficzna w tym wielkość odbiornikoacutew ściekoacutew i ich
zdolność do samooczyszczania się
możliwość odprowadzania ściekoacutew przez przelewy burzowe a także
gęstość zabudowy terenu i możliwości finansowe inwestora (ewentualne
etapowanie inwestycji)
KANALIZACJA I
142
102 PROJEKTOWANIE TRAS KANAŁOacuteW
1021 SYTUOWANIE KANAŁOacuteW W PLANIE
Położenie sytuacyjne osi przewodoacutew kanalizacyjnych (podobnie jak wodociągowych
ciepłowniczych gazowych itp) powinno być roacutewnoległe względem
osi ulic (krawężnikoacutew chodnikoacutew)
linii rozgraniczających zabudowy
istniejącego zbrojenia podziemnego
W szerokich ciągach komunikacyjnych (pieszo-jezdnych) ndash o szerokości przekraczającej
30 m i obustronnej zabudowie należy projektować dwa roacutewnoległe kanały bytowo-
gospodarcze Liczba i układ kanałoacutew deszczowych zależy od warunkoacutew miejscowych
Uzyskamy woacutewczas ciągi kanałoacutew o stosunkowo płytkim posadowieniu o mniejszych
średnicach i mniejszych kosztach budowy (mniej kolizji z istniejącym uzbrojeniem)
Wymagane odległości projektowanych kanałoacutew od istniejącego uzbrojenia podziemnego
i nadziemnego terenu regulowane są odpowiednimi przepisami miejscowymi (np
powiatowymi czy wojewoacutedzkimi) ustalanymi w Zespołach Uzgadniania Dokumentacji
Projektowych (ZUDP) Przykładowo we Wrocławiu minimalna odległość zewnętrznego
obrysu kanału od
krawężnika - wynosi 20 m (wg [] 12 m)
budynku mieszkalnego 50 m (wg [] 40 m)
toroacutew kolejowych 50 m (wg [] od skrajnej szyny torowiska)
autostrad 50 m
drzew krzewoacutew 10 m (wg [] 20 m)
drenażu podziemnego 20 m
przewodu ciepłowniczego 30 m (wg [] 12divide14 m w zależności od średnicy)
przewodu wodociągowego 20 m (wg [] 12divide17 m w zależności od średnicy)
kabli energetycznych i telekomunikacyjnych 20 m
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Zmiany kierunkoacutew tras kanałoacutew
Kanały nieprzełazowe - o wysokości przekroju H = D lt 10 m należy układać odcinkami
prostymi pomiędzy studzienkami rewizyjnymi (inspekcyjnymi) Każda zmiana kierunku
trasy musi odbywać się więc w studzience
Rys 108 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach H = D lt 10 m - w łukach droacuteg
KANALIZACJA I
143
Kanały przełazowe - o wysokości przekroju H = D 10 m można budować w łukach o
łagodnych krzywiznach o promieniu R przy czym Rmin ge 5b gdzie b = D - szerokość kanału
w tzw pachach oraz Rmin ge 50 m
Rys 109 Trasowanie kanałoacutew o wysokościach przekroju H = D 10 m - w łukach droacuteg
Na początku i końcu łuku właściwe jest lokalizowanie studzienek rewizyjnych aby
umożliwić wejście i czyszczenie takiego odcinka (niewidoczny przelot kanału)
Łączenie kanałoacutew
Łączenie tras kanałoacutew powinno odbywać się w studzienkach tzw połączeniowych pod
kątem 90 do kierunku przepływu ściekoacutew (rys 1010)
Rys 1010 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
Gdy z układu tras łączonych kanałoacutew wychodzi kąt ostry 90 należy zastosować
dodatkową studzienkę rewizyjną - wg rys 1011
Rys 1011 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew dla tras pod kątem 90
KANALIZACJA I
144
Kanały nieprzełazowe (H lt 10 m) łączymy w studzienkach połączeniowych (o
przekroju kołowym) a kanały przełazowe (H 10 m) w komorach połączeniowych -
najczęściej o przekroju wieloboku
A) B)
Rys 1012 Sposoacuteb łączenia kanałoacutew
A) nieprzełazowych - w studzienkach połączeniowych (StP) ndash studzienka kołowa
B) przełazowych - w komorach połączeniowych (KP) - wielobok foremny
1022 WYSOKOŚCIOWE SYTUOWANIE KANAŁOacuteW
Ogoacutelną zasadą jest prowadzenie - układanie kanałoacutew możliwie jak najpłycej względem
powierzchni terenu (najmniejsze koszty budowy wykopoacutew) Jednakże zagłębienie kanału
determinowane jest przez
minimalne zagłębienie kanału Zmin umożliwiające grawitacyjny dopływ ściekoacutew tzw
przykanalikami - z budynkoacutew wpustoacutew ulicznych podwoacuterzowych itp
strefę przemarzania gruntu Hz stąd wynika minimalne przykrycie kanału Hmin gt Hz
spadki i ukształtowanie terenu po trasie kanału
inne czynniki jak np kolizje z istniejącym uzbrojeniem podziemnym
Rys 1013 Przykładowy profil kanału grawitacyjnego
Rys 1014 Podział Polski na strefy głębokości przemarzania gruntu (HZ) wg PN-81B-03020
KANALIZACJA I
145
O niezbędnym przegłębieniu kanałoacutew ulicznych decydują najczęściej tzw punkty
krytyczne sieci tj najniżej zlokalizowane wpusty uliczne lub podwoacuterzowe czy też piwniczne
(z ktoacuterych najczęściej występują wylania z kanalizacji)
UWAGA Należy przy tym zwroacutecić uwagę na konieczność przestrzegania warunkoacutew
wytrzymałościowych odnośnie stosowanych rur kanalizacyjnych i warunkoacutew ich
zabudowy - wynikających z obciążeń statycznych naziomem gruntu oraz obciążeń
dynamicznych z ruchu pojazdoacutew
Minimalne zagłębienia przykanalikoacutew i kanałoacutew Zmin
Minimalne przykrycie przykanalikakanału deszczowego (Hmin gt HZ) przyjmuje się
najczęściej od 10 do 16 m w zależności od rejonu Polski - strefy przemarzania gruntu (wg
rys 1014) - z zapasem minimum 02 m
Zasadniczo przykanaliki i kanały ściekowe powinny być układane głębiej
Hmin ge Hz + (02divide04) m
Minimalne zagłębienie przykanalikakanału (Zmin) zależy od jego średnicy Dla
przykanalika ściekowego o np D = 020 m woacutewczas Zmin(02) ]02 41[ m - w zależności od
strefy przemarzania - z zapasem minimum 04 m
Gdy zagłębienie kanału na jego
trasie jest mniejsze niż Zmin woacutewczas
należy go docieplić materiałem o
małym wspoacutełczynniku przewodzenia
ciepła np keramzytem
lub nasypem ziemnym
Rys 1015 Schematy dociepleń kanałoacutew na odcinkach gdzie H lt Hmin
Nasyp ziemny może jednak stanowić przeszkodę komunikacyjną i może też utrudniać
spływ woacuted powierzchniowych czy roztopowych
KANALIZACJA I
146
Maksymalne zagłębienia kanałoacutew Zmax
Najczęściej przyjmuje się obecnie Zmax le 60 m ppt (wg WTP z 1965 r Zmax [6 8] m
ppt) Gdy Z gt Zmax stosuje się pompownie strefowe lub bdquogoacuterniczerdquo metody budowy
kanałoacutew tj tzw wiercenia bdquopoziomerdquo lub przeciski (rys 1016)
Rys 1016 Sposoby pokonywania wzniesień na trasie kanału
Obliczenia niezbędnego zagłębienia kanałoacutew ulicznych
W przeciętnych warunkach terenowych miast jako niezbędne (i zarazem minimalne)
zagłębienie kanałoacutew ulicznych przyjmuje się na ogoacuteł
Z [18 23] m ppt - w kanalizacji deszczowej
Z [23 28] m ppt - w kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej
Z [25 30] m ppt - w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Takie zagłębienia kanałoacutew umożliwiają min
prawidłowe podłączenie przykanalikoacutew i kanałoacutew bocznych - zbieraczy
nie powodują na ogoacuteł kolizji z innym uzbrojeniem podziemnym terenu np z
przewodami wodociągowymi Z [15 18] m ppt czy przewodami ciepłowniczymi
Z [12 15] m ppt
Szczegoacutełowo niezbędne zagłębienie kanałoacutew ustalić można na podstawie obliczeń
według poniższych schematoacutew (w zależności od rodzaju kanalizacji)
KANALIZACJA I
147
Kanalizacja ściekowa - schemat obliczeniowy
Rt Rt
Ru
Z2 Z3 Z1
l2
l3
l1
h
h = i l1 1
d p1
p1
pp = 000
i2i1
g1
Rys 1017 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ściekowego alternatywnie
wariant z 2 kanałami (o zagłębieniu Z1 i Z2) i wariant z jednym kanałem (o Z3)
Wzoacuter wyjściowy na niezbędne zagłębienie kanałoacutew
Z = g + p + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (101)
gdzie
g - zagłębienie posadzki piwnicy względem rzędnej terenu przy budynku Rt m
p - położenie przykanalika względem fundamentu (pmin = 05 m dla kamionki i 03 m dla
żeliwa) m
dp - średnica przykanalika (dp min = 015 m) m
i - spadek dna przykanalika (imin = 15permil dla dp = 015 m i imin = 10permil dla dp = 020 m)
h - wypełnienie w kanale ulicznym (najczęściej przyjmuje się h = 05d) m
Ru - rzędna osi ulicy (ewentualnie rzędna terenu nad kanałem) m npm
Rt - rzędna terenu przy budynku (ewentualnie poziom progu - pp = 000 m npm)
Kanalizacja deszczowa - schemat obliczeniowy
Z = H + dp + il + h ndash (Rt ndash Ru) (102)
Rys 1018 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału deszczowego
KANALIZACJA I
148
Kanalizacja ogoacutelnospławna - schemat obliczeniowy Do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego stosujemy wzory (101)
lub (102)
Rys 1019 Schemat do obliczeń niezbędnego zagłębienia kanału ogoacutelnospławnego h - wypełnienie w
kanale (do tzw pach przekroju jajowego) Zp - zamknięcie przeciwcofkowe
1023 WYBOacuteR SPADKOacuteW DNA KANAŁOacuteW GRAWITACYJNYCH
Spadki dna kanałoacutew grawitacyjnych (ik) powinny być dostosowane do spadku terenu
(it) ale jednocześnie muszą spełniać warunek hydrauliczny ikmin le ik le ikmax - zależnie od
średnicy kanału (wg rozdziału 9 [1])
Każda zmiana spadku na trasie kanału grawitacyjnego musi rozpoczynać się i kończyć w
studzience kanalizacyjnej podobnie jak i zmiana przekroju kanału czy wysokości dna kanału
na odpływie czy też zmiana trasy kanału - dla średnic lt 10 m
I przypadek gdy minkt ii
tj gdy spadek terenu it jest mniejszy od minimalnego spadku dna kanału ik min woacutewczas na
trasie kanału występuje systematyczny wzrost wartości zagłębienia kanału od np Zmin do
Zmax
Rys 1020 Racjonalny spadek dna kanału w terenie płaskim ik = ik min
KANALIZACJA I
149
II przypadek gdy maxmin ktk iii
- kanał roacutewnoległy do terenu tj ik = it woacutewczas zagłębienie kanału na jego trasie jest
niezmienne i wynosi np Zmin
Rys 1021 Racjonalny spadek dna kanału w terenie pochyłym
zgodnym z kierunkiem przepływu ściekoacutew ik = it
III przypadek gdy maxkt ii
Rys 1022 Racjonalny spadek dna kanału w stromym terenie ik = ik max
1024 SPOSOBY POŁĄCZEŃ KANAŁOacuteW
Mamy do dyspozycji 4 sposoby połączeń kanałoacutew przy wzroście wymiaroacutew (średnic bądź
wysokości przekroju) kanałoacutew mianowicie poprzez
a) wyroacutewnanie den kanałoacutew - tanie w budowie jednak hydraulicznie nie poprawne
b) wyroacutewnanie sklepień - drogie w budowie (zagłębienie) poprawne hydraulicznie
c) wyroacutewnanie osi ndash trudne w budowie poprawne hydraulicznie
d) wyroacutewnanie zwierciadeł ściekoacutew - trudne w budowie hydraulicznie właściwe
KANALIZACJA I
150
Ad a) 0h
Rys 1023 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu den
Ad b) 12 ddh
Rys 1024 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu sklepień
Ad c) 2
12 ddh
Rys 1025 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu osi kanałoacutew
Ad d) 12 hhh 21 hhh
Rys 1026 Schemat połączeń kanałoacutew przy wyroacutewnywaniu zwierciadeł ściekoacutew
KANALIZACJA I
151
Przykłady sposoboacutew łączenia kanału bocznego (zbieracza) z kolektorem bądź
przykanalika z kanałem bocznym podano na schematach
Rys 1027 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju kołowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1028 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
o przekroju jajowym - przy wyroacutewnaniu sklepień
Rys 1029 Schemat połączenia kanału bocznego z kolektorem
(widok z goacutery)
KANALIZACJA I
152
W sieciach kanalizacyjnych nie dopuszcza się do zmniejszenia przekroju kanału na jego
trasie - niezależnie od wypełnień w kanałach Przykład takiej potencjalnej możliwości -
sytuacji podano na rysunku 1030
Rys 1030 Sytuacja terenowa stwarzająca potencjalną możliwość zmniejszenia przekroju
kanału na dolnym odcinku (przyjmujemy jednak d1 = d2)
Dolny (drugi) odcinek kanału o bardzo dużym spadku dna przy danym strumieniu
objętości wymaga hydraulicznie mniejszej średnicy kanału (d2) w poroacutewnaniu do średnicy
(d1) - na goacuternym (pierwszym) odcinku kanału - o małym spadku dna przyjmujemy jednak d1
= d2 - ze względoacutew praktycznych np nie zatykania się kanałoacutew ściekowych Woacutewczas
wypełnienie kanału dolnego (h2) będzie mniejsze niż goacuternego (h1)
Przypadek odwrotny do sytuacji podanej na rys 1030 - niekorzystne hydraulicznie
połączenie kanałoacutew o roacuteżnych spadkach dna i terenu zobrazowano na rysunku 1031
Woacutewczas h2 gt h1 oraz d2 gt d1
Rys 1031 Niekorzystny przypadek połączenia kanałoacutew (d2 gt d1) - występuje
cofka piętrząca i praca goacuternego odcinka kanału pod ciśnieniem
KANALIZACJA I
153
1025 RODZAJE I DOBOacuteR STUDZIENEK KANALIZACYJNYCH
Rozstaw tzw włazowych studzienek kanalizacyjnych na kanałach nieprzełazowych - o
wysokości przekroju kanału H lt 10 m i przełazowych - do H lt 14 m nie powinien być
większy niż
50divide75 m wg zaleceń [1]
60divide80 m wg zaleceń []
Natomiast dla kanałoacutew przełazowych o H 14 m
75divide120 m wg [1]
80divide120 m wg []
- wg [] Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych Wydawnictwo COBRTI
INSTAL Warszawa 2003
Polska norma (branżowa - budowlana) PN-B-10729 z 1999 r zalecała minimalne
średnice betonowych studzienek kanalizacyjnych jako
m01min - dla kanałoacutew o średnicach D le 03 m
m21min - dla kanałoacutew o średnicach D = 04divide06 m
m41min - dla kanałoacutew o średnicach do D = 08 m
m61min - dla kanałoacutew o średnicach powyżej D gt 08 m
Podobne zalecenia w tym zakresie wynikają też z aktualnej polskiej normy PN-EN
19172004 (zharmonizowanej z normą europejską)
Zgodnie z Ustawą z 2002 roku o normalizacji norma nie jest aktem prawnym Tak więc
unormowane wartości są jedynie wskazoacutewkami - zalecanymi jednak do stosowania
Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw nie włazowych studzienek kanalizacyjnych
(zaroacutewno rewizyjnych ndash przelotowych jak i połączeniowych) tj o małych średnicach studni
rzędu 03divide06 m wykonanych najczęściej z tworzyw sztucznych
Jednak stosowanie takich studzienek ograniczone jest zwykle do małych średnic kanałoacutew
(015divide03 m) płytko ułożonych Ze względoacutew eksploatacyjnych na terenach o luźnej
zabudowie wydaje się właściwe stosowanie woacutewczas np naprzemiennie studzienek
włazowych (jako połączeniowych) i nie włazowych (jako rewizyjnych)
Należy zwroacutecić uwagę na fakt iż betonowe studzienki kanalizacyjne jak wykazała
praktyka lepiej sprawdzają się w gruntach o zmiennym poziomie woacuted podziemnych w
warunkach występowania naprężeń dynamicznych a także w czasie zalania (podtopienia)
odwadnianego terenu Są niewrażliwe na wyparcie przez wodę ze względu na swoacutej ciężar
Przykładowe ndash klasyczne konstrukcje betonowych włazowych studzienek rewizyjnych
(tzw inspekcyjnych) i połączeniowych przedstawiono na rysunkach 1032 1033 i 1034
KANALIZACJA I
154
Rys 1032 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w jezdni (1- właz
żeliwny 2- płyta pokrywowa z pierścieniem podporowym 3 - krąg studzienny komina złazowego 4 -
krąg przejściowy 5 - krąg komory roboczej 6 - betonowa kineta ściekowa 7 - krąg fundamentowy
monolityczny 8 - fundament 9 - stopnie złazowe)
Rys 1033 Betonowa studzienka rewizyjna o głębokości lt 30 m ndash zlokalizowana w trawniku
(1- właz żeliwny 2- płyta pokrywowa 3 i 4 - kręgi studzienne 5 - fundament 6- stopnie złazowe)
KANALIZACJA I
155
Rys 1034 Betonowa studzienka połączeniowa o głębokości gt 30 m (w przypadku lokalizacji w
jezdni niezbędne jest oparcie płyty pokrywowej z włazem na pierścieniu podporowym wg rys 1032)
Studzienki kaskadowe i komory kaskadowe służą do pokonywania roacuteżnic wysokości
przy zmianach zagłębień kanałoacutew Studzienki kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla małych
średnic kanałoacutew (mała energia kinetyczna strumienia ściekoacutew)
Przykładowo dla kanałoacutew bytowo-gospodarczych należy stosować studzienki
kaskadowe z dodatkowym pionowym bądź ukośnym przewodem spadowym (o mniejszej
średnicy) na zewnątrz studzienki Roacuteżnica poziomoacutew den kanałoacutew (Hmax) przy takiej
konstrukcji studzienek kaskadowych nie powinna przekraczać 4 m (rys 1035 i 1036)
Rys 1035 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew ściekowych o d 04 m
KANALIZACJA I
156
Rys 1036 Przykład połączeniowej studzienki kaskadowej
W kanalizacji deszczowej dla małych spadoacutew (Hmax le 06 m) i średnic kanałoacutew (d le 06
m) stosowane są pionowe studzienki kaskadowe ewentualnie z obniżeniem dna - tworzącym
tzw poduszkę wodną do tłumienia energii spadającego swobodnie strumienia ściekoacutew (rys
1037)
Rys 1037 Schemat studzienki kaskadowej dla kanałoacutew deszczowych
Komory kaskadowe stosowane są zazwyczaj dla dużych średnicprzekroi kanałoacutew (d gt
06 m) w tym do pokonywania dużych roacuteżnic wysokości zagłębień kanałoacutew Kaskady mają
specjalnie formowaną pochylnię - kinetę spadową (rys 1038) Niszczenie (dławienie)
nadmiaru energii kinetycznej strumienia cieczy poruszającej się po pochylni odbywa się w
zagłębieniu dna komory - poniżej dna kanału odpływowego Towarzyszy temu odskok
hydrauliczny zwany odskokiem Bidonersquoa
Rys 1038 Schemat komory kaskadowej dla kanałoacutew o d gt 06 m
Niezbędne zagłębienie progu (p) w dnie komory kaskadowej po wyznaczeniu grubości
tzw poduszki wodnej oblicza się z wzoroacutew na głębokości sprzężone Następnie oblicza się
długość komory (L) z wzoru
KANALIZACJA I
157
)( ee HHHL 33032 (103)
gdzie
He - wysokość energii rozporządzalnej w goacuternym kanale He = hg + υ22g m
H - roacuteżnica rzędnych dna kanałoacutew goacuternego i dolnego (wysokość spadu) m
hg - wypełnienie normalne w goacuternym kanale m
υ - średnia prędkość przepływu w goacuternym kanale ms
Obliczenia wspoacutełrzędnych (x y) kształtu krzywizny pochylni (wg rys 1038) wykonuje
się zadając wartości y i wyliczając x z roacutewnania
HyLx 2 (104)
103 PROJEKTOWANIE SYFONOacuteW KANALIZACYJNYCH
Syfony kanalizacyjne służą do pokonywania przeszkoacuted terenowych takich jak koryta
rzeczne niecki czy kolidujące z trasą kanału podziemne obiekty pod tymi przeszkodami
Rys 1039 Przykład syfonu pod dnem rzeki (1- komora rozdzielcza na dopływie
2- przewoacuted płuczący 3 - komora połączeniowa na odpływie)
Przepływ w syfonie złożonym z jednego lub z kilku przewodoacutew odbywa się pod
ciśnieniem ze stratą energii sh - na pokonanie oporoacutew liniowych i miejscowych
Rys 1040 Schemat działania syfonu pod dnem rzeki
KANALIZACJA I
158
Ze względu na występujące wytrącanie się i odkładanie osadoacutew należy przewidzieć
możliwość płukania i czyszczenia (mechanicznego lub hydrodynamicznego) przewodoacutew
syfonowych zwłaszcza odcinkoacutew wznoszących się
Celowa jest więc budowa przed syfonami (na kierunku napływu ściekoacutew) studzienki jako
piaskownika oraz studzienki (na wylocie z syfonu) umożliwiającej płukanie i zbieranie
popłuczyn
UWAGA Ogoacutelnie stosowanie syfonoacutew kanalizacyjnych jest rozwiązaniem bardzo
kłopotliwym w eksploatacji Syfony powinny być więc projektowane tylko w wyjątkowych
przypadkach gdyż są w praktyce wysoce awaryjne - wymagają częstego czyszczenia
Prędkość przepływu ściekoacutew w przewodach syfonowych nawet przy minimalnych
przepływach powinna być większa od prędkości samooczyszczania Na ogoacuteł przyjmuje się
jako minimum [1]
09 ms w kanalizacji rozdzielczej (przy przepływach nocnych ściekoacutew pogody
bezdeszczowej - nie mniej niż 07 ms)
12 ms w kanalizacji ogoacutelnospławnej
Z drugiej strony prędkość przepływu nie powinna być zbyt duża gdyż prowadzi do dużych
wartości strat hydraulicznych (Δhs) i w konsekwencji do dużych niezbędnych roacuteżnic den
kanałoacutew na wlocie i wylocie z syfonu
Minimalna średnica syfonu to 015 m Stosuje się tutaj rury żeliwne stalowe czy
żelbetowe obecnie coraz częściej roacutewnież wzmocnione tworzywa sztuczne
W kanalizacji deszczowej bądź ogoacutelnospławnej stosuje się najczęściej kilka przewodoacutew
syfonowych o roacuteżnych średnicach i o wlotach na roacuteżnych poziomach włączających się do
pracy kolejno w miarę zwiększania się strumienia dopływających ściekoacutew pogody
deszczowej
Rys 1041 Sytuowanie wysokościowe wlotoacutew do rur syfonowych w komorze dopływowej
(przekroje pionowe i widok z goacutery)
KANALIZACJA I
159
Obliczenia hydrauliczne syfonoacutew sprowadzają się do
doboru średnic przewodoacutew syfonowych (ds) ze względu na prędkość przepływu υs
określenia strat hydraulicznych w syfonie (Δhs) tj roacuteżnicy zwierciadeł ściekoacutew w
studzienkach 1 i 2 (lub roacuteżnicy rzędnych dna kanałoacutew dopływowego i odpływowego)
Rys 1042 Schemat do obliczeń hydraulicznych syfonu
gd
lh s
s
s
i
is2
)(2
(105)
gdzie
ξi - wspoacutełczynniki strat miejscowych na wlocie i zmianach kierunkoacutew - łuki 1 i 2
- wspoacutełczynnik oporoacutew liniowych na długości odcinkoacutew l1 l2 i l3 - z wzoru Colebrooka
- Whitersquoa lub z formuły Chezy-Manninga (dla strefy oporoacutew kwadratowych)
= 8g n2 (ds4)
13 (106)
s - wspoacutełczynnik energii kinetycznej roacutewny wspoacutełczynnikowi strat wylotowych
s = 1 + 293 ndash 155 32
(107)
Rys 1043 Schemat układu roacutewnolegle działających rur syfonowych
Gdy występuje kilka rur syfonowych o roacuteżnych średnicach di - jak na rysunku 1043
woacutewczas
2QKh zs (108)
przy czym
2
1
1
i
z
K
K (109)
KANALIZACJA I
160
oraz
Ki = Kli + Kmi = Ci il + SKi ( i ) (1010)
Wielkości poszukiwane
i
s
iK
hQ
(1011)
stąd
)(42
iii dQ (1012)
gdzie
Kz - zastępczy wspoacutełczynnik oporności układu roacutewnolegle połączonych przewodoacutew
syfonowych s2m
5
Ki - wspoacutełczynnik oporności przewodu syfonowego o średnicy di
Kli - wspoacutełczynnik oporności liniowej przewodu di o długości Σ li
Kmi - wspoacutełczynnik oporności miejscowej Σ ξi przewodu di
Ci - wspoacutełczynnik oporności właściwej przewodu di (do strat liniowych) s2m
6
iii
i
i ddg
C
5
52082660
18 (1013)
SKi - wspoacutełczynnik oporności przewodu di (do strat miejscowych) s2m
5
SKi = 4
082660
id (1014)
Ogoacutelnie
2QlChl (1015)
2QSh iKm (1016)
Wartości wspoacutełczynnikoacutew C (dla wg 106) oraz SK dla przewodoacutew żeliwnych i
stalowych o średnicy d i wspoacutełczynniku szorstkości n = 0012 sm13
(k asymp 10 mm) podano w
tabeli 101
Tab 101 Wartości wspoacutełczynnikoacutew do wymiarowania przewodoacutew syfonowych dla n = 0012 sm13
Parametr Wartości wspoacutełczynnikoacutew dla średnic przewodoacutew
d [m] 010 015 020 025 030 040 050 060 080 100
[-] 00386 00337 00306 00285 00268 00243 00226 00213 00193 00179
C [s2m
-6] 3191 3671 7916 2408 09108 01964 005974 002260 0004872 0001595
SK [s2m
-5] 8266 1633 5166 2116 1020 3229 1323 06378 02018 008266
KANALIZACJA I
161
104 PROJEKTOWANIE PRZEPOMPOWNI SIECIOWYCH
1041 WYMIAROWANIE STUDNI ZBIORCZYCH POMPOWNI ŚCIEKOacuteW
W niekonwencjonalnych (ciśnieniowych) systemach kanalizacji ściekowej stosuje się
obecnie przepompownie wyposażone w pompy zatapialne instalowane w studniach
zbiorczych Klasyczne konstrukcje przepompowni (z tzw mokrą komorą czerpną i suchą
komorą pompową) stosuje się nadal w dużych grawitacyjno-pompowych systemach
kanalizacji rozdzielczej (ściekowej) czy ogoacutelnospławnej gdzie pełnią funkcję pośrednich
pompowni ściekoacutew [1]
O kosztach pompowania ściekoacutew decydują koszty inwestycyjne i eksploatacyjne Istotną
częścią kosztoacutew inwestycyjnych jest koszt wykonania studnikomory zbiorczej pompowni
ktoacutery zależy od jej niezbędnej objętości retencyjnej Natomiast w kosztach eksploatacyjnych
najistotniejszy jest koszt energii elektrycznej potrzebnej do przepompowania określonego
strumienia ściekoacutew (Q H) ktoacutery zależy przede wszystkim od sprawności dobranych pomp
Do określenia wymaganych wymiaroacutew studni zbiorczych - komoacuter czerpalnych w
przepompowniach ściekoacutew niezbędne jest obliczenie ich objętości czynnej (Vcz) ktoacutera zależy
od liczby pomp (i) strumienia dopływu ściekoacutew (Q) oraz przyjętej liczby cykli załączeń
pomp w godzinie (1Tmin)
Dopuszczalną liczbę załączeń silnika elektrycznego pompy w godzinie należy
przyjmować według zaleceń producenta pomp Jeżeli nie ma takich danych można kierować
się minimalnym czasem trwania jednego cyklu pracy pompy (Tmin) przykładowo podanych w
tabeli 102
Tab 102 Zalecane czasy minimalnych cykli pracy pomp
w zależności od mocy silnikoacutew napędowych Moc znamionowa
silnika [kW]
Czas Tmin
[min]
0 - 11 50
14 - 22 65
25 - 44 80
48 - 74 100
110 - 147 130
Dla jednej czynnej pompy maksymalna dopuszczalna liczba załączeń w godzinie
występuje wtedy gdy przez połowę cyklu pompa pracuje a przez drugą połowę jest
wyłączona [1] Wynika to z analizy wzoroacutew na cykl pracy (T) ktoacutery jest sumą czasu pracy
(ts) i czasu postoju (tp) danej pompy
inin
psQ
V
VttT
(1017)
gdzie
V ndash objętość retencyjna studni zbiorczej pompowni dm3
Qin ndash strumień objętości dopływu ściekoacutew dm3s
Q ndash strumień objętości (wydajność) pompy dm3s
KANALIZACJA I
162
Minimalną objętość czynną studni (Vcz) dla jednej pompy oszacować można z wzoru
4
min QTVcz
(1018)
Dla przepompowni z większą liczbą czynnych pomp (i gt 1) niezbędna objętość studni
zbiorczej zależy nie tylko od wydajności pracujących pomp (Q) i liczby dopuszczalnych cykli
włączeń silnika napędowego pomp (1Tmin) ale także od charakterystyki hydraulicznej sieci
kanalizacyjnej oraz od kolejności załączania i wyłączania pomp po osiągnięciu określonego
poziomu ściekoacutew w studni
Przykładowo dla czterech czynnych pomp włączenie do pracy drugiej pompy powoduje
zwiększenie wydajności pompowni o 455 trzeciej o 251 a czwartej już tylko o 148
- wg rys 1045 i tabeli 103
Rys 1045 Zmiany parametroacutew hydraulicznych przepompowni (H Q) i poszczegoacutelnych pomp
(Hi Qi) w zależności od liczby roacutewnocześnie czynnych pomp
Tab 103 Parametry przepompowni i pomp w zależności od liczby czynnych pomp
Liczba
czynnych
pomp (i)
Q Qi ΔQ Parametry pomp
m3h m
3h
Qi Hi
m3h m
1 1674 1674 - 1 1674 124
2 3076 1402 455 1 1538 157
3 4110 1034 251 1 1370 194
4 4828 718 148 1 1207 226
Objętość czynna studni zbiorczej zależy w tym przypadku od charakterystyki sieci (strat
hydraulicznych) liczby pracujących pomp i ich charakterystyki przepływu (rys 1046)
Istotny jest przy tym sam kształt charakterystyki hydraulicznej (tzw przepływność) sieci do
ktoacuterej tłoczone są ścieki [1]
Rys 1046 Parametry pracy pomp w zależności od liczby czynnych urządzeń
dla przykładowej charakterystyki hydraulicznej sieci kanalizacyjnej
KANALIZACJA I
163
1042 ZALECENIA DO DOBORU POMP
Przyjmując liczbę czynnych pomp w przepompowni należy brać pod uwagę wielkość
systemu kanalizacyjnego wartości strumieni Qmax i Qmin nachylenie charakterystyki
przepływu danej pompy H = f(Q) a także sam kształt charakterystyki strat hydraulicznych
danej sieci kanalizacyjnej
Zużycie energii elektrycznej przez pompę w ciągu roku obliczyć można z wzoru
tPE (1019)
gdzie
E ndash roczne zużycie energii elektrycznej kWh
P ndash moc pompy kW
t ndash roczny czas pracy pompy h
Moc na wale pompy wynosi
QHP
(1020)
gdzie
γ ndash ciężar właściwy ściekoacutew Nm3
H ndash wysokość podnoszenia pompy m
Q ndash strumień objętości pompy m3s
η ndash sprawność całkowita pompy -
Roczne zużycie energii E jest proporcjonalne do iloczynu parametroacutew H Q i t Z uwagi
na zużycie energii kształt charakterystyki hydraulicznej sieci ma zasadnicze znaczenie
Przeanalizujmy dwie pompy mniejszą A i większą B - wspoacutełpracujące z trzema typami
charakterystyk sieci płaską (wg rys 1048a) stromą (wg rys 1048b) i bardzo stromą (wg rys
1048c) Założymy też że strumień objętości pompy (mniejszej) QA będzie roacutewny średniemu
dopływowi ściekoacutew do przepompowni Qin śr oraz roacutewny QB2
Rys 1048a-c Parametry wspoacutełpracy dwoacutech roacuteżnych pomp A i B z siecią o charakterystyce
a) płaskiej b) stromej (typowej) c) bardzo stromej
W pierwszym przypadku (wg rys 1048a) większa pompa (B) przepompuje identyczny
strumień objętości QB co pompa mniejsza (A) w czasie dwukrotnie kroacutetszym Zużycie energii
w obu przypadkach będzie jednakowe ponieważ QA = QB2 Z uwagi na koszt eksploatacji dla
sieci o płaskich charakterystykach tj z pomijalnie małymi stratami hydraulicznymi
KANALIZACJA I
164
(decyduje tylko wysokość geometryczna) nie ma znaczenia ktoacuterą pompę mniejszą czy
większą przyjmiemy w przepompowni Jeżeli chcemy uzyskać roacutewnomierny dopływ
strumienia ściekoacutew np do oczyszczalni to wskazane jest przyjęcie kilku pomp mniejszych
(licząc się z obniżoną sprawnością całkowitą układu)
W drugim przypadku (wg rys 1048b) sieci o typowej - stromej charakterystyce zużycie
energii dla pompy większej (o strumieniu QB) będzie około dwukrotnie większe niż dla
pompy mniejszej (QA) Jeżeli przyjmiemy jedną pompę B (o strumieniu QB = Qin śr) woacutewczas
należy się liczyć ze znacznym wzrostem zużycia energii (nawet do 100 ) w stosunku do
wariantu z dwoma pompami A (o QA = Qin śr)
W trzecim przypadku (wg rys 1048c) sieci o bardzo stromej charakterystyce (bardzo
wysoka wartość strat hydraulicznych) przyjmując jedną większą pompę B (o QB = Qin śr)
w stosunku do wariantu z dwoma mniejszymi pompami A (o QA = Qin śr) zużycie energii
będzie jeszcze większe (w analizowanym na rysunku 1048c przypadku wzrośnie o około 300
) W tym przypadku zaleca się dobieranie pomp o roacuteżnych wielkościach
1043 ROZMIESZCZENIE POMP ZATAPIALNYCH
Pompy w przepompowniach ściekoacutew powinny być tak rozmieszczone - w hali pomp (dla
tzw pomp suchych) lub zamocowane do dna w komorze pomp (dla pomp zatapialnych) aby
zapewnić niezawodne działanie bezpieczną obsługę i możliwe najkroacutetsze prowadzenie
rurociągoacutew w obiekcie
Dla walcowych studni zbiorczych jedno- lub dwupompowych przepompowni ściekoacutew
rozmieszczenie pomp i podstawowe wymiary komoacuter czerpalnych można przyjmować
przykładowo wg wytycznych firmy KSB podanych w [1] i przedstawionych na rys 1049
Rys 1049 Przykład zabudowy pomp KSB w studniach walcowych
KANALIZACJA I
165
Gabaryty komory pompowej powinny zapewniać ciągły ruch ściekoacutew w całej objętości
aby nie dochodziło do zagniwania zanieczyszczeń na jej dnie oraz właściwie zasilać czerpnie
poszczegoacutelnych pomp tj bez zasysania powietrza do kroacutećcoacutew ssących pomp Montaż pomp
wykonać należy wg zaleceń zawartych w DTR producenta urządzeń
W przypadku dużych pompowni ściekoacutew - o kształcie prostopadłościennym możliwe
są dwa sposoby doprowadzenia ściekoacutew do komory pompowej Mianowicie wlot ściekoacutew
może znajdować się w ścianie czołowej (rys 1050) lub bocznej (rys 1051) ndash wg katalogu
firmy FLYGT [1]
Rys 1050 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej
dla wlotu ściekoacutew usytuowanego w ścianie czołowej
a)
KANALIZACJA I
166
b)
Rys 1051 Rozmieszczenie pomp w przepompowni prostopadłościennej dla bocznego wlotu ściekoacutew
a) wlot usytuowany powyżej dna komory b) wlot usytuowany przy dnie komory
105 MATERIAŁY TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
1051 MATERIAŁY
Do budowy przewodoacutew i kanałoacutew ściekowych właściwe są
tradycyjne materiały (już nowej generacji) jak np kamionka klinkier żeliwo
sferoidalne (z wewnętrzną wykładziną) beton wodoszczelny czy też bazalt o
przewidywanej żywotności technicznej rzędu 100 lat ale także
nowoczesne materiały tworzywowe jak np polimerobeton (PMB) polietylen
(PE) polichlorek winylu (PVC) utwardzony polichlorek winylu (PVC-U)
polipropylen (PP) polibutylen (PB) czy żywice poliestrowe wzmacniane włoacuteknem
szklanym (GRP) o przewidywanej żywotności co najmniej 50 lat
Materiały tworzywowe powinny być stosowane zwłaszcza w uzasadnionych sytuacjach
terenowych np na obszarach oddziaływań goacuterniczych zagrożonych osuwiskami dużego
natężenia ruchu pojazdoacutew itp Wybrane przykłady tradycyjnych wyroboacutew stosowanych do budowy nowych kanałoacutew
czy modernizacji istniejących sieci podano na rysunkach 1053divide1056 Nowoczesne wyroby
w tym z tworzyw sztucznych opisane są w łatwo dostępnych (np w internecie) katalogach
producentoacutew i dystrybutoroacutew tych wyroboacutew
KANALIZACJA I
167
Rys 1053 Tradycyjne połączenia rur kielichowych z kształtek kamionkowych
Rys 1054 Kształtki rury i elementy kamionkowe (spody i łuski do wykonania kinet ściekowych)
Rys 1055 Rury betonowe o przekroju kołowym a) bez stopki b) ze stopką c) o przekroju jajowym
(1- wpust 2- pioacutero)
KANALIZACJA I
168
Rys 1056 Przykładowe wpusty deszczowe (bez- i z osadnikiem) z rur i kształtek betonowych
żeliwnych i kamionkowych (poprawne rozwiązanie - z osadnikiem i opcjonalnie z zamknięciem
wodnym wg czwartego schematu)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji ogoacutelnospławnej muszą być wyposażone w osadnik
(o głębokości min 05 m) oraz w pełne zamknięcie wodne na odpływie ndash z
łukiemkolanem skierowanym do goacutery Przykrycie nad syfonem nie może być mniejsze
od 08 m (wg rys 1057 ndash po lewej)
Wpusty deszczowe - na kanalizacji deszczowej muszą być wyposażone w osadnik oraz
opcjonalnie w częściowe zamknięcie wodne ndash z łukiemkolanem do goacutery (wg rys 1057 ndash
po prawej)
50080
51
2
Wpust uliczny
2 x łuk 45deg
DN 150
Wstawkadł min100mm
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
50080
51
2
2 x łuk 45deg
Wpust uliczny
Zamknięcie wodne częściowe
PRZYKŁADOWE ROZWIĄZANIE
WŁĄCZENIA DO WPUSTU 90deg
Zamknięcie wodne pełne
Rysunek 1
100
Po
zio
m H
2
Po
zio
m H
1
Rysunek 1a
H1H2
lt
DN 150
Rys 1057 Przykładowe rozwiązania wpustoacutew deszczowych zalecane we Wrocławiu
KANALIZACJA I
169
UWAGA W praktyce stosowanie syfonoacutew na odcinkach droacuteg z płytko posadowioną
kanalizacją deszczową jest trudne do spełnienia ze względu na brak możliwości wykonania
syfonu na przykanaliku - poniżej strefy przemarzania gruntu
1052 TECHNIKI BUDOWY I RENOWACJI KANAŁOacuteW
Do złego stanu technicznego kanałoacutew przyczynia się najczęściej słaba jakość materiału
konstrukcyjnego nieprawidłowy transport jak i sam montaż Precyzja wykonania rur
uszczelnienia i rozwiązania konstrukcyjne połączeń mają zasadniczy wpływ na trwałość
eksploatacyjną przewodukanału
Przyczyny uszkodzeń kanałoacutew mogą być zaroacutewno fizyczne jak i chemiczne
Czynniki fizyczne to obciążenia zewnętrzne oraz naprężenia wewnętrzne
spowodowane wahaniami temperatury zmianami wilgotności i zmęczeniem
materiału
Czynniki chemiczne to głoacutewnie korozja i starzenie się materiału
Powodem tzw odnowy kanałoacutew jest więc najczęściej zły stan techniczny i występujące
awarie systemu
Czasem wystarczające jest wyczyszczenie kanału jednak zazwyczaj istnieje potrzeba
punktowej naprawy renowacji lub wymiany całego przewodu Przedsięwzięcia te mogą
być przeprowadzane w sposoacuteb klasyczny - w wykopie otwartym bądź też z zastosowaniem
technologii bezwykopowych
Ad 1 Naprawa kanału jest przeprowadzana gdy występują drobne pojedyncze
uszkodzenia konstrukcji Wśroacuted sposoboacutew punktowych napraw kanałoacutew rozroacuteżnić można
chemiczną stabilizację uszczelnianie połączeń wprowadzanie żywic impregnacja przewodu
czy przywracanie pierwotnego kształtu
Ad 2 Renowacja kanału jest preferowana gdy uszkodzenia są rozległe a średnica
przewodu może ulec nieznacznej redukcji Renowacje dotyczą zwykle dłuższych odcinkoacutew
przewodoacutew Ich celem jest ochrona ścian kanału uszczelnienie alboi wzmocnienie
konstrukcji Pokrywanie wnętrza warstwą izolacyjną służy oddzieleniu materiału
konstrukcyjnego od transportowanego agresywnego medium
Alternatywnie gdy stan techniczny kanału tego wymaga do wnętrza jest wprowadzany
specjalny liner (rękaw) o odpowiednio dobranych parametrach wytrzymałościowych -
grubości ścianek (związanej z redukcją średnicy istniejącego przewodu) Rękawy w Polsce
muszą posiadać aprobatę techniczną Centralnego Ośrodka Badawczo Rozwojowego Techniki
Instalacyjnej w Warszawie (COBRTI)
Przykładowo w technologii reliningu taśmowego - Spirally Wound Lining liner jest
formowany z taśmy na miejscu budowy W metodach ciasno pasowanych takich jak
Defromed Pipe Lining lub Swage amp Die Draw Lining czy w technologii rękawoacutew
utwardzanych na miejscu - Elestic Inserts linery nabierają właściwego kształtu dopiero po
KANALIZACJA I
170
umieszczeniu ich w starym przewodzie przy zastosowaniu ciepłej wody pary lub
promieniowania UV
Wkłady sztywne - Rigid Inserts nie ulegają zmianie kształtu Metody montażowe - Fitting
Methods polegają na wyściełaniu dna lub całych kanałoacutew przełazowych specjalnymi
prefabrykatami np płytami ceramicznymi odpornymi na ścieranie
Ad 3 Wymiana przewodu na nowy jest najbardziej kosztowną formą odnowy starego
przewodu - konieczna woacutewczas gdy jego konstrukcja nie jest w ogoacutele zdolna do
przenoszenia obciążeń bądźi gdy celowe jest zwiększenie wymiaru (średnicy) przewodu
Stosowane tutaj linery mają dużą wytrzymałość i są w stanie przejąć wszystkie
obciążenia dotychczas przenoszone przez stary kanał Przykładowo w metodzie Burstlining
stara rura jest rozkruszana przez specjalną głowicę prowadzącą ktoacutera roacutewnocześnie wpycha
odłamki ściany starego przewodu do otaczającego gruntu Następnie wprowadzana jest nowa
rura Ta technologia umożliwia nawet dwukrotne powiększenie średnicy
Pipe Splitting to odpowiednik Burstliningu tylko że stosowany do przewodoacutew z tworzyw
elastycznych takich jak plastik ktoacutere są cięte specjalnymi ostrzami Urządzenie używane do
Pipe Eatingu ma dodatkowo funkcję gromadzenia odłamkoacutew ścian ktoacutere są następnie
wydobywane na powierzchnię Ostatnia z wymienionych metod umożliwia wymianę wraz z
wyciągnięciem całości rury - Pipe Ejection amp Extraction
Dla każdego przypadku powinna zostać wybrana najbardziej odpowiednia metoda
odnowy kanału przykładowo wg bdquoKatalogu kryterioacutew do selekcji metod rehabilitacji rurrdquo
Niemieckiego Towarzystwa Technologii Bezwykopowych (GSTT 2000)
Częstym błędem przy wyborze metody odnowy przewodu jest kierowanie się tylko
kryterium ekonomicznym Koszt odnowy jest najczęściej proporcjonalny do jej efektu a ten
powinien być jak najlepszy Brane są tutaj pod uwagę koszty budowy (konstrukcji) i koszty
zakłoacuteceń społecznych spowodowanych pracami budowlanymi [1]
Koszty społeczne są ponoszone głoacutewnie przez mieszkańcoacutew i jeszcze jakiś czas temu nie
były w ogoacutele uwzględniane przy doborze metody odnowy Jednak coraz częstsze roboty
budowlane i ziemne a także rosnąca świadomość społeczeństwa o konsekwencjach z nimi
związanych stawiają za cel osiągnięcie jak najlepszego efektu odnowy jak najmniejszym
kosztem i w jak najkroacutetszym czasie (zgodnie z ideą zroacutewnoważonego rozwoju)
Negatywny wpływ na społeczeństwo mają zaburzenia komunikacyjne wywołują min
obniżenie aktywności ekonomicznej generowanie zanieczyszczenia i ogoacutelnie stwarzają
zagrożenie dla zdrowia ludzi i środowiska naturalnego
Koszty społeczne są największe na terenach miejskich W przypadku metod
tradycyjnych są one nieraz poroacutewnywalne do kosztoacutew konstrukcyjnych podczas gdy w
przypadku metod bezwykopowych są zazwyczaj znikome
Renowacja bądź wymiana przewodu może być więc przeprowadzana metodami
tradycyjnymi bądź bezwykopowymi Te pierwsze mają mniej zalet jednak w niektoacuterych
KANALIZACJA I
171
przypadkach np gdy kanał jest płytko zagłębiony i położony poza jezdnią są one nadal
preferowane W innych sytuacjach stosowane są coraz częściej nowoczesne i coraz tańsze
technologie bezwykopowe ktoacutere mają wiele zalet min
wykopy są całkowicie wyeliminowane lub znacznie ograniczone
zredukowana jest objętość powstających odpadoacutew
występują małe zakłoacutecenia w ruchu i aktywności ekonomicznej społeczeństwa
instalacja przebiega szybko i sprawnie
Technologie bezwykopowe zapewniają wysoką jakość wykonania przy relatywnie niskich
kosztach jednak mają też wady m in
trudności z podłączeniem istniejących przykanalikoacutew
dodatkowe koszty związane z kontrolą jakości i monitoringiem prac
brak możliwości dokładnego nadzorowania położenia linera
wysokie koszty związane z powtoacuterzeniem instalacji w wypadku komplikacji
Więcej informacji z zakresu bezwykopowych metod stosowanych przy modernizacji
systemoacutew kanalizacyjnych znaleźć można w pracach A Kuliczkowskiego w tym w
najnowszej monografii pt Technologie bezwykopowe w inżynierii środowiska
(Wydawnictwo Seidel-Przywecki Sp z oo Warszawa 2010)
106 EKSPLOATACJA SIECI KANALIZACYJNYCH
1061 WYMIAROWANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Sieci kanalizacyjne w terenach płaskich ilub o bardzo małych spadkach dna kanałoacutew
(nawet o ik lt ik min) a zwłaszcza o małych średnicach i wypełnieniach wymagają częstego
płukania w celu usunięcia zawiesin wytrącających się ze ściekoacutew i odkładających się osadoacutew
na dnie kanałoacutew
Kanały mogą być płukane
wodą wodociągową ndash ze specjalnych zbiornikoacutew (studzienek) zwanych płuczkami
ściekami ndash z innych kanałoacutew (sterowanie poprzez klapy i zastawki piętrzące)
wodą z wozoacutew asenizacyjnych (ciśnieniowo)
Płukanie kanałoacutew polega na wytworzeniu fali płuczącej poruszającej się cieczy z dużą
prędkością najczęściej υ gt 10 m tj większą niż prędkość samooczyszczania się kanałoacutew
Płuczki kanałowe mogą być umieszczone na końcoacutewkach sieci jako studzienki płuczące
(o pojemności rzędu kilku m3) lub centralnie jako zbiorniki podziemne (o objętości rzędu
kilkudziesięciu m3) Płuczki zasilane są najczęściej wodą wodociągową głoacutewnie ze
KANALIZACJA I
172
względoacutew praktycznych ndash sanitarnych Mogą być też zasilane wodą drenażową opadową
czy też ściekami
Studzienki płuczące czy zbiorniki do płukania kanałoacutew lokalizuje się najczęściej w
najwyżej położonych punktach sieci
Rys 1058 Schemat płuczki (sterowanej ręcznie)
Objętość wody V (w m3) niezbędną do przepłukania danego odcinka kanału oblicza się
ze wzoru Hansena
2
2
2
1
2 )(40
km iiLAV (1021)
gdzie
A - powierzchnia przekroju poprzecznego płukanego kanału m2
L - zasięg płukania (zasięg fali płuczącej) 100divide200 m
ik - spadek dna kanału permil
im - spadek miarodajny linii energii permil
2321
)( hmm Rn
i (1022)
υm - prędkość miarodajna ms
2
1
2
2
2
12 3050)ln1(
m (1023)
υ1 - prędkość początkowa (maksymalna) υ1 = 075 gh2 ms
h - wysokość ciśnienia roacutewna wysokości cieczy w płuczce m
υ2 - minimalna prędkość płukania υ2 = 08 ms
n - wspoacutełczynnik szorstkości kanału sm13
Płuczki zaopatrzone są często w urządzenia do automatycznego działania jak np płuczka
lewarowa czy płuczka z naczyniem wywrotnym
KANALIZACJA I
173
Rys 1059 Schemat ideowy płuczki automatycznej - lewarowej
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Podnoszący się poziom wody w zbiorniku płuczki lewarowej (przy jej napełnianiu)
wypiera powietrze w zamknięciu dzwonowym (wg rys 1059) z ktoacuterego uchodzi ono rurką
odpowietrzającą aż do momentu gdy woda zostanie zassana do syfonu przy maksymalnym
wypełnieniu zbiornika płuczki Woacutewczas woda płynie całym przekrojem syfonu gwałtownie
oproacuteżniając płuczkę Trwa to do momentu przerwania ciągłości strugi - zapowietrzenia
lewara przy minimalnym poziomie cieczy w zbiorniku W syfonie powinno pozostać
zamknięcie wodne Przelew nadmiarowy zapobiega przepełnieniu się płuczki w przypadku
awarii urządzenia
Rys 1060 Schemat ideowy płuczki automatycznej - z naczyniem wywrotnym
(ciągły dopływ wody do zbiornika)
Płuczka automatyczna z naczyniem wywrotnym (wg rys 1060) jest najczęściej zasilana
ciągłym dopływem wody do wywrotnego naczynia - zbiornika ktoacutery utrzymuje się w
roacutewnowadze do momentu aż środek ciężkości przemieści się poza oś naczynia Woacutewczas
następuje gwałtowny przechył i oproacuteżnienie się zbiornika z wodą po czym powraca on do
pozycji wyjściowej
KANALIZACJA I
174
Rys 1061 Przykłady płuczek automatycznych z naczyniem wywrotnym i lewarowa
1062 ROZMIESZCZANIE PŁUCZEK KANAŁOWYCH
Odcinki kanałoacutew wykonanie z przyczyn technicznych (np kolizji z istniejącym
uzbrojeniem terenu) o spadku dna ik mniejszym niż dopuszczalny hydraulicznie ikmin
wymagają częstego płukania (3divide6 razy na dobę) Efektywny zasięg fali płuczącej jest
ograniczony zwykle do 100divide200 m Dłuższe odcinki wymagają rozmieszczenia kilku płuczek
na trasie kanału gdy ik lt ikmin
Rys 1062 Schematyczne rozmieszczenie płuczek na trasie kanału
ułożonego z nieodpowiednim hydraulicznie spadkiem dna ik lt ik min
Przykłady sytuowania płuczek kanałowych w tzw punktach węzłowych sieci tj połączeń
kilku kanałoacutew sterowanych zasuwami bądź zastawkami do przemiennego płukania
określonych odcinkoacutew kanałoacutew podano na rysunkach 1063 i 1064
KANALIZACJA I
175
Rys 1063 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych pomiędzy zbieraczami (Zb)
widok i przekroacutej pionowy
Rys 1064 Przykładowe lokalizacje płuczek kanałowych w węzłach sieci (P ndash płuczka)
1063 STOSOWANIE PŁUCZEK I KANAŁOacuteW PŁUCZĄCYCH
Kanały płuczące w komunalnych systemach kanalizacyjnych stosowane są sporadycznie
ze względu na wysokie koszty budowy i eksploatacji takich obiektoacutew
Rys 1065 Przykładowe zastosowanie kanałoacutew płuczących Kp ndash kanał płuczący
Zb ndash zbieracz P ndash płuczka (studzienka rozdzielcza z zastawkami)
KANALIZACJA I
176
Rys 1066 Schemat studzienki rozdzielczej z zastawkami na kanale płuczącym
(przekroacutej poprzeczny - do rys 1065)
Na rysunkach 1067divide1069 przedstawiono 3 przykłady rozwiązań koncepcyjnych płukania
sieci kanalizacyjnych w zależności od spadkoacutew terenu przy łącznym stosowaniu płuczek i
kanałoacutew płuczących
Rys 1067 Koncepcja płukania sieci kanalizacyjnej dwiema płuczkami z dwoma kanałami
płuczącymi - w zależności od relacji spadkoacutew terenu
Rys 1068 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej trzema płuczkami
- w zależności od relacji spadkoacutew terenu
KANALIZACJA I
177
Rys 1069 Wariant płukania sieci kanalizacyjnej jedną płuczką z jednym kanałem płuczącym -
w zależności od relacji spadkoacutew terenu
107 ETAPY I ZAWARTOŚĆ TEMATYCZNA OPRACOWAŃ
PROJEKTOWYCH
Zgodnie z art 5 ust 3 Ustawy z 12 września 2002 r o normalizacji (DZ U Nr 169 poz
1386) stosowanie Polskich Norm (PN) jest bdquodobrowolnerdquo podobnie też Norm Europejskich
(EN) w tym tzw zharmonizowanych PN-EN a także Norm Międzynarodowych (ISO)
Rangę prawną mają np ustawy czy rozporządzenia do ustaw
Norma nie jest już obecnie aktem prawnym Nie oznacza to jednak że nie należy je
stosować a zwłaszcza zaleceń wynikających z treści (bdquoduchardquo) norm jako źroacutedła przepisoacutew
pozaprawnych na roacutewni z np aktualnymi wytycznymi technicznymi projektowania (WTP)
czy publikowanymi wynikami z prac badawczych - odnośnie np metod wymiarowania
kanalizacji
Obecny stan prawny nakłada więc na projektantoacutew i wykonawcoacutew obiektoacutew
budowlanych większą odpowiedzialność i obowiązek starannego w tym bezpiecznego
projektowania i wykonywania obiektoacutew ndash zgodnie ze sztuką budowlaną wynikającą z
najnowszej dostępnej wiedzy technicznej (np BAT ndash best available techniques)
Idea ta znajduje zastosowanie min w odniesieniu do nowych metod wymiarowania
systemoacutew odwodnień terenoacutew [1] - wg zaleceń normy PN-EN 7522008 Uwzględniono przy
tym najnowsze branżowe propozycje niemieckiego Stowarzyszenia Techniki Ściekowej
(Abwassertechnische Vereinigung - ATV) oraz postulat Europejskiego Komitetu
Normalizacji (CEN) osiągnięcia w państwach członkowskich Unii Europejskiej daleko
idącego ujednolicenia poziomu wymagań co do ochrony przed wylaniem z systemoacutew
odwodnieniowych
KANALIZACJA I
178
Projektowanie nowych systemoacutew kanalizacyjnych czy modernizacja istniejących
odbywa się zwykle etapami w kolejności
Koncepcja Programowo Przestrzenna (KPP) - dawniej nazywana bdquoZałożenia
Techniczno - Ekonomicznerdquo (ZTE)
Projekt Budowlany (PB) - dawniej zwany bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash ogoacutelny
Projekt Budowlany Wykonawczy (PBW) - dawniej bdquoProjekt Technicznyrdquo (PT) ndash
szczegoacutełowy
Przykładowy zakres dokumentacji technicznej dotyczącej projektu budowy czy
modernizacji bądź renowacji systemu kanalizacyjnego jednostki osadniczej (w etapach KPP
PB lub PBW) obejmuje
1 Opis uwarunkowań sytuacyjno-wysokościowych terenu i odbiornikoacutew ściekoacutew
2 Wyboacuter systemu kanalizacyjnego pod kątem wymagań ochrony środowiska
rozdzielczy - w przypadku budowy nowych sieci
poacutełrozdzielczy - w przypadku modernizacji istniejącej sieci rozdzielczej
ogoacutelnospławny - istniejący w przypadku braku możliwości przebudowy
3 Koncepcja rozplanowania sieci i obiektoacutew
kanałoacutew bocznych (zwykle na dużych spadkach terenu)
kolektoroacutew (na małych spadkach terenu)
lokalizacja obiektoacutew odciążających separatoroacutew przelewoacutew burzowych
zbiornikoacutew retencyjnych regulatoroacutew przepływu ściekoacutew pompowni itp)
lokalizacja wylotoacutew ściekoacutew deszczowych czy zmieszanych do odbiornikoacutew wraz
z urządzeniami do ich podczyszczania
lokalizacja oczyszczalni ściekoacutew wraz ze strefą ochronną
2 Bilans ściekoacutew bytowo-gospodarczych i przemysłowych
5 Określanie powierzchni zlewni cząstkowych dopływu ściekoacutew do kanałoacutew
bytowo-gospodarczych i przemysłowych (czy ogoacutelnospławnych)
deszczowych
6 Obliczenia hydrauliczne sieci z doborem średnic spadkoacutew i zagłębień kanałoacutew
7 Wymiarowanie i projekty technologiczne obiektoacutew sieciowych (separatoroacutew
przelewoacutew burzowych zbiornikoacutew retencyjnych osadnikoacutew syfonoacutew płuczek
kanałowych pompowni oczyszczalni ściekoacutew itp) w tym projekty branżowe
8 Plan sieci kanalizacyjnej z obiektami
9 Profile kolektoroacutew i kanałoacutew z obiektami
10 Opis techniczny rozwiązań projektowych wraz z częścią kosztorysową i towarzyszącą
zgodnie z aktualnymi wymogami prawa [1]