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Anno Accademico 2010-2011
Corso di “Costruzioni idrauliche”
Prof. Antonio Castorani
PROGETTAZIONE DELLA RETE
DI APPROVVIGIONAMENTO IDRICO
PER IL COMUNE DI Ruvo di Puglia
Corso di Laurea in Ingegneria Civile
3° Anno
La progettazione di cui ci si occupa riguarda il dimensionamento della rete idrica e fognaria per il comune di Ruvo di
Puglia (BA).
1.1 RETE IDRICA
Nella progettazione di un acquedotto risulta di estrema importanza la determinazione dei quantitativi d’acqua
necessari per soddisfare la domanda idrica che si avrà dopo un periodo di circa 50 anni, che rappresenta la durata
tecnico-economica delle opere da realizzare. L’assumerlo perciò pari a 50 anni non esclude che alcune delle opere
dell’acquedotto possano avere una vita ben più lunga, significa semplicemente che l’acquedotto stesso deve avere
una buona funzionalità per tale durata. A tale scopo appare opportuno in fase di progetto effettuare la stima della
domanda idropotabile proiettata a 50 anni, valutando la dotazione idrica pro capite e ipotizzando, con riferimento
alle leggi di crescita demografica, quale sarà la popolazione futura in funzione dei dati di popolazione al momento
disponibili.
Per la progettazione in esame si ricavano i dati di popolazione dai dati disponibili presso l’Anagrafe Comunale per
gli anni dal 1973 al 2010:
Anno di riferimento Dato di popolazione
1973 23466
1974 23476
1975 23631
1976 23696
1977 23837
1978 23931
1979 24043
1980 24120
1981 23720
1982 23878
1983 23963
1984 24015
1985 24040
1986 24101
1987 24140
1988 24280
1989 24417
1990 24523
1991 24845
1992 24958
1993 25074
1994 25111
1995 25384
1996 25495
1997 25565
1998 25611
1999 25674
2000 25698
2001 25741
2002 25821
2003 25910
2004 25924
2005 25900
2006 25922
2007 25973
2008 25809
2009 25803
2010 25808 Tab. 1 – Dati di popolazione del Comune di Ruvo di Puglia
Una volta rappresentati i dati in un diagramma (Fig. 1 ), si procede a calcolare la proiezione della popolazione al
2060, applicando dei metodi matematici di previsione fondati sull’adattamento di opportune leggi matematiche,
le cosiddette leggi di crescita, alla serie storica di popolazione di cui disponiamo.
Fig. 1 – Dati di popolazione del comune di Ruvo di Puglia
Disposti quindi tali dati in un piano di coordinate cartesiane aventi in ascissa i tempi t (misurati in anni n)
e in ordinate la popolazione N, si valuta preliminarmente quale legge di crescita sia più adatta al caso in esame.
Le leggi di crescita prese in esame sono:
aritmetica (Fig. 2);
geometrica (Fig. 3);
dell’interesse composto (Fig. 4), utilizzando come valore del tasso di crescita τ il valor medio dei tassi
di crescita τi tra coppie consecutive di anni, ricavati con l’espressione 1
1
1
in
i
ii
N
N , dove N
indica il dato di popolazione e n l’intervallo temporale tra i due dati di popolazione considerati;
logistica (Fig. 5), con il metodo del limite di saturazione S fissato (con S pari a 51342).
Fig. 2 – Legge di crescita aritmetica
Popolazione 2060 = 30136
Fig. 3 – Legge di crescita geometrica
Fig. 4 – Legge di crescita dell’interesse composto
Fig. 5 – Legge di crescita logistica
Popolazione 2060 = 30660
Popolazione 2060 = 29398
Popolazione 2060 = 30478
Si utilizza come valore di popolazione al 2060 quello determinato con la legge di crescita logistica:
P2060= 30478
Al fine di valutare la dotazione idrica pro capite, sono state ricavate le stime delle popolazioni turistica e
fluttuante proiettate al 2060, ipotizzando valida la legge di crescita dell’ interesse composto, la quale ha
fornito i seguenti valori:
PTURISTICA = 343
PFLUTTUANTE=2782
Alla popolazione fluttuante giornaliera, presente per l’intero anno solare si è attribuita una dotazione pro
capite lorda di 150 l/ab x giorno, ed alla popolazione turistica, in quanto extralberghiera ( per il comune in
oggetto) e assunta presente per 75 giorni, si è assegnata una dotazione lorda di 350 l/ab x giorno. I volumi
pertanto stimati sono:
VRESIDENTE=30478* 300*365 = 3.337.341.000 l
VTURISTICA=343*350*75 = 9.003.750 l
VFLUTTUANTE=2782*150*365=152.314.50 l
Sommati i tre volumi si ricava il seguente valore di dotazione idrica :
giornoab
l
P
Vd
RESIDENTE
TOT
5.314
365
La portata Q sulla quale dimensionare l’acquedotto sarà quindi pari a:
s
m
s
ldPQ
3
2060 11054.054,11086400
5.31430478
86400
(Portata media del giorno di massimo consumo)
1.2 COMPONENTI PRINCIPALI DI UN ACQUEDOTTO
Schematicamente un acquedotto è composto (Fig. 6) da:
un’opera di presa;
l’acquedotto esterno;
una disconnessione idraulica con funzione di compensazione e/o riserva;
l’acquedotto interno;
CENTRO URBANOSERBATOIO
ACQUEDOTTOINTERNO
ACQUEDOTTOESTERNO
OPERA DI PRESA
Fig. 6 – Principali componenti di un acquedotto
Nel progetto che segue verranno dimensionati tutti i componenti del sistema, fatta eccezione per l’opera di presa.
Si prevede una presa un carico da acquedotto già esistente (adduttore principale), con quota piezometrica pari a 15
metri, da cui è possibile derivare la portata richiesta per il Comune in oggetto.
1.3 DIMENSIONAMENTO DELL’ACQUEDOTTO ESTERNO
Sono assegnati i punti A (punto di presa) e B (serbatoio) (Fig. 8). Si individua il tracciato più conveniente dal punto
di vista idraulico (scegliamo, cioè, di realizzare un’opera a gravità dato che l’orografia del territorio lo consente),
cercando di appoggiarci il più possibile a strade esistenti (in modo da limitare gli espropri e non avere la necessità di
realizzare un’apposita viabilità di servizio per la manutenzione).
Fig. 8 – Tracciato adduttore
Date le caratteristiche del terreno di natura calcarea, si è deciso di adottare tubazioni in acciaio giuntate a
bicchiere, acquistate dalla Boldarino S.P.A. con sede a Brescia .
Una volta scelto il tracciato, si dimensiona l’adduttore esterno con la nota formula:
Y = , dove:
L=16988m
Q = 0,11054 m3/s
HA=492m
HB=238m
Y = HA - HB = 254m
e avendo assegnato al coefficiente β (che dipende dalla scabrezza del materiale e dal diametro), tra le varie formule
presenti in letteratura, quella che permette di dissipare più carico per un assegnato diametro di tentativo ( 0.3 m ).
Tab. 2
In questo caso tale formula risulta essere quella di Kutter:
Adottando come valore dell’indice di scabrezza di Kutter per tubazioni in acciaio usate (con tubercolizzazione
diffusa) m = 0.35, si ricava come valore di diametro teorico:
D = 0,306697m
Poiché il diametro teorico, nella maggior parte dei casi, non è commerciale, si scelgono due diametri commerciali
immediatamente più piccolo e più grande rispetto a quello teorico. Si ha dunque:
DN300 → u300 = 1,383833
DN350 → u350 = 0,588069
Si dimensiona quindi il sistema utilizzando due tronchi di diametri DN300 e DN350, di lunghezza rispettivamente
L300 e L350:
300350
300
2
2060300350
2
2060350
LLL
LQuLQuY
Risolvendo il sistema, si ricava:
mL
mL
13568
3420
300
350
Fig. 9 – Profilo longitudinale per il funzionamento al 2060
Dato l’andamento altimetrico del terreno e dovendo garantire in ogni punto della condotta una pressione minima
di 5 m di colonna d’acqua, è necessario collocare prima il tronco con DN350 (in modo da dissipare un carico minore
e mantenere quindi la piezometrica più alta), come evidenziato dalla Fig. 9.
1.4 Pressione nominale in condotta
Nella scelta delle tubazioni da impiegare per l’adduttore esterno non è sufficiente calcolare esclusivamente i
diametri, ma è necessario determinare le pressioni alle quali le condotte saranno sottoposte in fase di esercizio.
Il D.M. 12/12/1985 stabilisce le regole per l’individuazione della classe nominale di pressione idonea, mediante il
confronto con la pressione equivalente PE.
Si considerano quindi, per entrambi i tratti di condotta a DN 350 e DN 300, i punti in cui si registrano le massime
pressioni e per ognuno si scelgono come Pressione Nominale il massimo valore risultante tra la Pressione
Idrostatica in quel punto e la Pressione ( P + ∆P )
Tratto a DN 350
La pressione nominale risulta essere: PN = max (Pin condotta + ΔP ; Pidrostatica) = max (4.60 + 4 ; 7.16) = 8.60 kgf/cm2
P idrostatica kgf/cm2 ∆P kgf/cm2
6 3
6 – 10 3 - 4
10 – 20 4 - 5
20 - 30 5 - 6
Diametro DN 350 mm
Velocità V 1.149 m/s
Densità d 1000 kg/mc
Celerità c 1000 m/s
Pressione in condotta P 46.06 m = 4.60 kgf/cm2
Sovrappressione( ρcV ) ∆P 117.10 m = 11.71 kgf/cm2
Pressione idrostatica PI 71.63 m = 7.16 kgf/cm2
Dalla lettura della Tabella si osserva come le
sovrappressioni dovute al colpo d'ariete risultano essere
elevate per l'intervallo a cui appartiene la pressione
idrostatica. Per questo motivo si interviene con organi di
regolazione delle sovrappressioni come le casse d'aria. Con
tali regolatori la sovrappressione ∆P deve abbassarsi e
raggiungere valori massimi di 4 kgf/cm2 .
Tratto a DN 300
P idrostatica kgf/cm2 ∆P kgf/cm2
6 3
6 – 10 3 - 4
10 – 20 4 - 5
20 - 30 5 - 6
La pressione nominale risulta essere: PN = max (Pin condotta + ΔP ; Pidrostatica) = max (9.71 + 5 ; 14.14) = 14.71 kgf/cm2
1.5 VALVOLA DI REGOLAZIONE
Una volta dimensionato il sistema al 2060, si procede a verificarne il funzionamento al 2010 con tubi nuovi, con
m=0,25 (quindi con dissipazioni minori).
mYYH
LQuLQuY
s
m
s
ldPQ
u
u
TNTUexcess
TN
7.745.129254
3.179
094.09486400
97575.0
42005.0
300
2
2060300350
2
2060350
3
20602010
300
350
Con il funzionamento a tubi nuovi (Fig.10) viene dissipato un carico inferiore rispetto a quello disponibile. È
necessario dunque prevedere dispositivi di dissipazione di energia durante le fasi di normale esercizio, dispositivi
che andranno dimensionati con riferimento alla condizione di tubazione nuova.
Fig. 10 – Funzionamento a tubi nuovi
Diametro DN 300 mm
Velocità V 1.563 m/s
Densità d 1000 kg/mc
Celerità c 1000 m/s
Pressione in condotta P 97.10 m = 9.71 kgf/cm2
Sovrappressione( ρcV ) ∆P 159.30 m = 15.93 kgf/cm2
Pressione idrostatica PI 141.5 m = 14.14 kgf/cm2
Dalla lettura della Tabella si osserva come le
sovrappressioni dovute al colpo d'ariete risultano essere
elevate per l'intervallo a cui appartiene la pressione
idrostatica. Per questo motivo si interviene con organi di
regolazione delle sovrappressioni come le casse d'aria. Con
tali regolatori la sovrappressione ∆P deve abbassarsi e
raggiungere valori massimi di 5 kgf/cm2 .
Pertanto, in una sezione compresa tra il serbatoio di valle e l’intersezione tra la condotta e la piezometrica a tubi
nuovi tracciata a partire dal serbatoio di valle, è necessario inserire una valvola di regolazione che introduca una
perdita di carico localizzata pari al ΔHexcess. che si riduce progressivamente nel tempo con l’uso della condotta e con
l’aumento della portata da addurre. Poiché la valvola di regolazione deve essere posizionata all’interno di una
struttura di controllo fornita di alimentazione elettrica e di viabilità per raggiungerla, si preferisce collocarla in una
sezione in cui esista una struttura già realizzata (a valle o a monte).
È necessario dunque valutare il coefficiente di perdita kv nelle condizioni iniziali di funzionamento :
87.607
22 2
300
2
2010
2
Ag
Q
H
g
v
Hkv excessexcess
valutandolo con riferimento all’energia cinetica nella sezione immediatamente a monte della valvola (avendo
deciso di posizionare la valvola presso il serbatoio di valle, la sezione sarà quella relativa al DN300). Il dispositivo
scelto è una valvola di regolazione a fuso della ditta Brandoni S.p.a. .
Il grado di apertura della valvola, in relazione al coefficiente di perdita calcolato, sarà del 26% circa nel
funzionamento a tubi nuovi al 2010, da aumentare progressivamente man mano che aumentano la portata
richiesta e il carico dissipato (Fig. 11).
Fig. 11 – Grado di apertura valvola
1.6 DIMENSIONAMENTO SFIATO E SCARICO
È necessario prevedere per il buon funzionamento delle condotte adduttrici l’installazione di altre apparecchiature
speciali all’ interno di appositi manufatti, facilmente accessibili dall’ esterno e in genere costituiti da semplici
pozzetti in muratura interrati, muniti di chiusino di accesso. Pertanto nei massimi relativi del profilo si dispongono
gli sfiati e in quelli minimi gli scarichi,opportunamente dimensionati; dispositivi che permettono il vuotamento dei
due tratti adiacenti di tubazione (Fig. 12).
Fig. 12 – Sfiato e scarico dimensionati
Lo sfiato che si è scelto di dimensionare( acquistato dalla ditta C.S.A. s.r.l. ) è a tripla funzione (a doppio
galleggiante) che compie le seguenti funzioni principali:
uscita d’aria in grande quantità;
degasaggio dell’aria in pressione;
entrata d’aria in grande quantità.
Per il dimensionamento della fase di degasaggio continuo si utilizza la formula:
= 4,76mm
Per il dimensionamento delle fasi di svuotamento e riempimento della condotta si utilizza la formula:
avendo assegnato a v un valore di 0,4m/s e a d un valore di tentativo pari a 0,3m, e verificando che la pressione
all’interno della condotta risultasse maggiore di quella critica. La portata di evacuazione è dunque costante (regime
sonico) e pari a:
Calcolata inoltre nel punto di posizionamento dello sfiato la sovrappressione in espulsione che è risultata essere:
ΔP = 6,56 bar
dalla tabella deflusso aria (Fig. 13), il diametro relativo alla fase di riempimento della condotta è risultato essere
pari a 0,75 pollici (19mm).
Fig.13 – Tabella deflusso aria
Per quanto riguarda lo scarico, si dimensiona la bocca di efflusso in modo che il tempo necessario per svuotare
completamente il serbatoio sia di 2 – 3 ore: si procederà per tentativi, assegnando vari diametri. Trattandosi di un
efflusso sotto battente, si opera alle differenze finite, suddividendo il carico H (pari a 37m) in 10 intervalli Δh:
i
i
i
i
i
ii
TT
Q
VT
Hgd
Q
6.0
24
2
Si sceglie come diametro D = 0.05 m, in modo che il tratto della condotta possa essere completamente svuotato in
un intervallo di tempo pari a 2 ore e mezza circa (Tab. 3).
Tab. 3 – Scarico condotta
1.7 DIMENSIONAMENTO BLOCCHI DI ANCORAGGIO
Lungo la condotta andranno realizzati una serie di blocchi d’ancoraggio atti a scaricare sul terreno gli sforzi che
agiscono sulla condotta, da realizzare in caso di curve planimetriche e altimetriche, variazioni di diametro,
estremità e diramazioni, tratti fortemente pendenti.
Nel caso in esame si è scelto di dimensionare un blocco a gravità di forma trapezoidale in corrispondenza di una
curva planimetrica (Fig. 14), di dimensioni:
l = 390 cm
l1 = 155 cm
h = 180 cm
h1 = 315
DIAMETRO 300 mm
PRESSIONE DELL’ACQUA 65,07 m
ANGOLO PLANIMETRICO 105°
Si determina una spinta sul blocco :
Sono state effettuate le seguenti verifiche:
verifica a scorrimento
verifica a schiacciamento del calcestruzzo
verifica a ribaltamento
Fig. 14 – Curva planimetrica
N107.282,032
2*4
5.12
***2
2
sen
DhsenAPcollaudoR e
G
.
1 *amm
i
clsDL
R
1
minmax/
61
h
e
A
G
base
1.7.1 VERIFICA SCORRIMENTO
Posti:
W = 205838,69 N
f = 0,75
vs = 1,54
R = 107.282.03 N < 178.456,16 N
1.7.2 VERIFICA A SCHIACCIAMENTO DEL CALCESTRUZZO
Posti:
2,307 N/cm2 < 200 N/cm2
1.7.3 VERIFICA A RIBALTAMENTO
1.6.3.1CALCOLO E VERIFICA DELL’ ECCENTRICITÀ
x = 134,86 cm
y = 22,63 cm
e’ = 28,98 cm
e = y + e’ = 51.62 cm
Si verifica che la risultante ricade all’interno del terzo medio in quanto e < 52,5 cm
1.6.3.2 VERIFICA A RIBALTAMENTO
7,697 N/cm2 < 50 N/cm2
s
WfR
*
1.8 DIMESIONAMENTO DEL SERBATOIO
Si inserisce tra l’acquedotto esterno e quello interno un serbatoio (si tratterà quindi di un serbatoio di testata), che
assolve la duplice funzione di disconnessione idraulica (per preservare l’adduttore esterno dalle sollecitazioni per
colpo d’ariete che si originano nel centro urbano e si propagano attraverso l’acquedotto interno) e di riserva (per
garantire l’alimentazione per un certo periodo di tempo anche in caso di interruzioni sull’adduttore).
Si dimensiona il serbatoio valutando tre componenti:
il volume di riserva VR, calcolato come frazione del volume giornaliero Vgmax, valutato con proiezione al 2060:
3
2060max 958595853315,31430478 mldPVg
3
max 958595851 mVV gR
il volume di compenso VC (compenso giornaliero tra le portate di massimo e di minimo consumo), anch’esso
calcolato come frazione del volume giornaliero Vgmax (al 2060), valutando il coefficiente di proporzionalità α in
funzione del centro abitato:
3
max 1917958520.0 mVV gC
il volume antincendio, valutato fissando il numero di focolai contemporanei (2) e il tempo di spegnimento per il
singolo incendio (4h)
397,95395397036004212,33 mltnQV ospegnimentincendiiAA
dove, con riferimento alla regola di Conti la portata antincendio è:
s
lPQA 12,33
10006 2060 .
Il volume totale di dimensionamento del serbatoio sarà:
3367,12456 mVVVV ACR
Sulla base del volume ottenuto, scegliendo come sezione di base un rettangolo avente i lati nel rapporto 2:3, si
suddivide il serbatoio in sei vasche di dimensioni 61624 (questi ultimi comprensivi di franco pari a 0,5m),
ciascuna di esse dotata di un setto centrale. È previsto, inoltre, un rinterro di 5m.
1.8.1 SCARICO DI SUPERFICIE
Si dimensiona ora lo scarico di superficie, costituito da una soglia sfiorante sagomata a imbuto e raccordata alla
tubazione verticale di scarico, che deve essere priva di qualsiasi organo di intercettazione. Esso viene dimensionato
per la più critica situazione che può verificarsi, che è quella di massima portata in arrivo dall’adduttrice con
serbatoio pieno e con consumo in rete nullo. Pertanto nel caso in cui il livello idrico nel serbatoio superi la quota
massima fissata, l’acqua in eccesso viene allontanata in maniera automatica, senza inserimento di alcun organo di
regolazione.
La soglia sfiorante viene posta alla quota del massimo livello liquido stabilito durante il normale esercizio e deve
avere uno sviluppo Ls che consenta lo smaltimento della portata Q2060 con un carico zs pari a 0,10m. Risulta perciò:
sss hghLQ 2
μ = 0,41
hs = 0,10
mmhgh
QL
ss
s 93,110.081.9210.041.0
11054,0
2
2060
mL
D s
s 61,0
Considerando i diametri commerciali assumeremo Ds pari a 0,6m e il diametro della tubazione per trasferire la
portata sfiorata al pozzetto di scarico (da cui poi l’acqua sarà allontanata verso l’esterno attraverso un canale a pelo
libero) è pari a D/2:
md 3,0
1.8.2 SCARICO DI FONDO
Lo scarico di fondo viene posizionato nel punto più basso di ciascuna vasca (in modo ad ottenere il completo
vuotamento per effettuare le operazioni periodiche di pulizia e manutenzione); l’imbocco della tubazione di scarico
è ubicato all’interno di un pozzetto ricavato al di sotto del fondo della vasca, nel quale possono essere convogliate
le sostanze melmose presenti dopo aver vuotato la vasca stessa. Si dimensiona la bocca di efflusso in modo che il
tempo necessario per svuotare completamente il serbatoio sia di 3 – 4 ore: si procederà per tentativi, assegnando
vari diametri. Trattandosi di un efflusso sotto battente con carico idraulico variabile, si opera alle differenze finite,
suddividendo l’altezza totale in 20 intervalli Δh pari a 0,275m (Tab. 4):
i
i
i
i
ii
TT
Q
VT
HgAQ
6.0
2
Si sceglie come diametro:
D = 0,25m
in modo che il serbatoio possa essere completamente svuotato in un intervallo di tempo di poco superiore alle tre
ore e mezza.
1.9 IMPIANTO DI SOLLEVAMENTO
Data l’ ubicazione del serbatoio nei confronti del centro abitato si rende necessaria la realizzazione di un serbatoio
pensile (di altezza pari a 35m e distante 5m dal serbatoio seminterrato) (Fig15) con relativo impianto di
sollevamento (Fig 16).
Le dimensioni del serbatoio pensile con pianta a corona circolare sono:
Altezza = 3 m
Diametro interno = 1,5 m
Diametro esterno = 7 m
Fig. 15 – Pianta serbatoio pensile
Tab. 4 – Calcolo del diametro della bocca di efflusso
Fig. 16 – Schema impianto di sollevamento
Per il dimensionamento idraulico del diametro della condotta premente è stata realizzata l’ equazione di continuità:
smQ /28,0 3
smv /4,1
4
2DvQ
Si adopera dunque un tubo di acciaio DN = 500 per una lunghezza di 40m.
Si stabilisce dunque la prevalenza della pompa con la formula :
mmmQLD
HH g 18,3568,05,342
5
Si è deciso di utilizzare due pompe in parallelo centrifughe multistadio (Etanorm R/RSY 200-400 Φ 360)
(Fig. 17a, 17b) acquistate dall’ azienda KSB Italia.
Fig. 17a – Pompa Etanorm R/Etanorm RSY Fig. 17b – Curva caratteristica interna
Tracciata la curva caratteristica interna relativa alle pompe scelte e la curva caratteristica esterna dell’impianto
(approssimata a costante), dall’intersezione delle due emerge che il punto di funzionamento è in linea con i valori di
portata e prevalenza da soddisfare con l’impianto di pompaggio (Fig. 18).
Fig. 18 – Punto di funzionamento
Dalla curva del cosiddetto Net Positive Suction Head (NPSH) disposto dall’utente, si ricava il valore del carico
assoluto netto all’aspirazione necessario affinché non si verifichino all’interno della pompa le condizioni che danno
luogo alla cavitazione. Si è quindi accertato che il Net Positive Suction Head disponibile (Fig. 19a) sia maggiore di
quello richiesto, avendo adottato una diametro ( DN 400 mm ) per la condotta di aspirazione :
Fig. 19a - NPSHNECESSARIO
Fig. 19b – Potenza
assorbita
La potenza assorbita da una singola pompa (Fig.19b) è di 62KW, quindi la potenza totale assorbita è pari a 124 KW
con un rendimento totale del 77,84% .
1.10 DIMENSIONAMENTO DELLA RETE
Ci si occupa adesso della rete di distribuzione urbana al fine di portare la risorsa idrica alle singole utenze private ed
ai servizi pubblici con condotte che percorrono il sottosuolo. Per il comune di Ruvo di Puglia è prevista una tipologia
di rete con serbatoio in testata in cui viene creata una disconnessione idraulica tra l’adduttrice e la rete
posizionando lo sbocco dell’adduttrice a quota superiore al massimo livello liquido nel serbatoio in modo che le
oscillazioni di carico nella rete di distribuzione, dovute alle variazioni di consumo, non si propaghino nell’adduttrice
stessa.
Il serbatoio pensile è collegato alla rete di distribuzione interna da una condotta di avvicinamento di 770 metri.
Le condotte costituenti l’ acquedotto interno sono realizzate in ghisa sferoidale acquistate dalla Boldarino S.p.a
La rete urbana deve essere in grado di trasportare la portata massima ( maxQ ) del giorno di massimo consumo,
ottenuta moltiplicando la portata di dimensionamento dell’acquedotto esterno ( medQ ) per il coefficiente di punta
cP , dato dalla relazione:
53,220 2,0
2060 Pcp
s
mQ
s
m
s
mQcQ
med
medP
3
33
max
11054.0
281.011054.053,2
Si realizza una rete a maglie chiuse in modo da coprire l’intero centro abitato. Si dimensiona la rete concentrando
in alcuni nodi puntuali la portata:
2010max Pconc QQQ
e distribuendo sulla rete la portata di picco al 2010:
s
mdPcQ
p
P
320102010
238,086400
2010
2010
essendo:
s
l
Pc
Qd
Pc
p
p
2,30486400
62,220
2010
20102010
2,0
2010
2010
2010
Si calcola la portata da distribuire lungo ciascun tronco mediante la formula:
86400
20102010 ptronco
tronco
cdPq
j
j
essendo stati distribuiti gli abitanti di ogni singola maglia (calcolati valutando gli indici di fabbricabilità territoriale
forniti dal Piano Regolatore Generale) proporzionalmente alla lunghezza del tronco stesso rispetto alla lunghezza
totale della maglia (jtroncoP ) (Tab. 5).
Tab. 5 – Caratteristiche delle maglie e calcolo della portata distribuita lungo ciascun tronco
Analizzando le portate distribuite lungo ciascun tronco ricaviamo per ogni nodo le portate transitanti. Per i nodi 1 e
13(futuri nodi di espansione) si è aggiunta anche il valore di portata concentrata pari a 21,55 l/s (Tab.6)
Tab. 6 – portate transitanti nei nodi
Per il dimensionamento della rete si utilizza il software “epanet” in cui si riproduce la planimetria della rete di
distribuzione (fig. 20), assegnando ad ogni nodo la quota geodetica e la portata transitante, e ad ogni tronco la
lunghezza e la scabrezza della tubazione. Si procede assegnando ad ogni tronco un valore di tentativo del diametro
individuando la combinazione per la quale si ottengono velocità comprese tra i 0,4 e 2,5 m/s e pressioni nei nodi le
cui altezze rappresentative siano comprese tra 20 e 80 metri circa.
Fig. 20 – Schema idraulico
Di seguito sono riportati i risultati estrapolati dal Software.
Le tubazioni in Ghisa sferoidale sono state acquistate dalla Boldarino S.P.A. con sede a Brescia .