LE OPERE DI ADDUZIONE - University of...

Enrico Piga

LE OPERE DI ADDUZIONE

Appunti di Costruzioni Idrauliche per gli allievi del nuovo ordinamento

Università degli Studi di Cagliari Facoltà di Ingegneria

Dipartimento di Ingegneria del Territorio Sezione di Idraulica

Queste dispense raccolgono e riordinano il materiale didattico delle lezioni riguardanti le opere d’adduzione, con lo scopo di fornire agli allievi del nuovo ordinamento didattico un riferimento ed un ausilio allo studio della disciplina. Esse pertanto non costituiscono un testo completo della materia e potranno essere utilmente integrate consultando le principali opere sugli acquedotti riportate nella bibliografia.

1. GENERALITA' SUGLI ACQUEDOTTI

Prende il nome di ACQUEDOTTO l'insieme delle tubazioni, dei manufatti e delle apparecchiature destinate all'approvvigionamento idrico delle utenze.

In dipendenza della natura di queste ultime, gli acquedotti vengono distinti in acquedotti civili, acquedotti industriali ed opere d'irrigazione:

• gli acquedotti civili sono destinati alla copertura dei fabbisogni idropotabili dei centri urbani;

• gli acquedotti industriali sono destinati all'approvvigionamento idrico delle industrie; • le opere d'irrigazione sono infine destinate a soddisfare le necessità idriche delle

colture. I tre tipi di opere condividono la maggior parte delle problematiche progettuali e

costruttive e si differenziano tra loro solamente per alcuni aspetti. In particolare, a seconda che l'utenza da servire sia costituita dalla popolazione di un insediamento urbano, dalle industrie di una area industriale o dalle aziende di un comprensorio irriguo, saranno ovviamente differenti le modalità di valutazione delle portate di dimensionamento, i requisiti di qualità delle acque e la struttura della rete di distribuzione, che costituisce la parte terminale del sistema.

Nell'ambito del corso sarà trattato solamente il problema del dimensionamento degli acquedotti civili; tuttavia, tenendo a mente le differenze sopra accennate, l'approccio generale alla progettazione, i criteri e le alternative da considerare per il dimensionamento idraulico ed il disegno dei principali manufatti lungo linea sono essenzialmente gli stessi per i tre tipi di opere.

1.1. Schema di un acquedotto civile Prima di procedere all'esame del processo di dimensionamento, conviene illustrare

sommariamente le varie opere ed impianti costituenti un acquedotto facendo riferimento al semplice schema al servizio di un unico centro urbano riportato nel profilo di figura 1.1.

Figura 1.1 – Schema di un acquedotto.

LE OPERE DI ADDUZIONE – Appunti di Costruzioni Idrauliche – a.a. 2006-2007

Partendo da monte, la prima opera del sistema è l'opera di presa o di captazione. Essa, come dice lo stesso nome, assolve la funzione di captare la risorsa idrica e renderla disponibile per le successive fasi di trattamento, trasporto, accumulo e distribuzione. La forma generale dell'opera di presa dipende dal tipo di risorsa captata: essa è costituita da un sistema di vasche nel caso di prese di sorgenti, da pozzi tubolari o da gallerie drenanti nel caso di captazione di falde profonde o superficiali (figura 1.2), da traverse dotate di derivazione laterale o di impianti di sollevamento nel caso di prese da corsi d'acqua, da torri di presa nel caso di acque superficiali derivate da opere d’invaso (figura 1.3).

Figura 1.2 – Opere di presa di acque sotterranee: presa da sorgente e presa da falda.

Figura 1.3 – Opere di presa di acque superficiali: presa da un corso d’acqua mediante sollevamento e presa da un invaso mediante torre di presa.

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Subito a valle dell'opera di presa è usualmente ubicato l'impianto di trattamento che conferisce all'acqua le caratteristiche di potabilità richieste eliminando mediante processi fisici e chimici le sostanze indesiderate presenti nell'acqua grezza.

Figura 1.4 – Attraversamento stradale in cunicolo.

Dall'impianto di potabilizzazione origina l'acquedotto esterno, costituito usualmente da una rete aperta di condotte adduttrici in pressione posate in fossa interrata che alimentano i serbatoi d'accumulo ubicati nelle immediate vicinanze dei centri urbani. Lungo l'adduttrice sono presenti numerose opere d'arte: manufatti d'attraversamento in corrispondenza agli incroci tra la condotta e la rete viaria, la rete ferroviaria ed i corsi d'acqua (figure 1.4 e 1.5), eventuali impianti di sollevamento, partitori a pelo libero e in pressione, vasche di disconnessione nonché numerosi piccoli manufatti detti pozzetti, destinati ad ospitare le apparecchiature di manovra e regolazione (figura1.6).

Figura 1.5 –Attraversamento aereo di un corso d’acqua.

Nella maggior parte dei sistemi d’approvvigionamento il manufatto terminale dell'acquedotto esterno è costituito da un serbatoio di testata, interrato, seminterrato o pensile (figure 1.7 e 1.8), che svolge funzioni di regolazione delle portate e di riserva a fronte di interruzioni dell'adduzione e di prelievi per lo spegnimento degli incendi. Dal serbatoio inizia infine la rete di distribuzione, costituita da una sistema di condotte posate in ogni strada del centro che assicurano la fornitura di acqua potabile a tutti gli utenti. A fronte di particolari morfologie del territorio circostante il centro, al posto del serbatoio di testata viene realizzato un torrino piezometrico mentre il manufatto d'accumulo, chiamato in questo caso serbatoio di estremità, è disposto alla periferia opposta del centro ed è alimentato tramite la stessa rete di distribuzione.

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Figura 1.6 – Pozzetto di scarico.

Non tutte le opere sopra indicate sono sempre presenti in ogni acquedotto: esse infatti dipendono dalle caratteristiche della risorsa e dei centri da servire, dalla morfologia e dalla altimetria dei territori attraversati e dalla densità della rete viaria e idrografica, le quali condizionano sostanzialmente la soluzione progettuale adottata. In presenza di acque con buone caratteristiche potabili, ad esempio, l'impianto di trattamento può consistere nel solo stadio di disinfezione mentre, a seconda del territorio interessato dal tracciato, possono mancare i manufatti di attraversamento, i partitori o le centrali di sollevamento.

Figura 1.7 – Serbatoio interrato con impianto di sollevamento.

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Figura 1.8 – Serbatoio pensile.

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2. LA QUALITÀ DELLE ACQUE POTABILI

2.1. Le caratteristiche delle acque naturali In tutte le acque naturali sono sovente presenti, in differente misura a seconda della

risorsa considerata, sostanze solide e gassose in soluzione, sostanze solide in sospensione, sostanze organiche morte ed organismi viventi.

Le acque meteoriche contengono in soluzione i gas costituenti l'atmosfera, mentre non presentano, se non occasionalmente, sostanze solide ed organiche. Esse costituiscono una risorsa quantitativamente marginale per l'uso civile e la loro utilizzazione è limitata a piccoli sistemi di raccolta, talvolta adottati per l'alimentazione di case isolate.

Le acque superficiali hanno caratteristiche molto variabili sia nel tempo che da sito a sito. Sono in generale poco mineralizzate ma contengono residui organici, microrganismi anche patogeni e sostanze inquinanti di varia natura derivanti dagli scarichi dei centri urbani o presenti sul suolo. Soprattutto nei periodi più piovosi esse presentano una forte torbidità ed un alto contenuto di materie in sospensione.

Grazie al processo di filtrazione cui sono sottoposte lungo il loro percorso, le acque sotterranee sono usualmente povere di sostanze organiche mentre hanno spesso un elevato contenuto di sostanze solide e gassose disciolte, in dipendenza dalla natura dei terreni attraversati. Sovente esse presentano caratteristiche idonee all'uso potabile, richiedendo limitati trattamenti depurativi e di disinfezione. Tra di esse, in particolare, le acque di sorgente sono state le prime risorse tradizionalmente captate per l'uso potabile.

Le principali sostanze gassose in soluzione nelle acque superficiali e sotterranee sono l'azoto, l'ossigeno e l'anidride carbonica. Esse sono presenti in percentuali differenti da quelle dell'atmosfera, sia per la diversa solubilità in acqua dei gas sia in quanto gli strati superficiali del suolo interessati dal deflusso e dall'infiltrazione sono sede di intensi processi biochimici e sono molto ricchi di anidride carbonica. La maggior parte di sostanze solide disciolte nelle acque naturali è costituita dai bicarbonati, dai solfati e dai cloruri di calcio, magnesio, sodio e potassio, presenti sia come molecole indissociate che come ioni positivi e negativi. I sali di calcio e di magnesio costituiscono la durezza dell'acqua, che si usa distinguere in durezza temporanea e durezza permanente. La prima è costituita dai bicarbonati e viene eliminata mediante riscaldamento, che trasforma i bicarbonati in carbonati scarsamente solubili che precipitano, mentre la seconda è prevalentemente costituita da solfati e, in piccola parte, da cloruri, fosfati ed altri sali. La durezza dell'acqua viene usualmente espressa in gradi francesi, la cui unità corrisponde a 10 mg/l di CaCO3.

Tra le altre sostanze disciolte nelle acque naturali rivestono importanza i sali di ferro e manganese che, pur non essendo in genere in quantità tale da risultare nocivi, conferiscono all'acqua sapore e colore sgradevoli. Sono inoltre spesso presenti cloruri, solfati, fosfati e floruri in quantità molto variabili da caso a caso, derivanti dal dilavamento dei terreni e delle formazioni rocciose interessate dal deflusso. Il totale dei sali disciolti costituisce il residuo fisso, che si ottiene per riscaldamento ed evaporazione, ed il residuo

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secco, ottenibile per ulteriore riscaldamento dopo la completa evaporazione, per i quali le norme di potabilità fissano dei limiti di accettabilità. Di particolare rilevanza sono infine i composti dell'azoto, e, in specifico, l'ammoniaca, i nitriti ed i nitrati, che sono considerati indicatori di inquinamento da sostanze organiche, di origine recente o remota a seconda del grado di ossidazione dell’azoto.

Mentre le acque sotterranee non contengono di norma sostanze in sospensione, esse sono invece sempre presenti nelle acque superficiali, ma la loro quantità varia notevolmente nel tempo a seconda dello stato di magra o di piena dei corsi d'acqua. Le sostanze in sospensione vengono distinte in sostanze sedimentabili, che possono essere eliminate per semplice decantazione, e sostanze non sedimentabili, come le soluzioni colloidali, che richiedono l'adozione di specifici processi chimico-fisici.

Le sostanze organiche presenti nelle acque naturali sono costituite da microrganismi viventi (flora batterica, microfauna e microflora) e da residui organici, consistenti in parti di tessuto animale e vegetale e in prodotti del metabolismo di essere viventi. Il contenuto organico viene determinato indirettamente mediante misurazione dell'ossigeno necessario ad una completa ossidazione della sostanza organica, introducendo nell'acqua sostanze come il permanganato di potassio che cede facilmente l'ossigeno. Il contenuto di organismi viventi viene determinato mediante analisi microscopica e, per quanto riguarda la flora batterica, mediante coltura e computo delle colonie formatesi.

L’attuale normativa italiana (D.L. n. 258 del 18.08.2000) non prevede nessun vincolo all'impiego delle acque sotterranee mentre classifica le acque superficiali destinate alla produzione di acqua potabile nelle tre categorie denominate A1, A2, ed A3, in relazione alla presenza di una serie di sostanze indesiderabili o dannose. Per il loro utilizzo, le acque che ricadono nella categoria A1 devono essere sottoposte a trattamenti fisici e disinfezione, quelle della categoria A2 a trattamenti fisico-chimici normali e disinfezione mentre quelle della categoria A3 a trattamenti fisico-chimici spinti, affinazione e disinfezione. Le acque che non rientrano nei limiti della categoria A3 possono essere utilizzate solo in via eccezionale per l'uso idropotabile. Nella tabella 2.1 sono riportati per le tre categorie i valori guida (G) ed i limiti di accettabilità (I) delle varie sostanze.

Tabella 2.1 – Caratteristiche di qualità per le acque superficiali destinate alla produzione di acqua potabile.

Numero parametro Parametro Unità di misura A1

G A1 I

A2 G

A2 I

A3 G

A3 I

1 pH Unità pH 6,5-8,5 . 5,5-9 - 5,5-9 - 2 Colore (dopo filtrazione

semplice) mg/L scala pt 10 20(o) 50 100(o) 50 200(o)

3 Totale materie in sospensione mg/L MES 25 - - - - - 4 Temperatura °C 22 25(o) 22 25(o) 22 25(o) 5 Conduttività µS/cm a 20° 1000 - 1000 - 1000 - 6 Odore Fattore di diluizione a 25°

C 3 - 10 - 20 -

7* Nitrati mg/L NO3 25 50(o) - 50(o) - 50(o) 8 Fluoruri (1) mg/L F 0,7/1 1,5 0,7/1,7 - 0,7/1,7 - 9 Cloro organico totale estraibile mg/L Cl - - - - - -

10* Ferro disciolto mg/L Fe 0,1 0,3 1 2 1 - 11* Manganese mg/L Mn 0,05 - 0,1 - 1 - 12 Rame mg/L Cu 0,02 0,05(o) 0,05 - 1 - 13 Zinco mg/L Zn 0,5 3 1 5 1 5 14 Boro mg/L B 1 - 1 - 1 - 15 Berillio mg/L Be - - - - - - 16 Cobalto mg/L Co - - - - - -

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17 Nichelio mg/L Ni - - - - - - 18 Vanadio mg/L V - - - - - - 19 Arsenico mg/L As 0,01 0,05 - 0,05 0,05 0,1 20 Cadmio mg/L Cd 0,001 0,005 0,001 0,005 0,001 0,00521 Cromo totale mg/L Cr - 0,05 - 0,05 - 0,05 22 Piombo mg/L Pb - 0,05 - 0,05 - 0,05 23 Selenio mg/L Se - 0,01 - 0,01 - 0,01 24 Mercurio mg/L Hg 0,0005 0,001 0,0005 0,001 0,0005 0,00125 Bario mg/L Ba - 0,1 - 1 - 1 26 Cianuro mg/L CN - 0,05 - 0,05 - 0,05 27 Solfati mg/L SO4 150 250 150 250(o) 150 250(o)28 Cloruri mg/L Cl 200 - 200 - 200 - 29 Tensioattivi (che reagiscono al

blu di metilene) Mg/L (solfato di laurile) 0,2 - 0,2 - 0,5 -

30* Fosfati (2) mg/L P2O5 0,4 - 0,7 - 0,7 - 31 Fenoli (indice fenoli)

paranitroanilina, 4 amminoantipirina

Mg/L C6H5OH - 0,001 0,001 0,005 0,01 0,1

32 Idrocarburi disciolti o emulsionanti (dopo estrazione

mediante etere di petrolio) mg/L - 0,05 - 0,2 0,5 1

33 Idrocarburi policiclici aromatici mg/L - 0,0002 - 0,0002 - 0,00134 Antiparassitari-totale

(parathion, HCH, dieldrine) mg/L - 0,001 - 0,0025 - 0,005

35* Domanda chimica Ossigeno (COD) mg/L O2 . - - - 30 -

36* Tasso di saturazione dell'ossigeno disciolto % O2 > 70 - > 50 - > 30 -

37* A 20° C senza nitrificazione domanda biochimica di

ossigeno (BOD5) mg/L O2 < 3 - < 5 - < 7 -

38 Azoto Kjeldaht (tranne NO2 ed NO3) mg/L N 1 - 2 - 3 -

39 Ammoniaca mg/L NH4 0,05 - 1 1,5 2 4(o) 40 Sostanze estraibili al

cloroformio mg/L SEC 0,1 - 0,2 - 0,5 -

41 Carbonio organico totale mg/L C - - - - - - 42 Carbonio organico residuo

(dopo flocculazione e filtrazione su membrana da

5µ) TOC

mg/L C - - - - - -

43 Coliformi totali /100 mL 50 - 5000 . 50000 . 44 Coliformi fecali /100 mL 20 - 2000 - 20000 - 45 Streptococchi fecali /100 mL 20 - 1000 - 10000 - 46 Salmonella - assenza

in 5000 mL

- assenza in 1000

mL

- - -

Categoria A1 - Trattamento fisico semplice e disinfezione Categoria A2 - Trattamento fisico e chimico normale e disinfezione Categoria A3 - Trattamento fisico e chimico spinto, affinazione e disinfezione I = Imperativo ; G = Guida

2.2. Le caratteristiche delle acque destinate al consumo umano Le caratteristiche delle acque destinate al consumo umano sono fissate dal D.Lgs. n.

27 del 2.02.2002, che recepisce la direttiva comunitaria 98/83/CE. La norma fissa i requisiti minimi per una serie di parametri microbiologici e chimici, riportati nelle tabelle

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seguenti (Parte A e B), nonché una serie di parametri indicatori (Parte C). In caso di non conformità alle specifiche di quest’ultimo elenco, l’Autorità d’ambito dispone opportuni provvedimenti per il ripristino della qualità. Il Decreto fissa inoltre i parametri da sottoporre al controllo di routine e di verifica e la frequenza dei relativi campionamenti e specifica inoltre le unità di misura ed il tipo di analisi con il quale effettuare le determinazioni.

PARTE A - Parametri microbiologici

Parametro Valore di parametro (numero/100ml)

Escherichia coli (E. coli) 0

Enterococchi 0

PARTE B - Parametri chimici

Parametro Valore di parametro Unità di misura Note

Acrilammide 0,10 µg/l Nota 1

Antimonio 5,0 µg/l

Arsenico 10 µg/l

Benzene 1,0 µg/l

Benzo(a)pirene 0,010 µg/l

Boro 1,0 µg/l

Bromato 10 µg/l Nota 2

Cadmio 5,0 µg/l

Cromo 50 µg/l

Rame 1,0 mg/l Nota 3

Cianuro 50 µg/l

1, 2 dicloroetano 3,0 µg/l

Epicloridrina 0,10 µg/l Nota 1

Fluoruro 1,50 mg/l

Piombo 10 µg/l Note 3 e 4

Mercurio 1,0 µg/l

Nichel 20 µg/l Nota 3

Nitrato (come NO in base 3) 50 mg/l Nota 5

Nitrito (come NO in base 2) 0,50 Mg/l Nota 5

Antiparassitari 0,10 µg/l Note 6 e 7

Antiparassitari-Totale 0,50 µg/l Note 6 e 8

Idrocarburi policiclici aromatici 0,10 µg/l Somma delle concentrazioni

di composti specifici; Nota 9

Selenio 10 µg/l

Tetracloroetilene Tricloroetilene 10 µg/l Somma delle concentrazioni

dei parametri specifici

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Trialometani-Totale 30 µg/l Somma concentrazioni di composti specifici;

Cloruro di vinile 0,5 µg/l Nota 1

Clorito 200 µg/l Nota 11

Vanadio 50 µg/l

PARTE C - Parametri indicatori

Parametro Valore di parametro Unità di misura Note

Alluminio 200 µg/l

Ammonio 0,50 mg/l

Cloruro 250 mg/l Nota 1

Clostridium perfringens (spore comprese) 0 Numero/100 ml Nota 2

Colore Accettabile per i

consumatori e senza variazioni anomale

Conduttività 2500 µScm-1 a 20° C Nota 1

Concentrazione ioni idrogeno ≥ 6,5 e ≤ 9,5 Unità pH Note 1 e 3

Ferro 200 µg/l

Manganese 50 µg/l

Odore Accettabile per i


Ossidabilità 5,0 Mg/l O2 Nota 4

Solfato 250 mg/l Nota 1

Sodio 200 mg/l

Sapore Accettabile per i


Conteggio delle colonie a 22 °C Senza variazioni anomale

Batteri coliformi a 37°C 0 Numero/100 ml Nota 5

Carbonio organico totale (TOC) Senza variazioni anomale Nota 6

Torpidità Accettabile per i


Nota 7

Durezza *

Il limite inferiore vale per le acque sottoposte a trattamento di addolcimento o di dissalazione

Residuo secco a 180°C **

Disinfettante residuo *** * valori consigliati: 15-50° F.; ** valore massimo consigliato: 1500 mg/L. ; *** valore consigliato 0,2 mg/L (se impiegato).

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2.3. I trattamenti di potabilizzazione I trattamenti di potabilizzazione ed il dimensionamento dei relativi impianti formano

l'oggetto di specifici insegnamenti facenti parte dell'ingegneria sanitaria-ambientale. Nell'ambito del presente corso ci si limiterà pertanto a brevi cenni sull'argomento, rinviando per gli approfondimenti all'ampia letteratura tecnica esistente.

I trattamenti fisici semplici hanno lo scopo di eliminare dall'acqua grezza le sostanze in sospensione. I processi più importanti sono la grigliatura, la stacciatura e la microstacciatura, la sedimentazione e la filtrazione.

La grigliatura ha la funzione d'intercettare i corpi solidi di maggiore dimensione ed è spesso modulata in due fasi successive: una grigliatura grossolana, con luci libere tra le sbarre di alcuni centimetri ed una grigliatura fine, con aperture libere di una decina di millimetri. La pulizia delle griglie, che si intasano progressivamente durante il funzionamento, viene effettuata meccanicamente mediante dei rastrelli mobili che asportano in modo continuo o intermittente il materiale intercettato (vedi figura 2.1).

Figura 2.1 – Griglia munita di rastrello rotante.

La stacciatura e la microstacciatura sono dei processi simili alla grigliatura. L'acqua grezza viene fatta passare attraverso delle tele filtranti avvolte su di una intelaiatura cilindrica (tamburo), parzialmente immersa nella corrente. Le dimensioni delle aperture

delle tele filtranti è dell'ordine di 0,5 mm negli stacci e di 50 µm nei microstacci. Il tamburo ruota in modo continuo intorno ad un asse orizzontale in modo da portare al disopra del pelo libero la parte di tela precedentemente immersa e consentirne la pulizia, che viene effettuata mediante getti d'acqua in pressione.

La sedimentazione consiste nell'immettere l'acqua grezza in vasche a pelo libero di dimensione trasversale tale da determinare bassi valori di velocità e consentire durante l’attraversamento della vasca la

sedimentazione delle particelle sospese.

La filtrazione è un processo utilizzato per eliminare dall'acqua grezza le sostanze non sedimentabili e consiste nel filtrare la portata attraverso un letto filtrante costituito da uno strato di materiale sciolto di piccola granulometria. Mentre nel caso di piccole portate sono spesso adottati filtri in pressione, la tecnica di filtrazione più diffusa per gli impianti di

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medie e grandi dimensioni è quella dei filtri veloci a gravità, nei quali si adottano velocità di filtrazione anche superiori a 6 m/ora. Essi sono costituiti da una vasca dotata di un falso fondo munito di ugelli, al di sopra del quale viene disposto il letto filtrante formato da uno stato di sabbia silicea o altro materiale, con spessore dell'ordine di un metro (figura 2.2). La portata da filtrare viene immessa uniformemente in tutta la vasca ed ha una altezza del pelo libero rispetto al falso fondo di circa 2 metri. Dopo aver attraversato il letto filtrante e gli ugelli del falso fondo, l'acqua raggiunge l'intercapedine sottostante dalla quale viene derivata tramite una tubazione munita di un organo di regolazione, che determina una perdita di carico aggiuntiva a quella dovuta al filtro. Poiché durante il funzionamento le perdite di carico nel filtro aumentano a causa del progressivo intasamento, per mantenere costante il livello nella vasca viene contemporaneamente ridotta la perdita di carico aggiuntiva dell'organo di regolazione. Quando il filtro è completamente intasato e l'organo di regolazione completamente aperto, la fase di filtrazione viene interrotta ed il filtro viene lavato in controcorrente. Il lavaggio viene effettuato immettendo dal falso fondo aria ed acqua in pressione, che hanno l'effetto di far espandere il letto, mettere in rapida agitazione i grani del letto filtrante e rimuovere il materiale trattenuto. L'acqua di lavaggio, carica di materiale in sospensione, tracima entro un canale di raccolta disposto entro la vasca e viene avviata allo scarico.

Figura 2.2 – Schema di un filtro rapido.

La durata della fase di filtrazione dipende dal carico di sostanze sospese nell'acqua grezza ed è usualmente compresa tre le 12 e le 36 ore mentre la fase di lavaggio ad aria ed acqua è dell'ordine di alcune decine di minuti. Per assicurare la continuità del trattamento anche a fronte di un funzionamento intermittente dei singoli filtri, gli impianti prevedono usualmente più filtri disposti in parallelo.

Il principale trattamento chimico-fisico semplice è la chiarificazione (figura 2.3), adottata per le acque delle categorie A2 ed A3, che consente l'abbattimento delle sostanze presenti sotto forma di sospensioni colloidali. Il processo consiste nell'additivare all'acqua grezza dei reattivi (flocculanti) che formano un precipitato in forma di fiocchi che inglobano le particelle in sospensione consentendone la decantazione. Negli impianti attuali, la fase di mescolamento dei reattivi, quella di flocculazione e quella di sedimentazione avvengono in unica vasca, spesso di forma circolare, talvolta dotata di setti che convogliano l'acqua grezza nelle zone ove avvengono i diversi processi.

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I coagulanti più diffusi sono i solfati e gli idrossidi di alluminio e ferro ed i polielettroliti organici, costituiti da grosse molecole solubili in acqua. La chiarificazione è di regola associata ad uno stadio di filtrazione su letto di sabbia, che elimina quella parte di fiocchi rimasti in sospensione nell'acqua chiarificata.

Figura 2.3 – Schema di un chiarificatore.

In relazione alle caratteristiche dell'acqua da trattare sono spesso adottati altri processi di tipo chimico, finalizzati all'eliminazione di specifiche sostanze in soluzione presenti nell'acqua grezza. Tra di essi citiamo, in particolare, l'addolcimento, adottato in presenza di acque molto dure, che consente di ridurre il contenuto di calcio e magnesio con l'aggiunta di calce, che trasforma i bicarbonati in carbonati, e di soda, che trasforma cloruri e solfati in carbonati ed idrossidi poco solubili. Altri processi sono la deferrizzazione e la demanganizzazione, che eliminano il ferro e il manganese, e la stabilizzazione, che corregge le caratteristiche incrostanti o aggressive dell'acqua grezza.

I processi di disinfezione più diffusi sono la clorazione, l'ozonizzazione e l'attinizzazione. Il primo di questi processi consiste nell'addittivare all'acqua il cloro, sia sotto forma di ipoclorito di sodio che di cloro gas, che ha un elevato potere ossidante e battericida. L'impiego del cloro gas, assai più efficace dell'ipoclorito di sodio, trova tuttavia delle limitazioni legate alla pericolosità della sostanza ed alle necessarie procedure di sicurezza da adottare per il suo uso. Entrambi i disinfettanti, inoltre, possono dar luogo, a seconda delle caratteristiche dell'acqua e particolarmente in presenza di forti contenuti di sostanze organiche, a composti tossici.

L'ozonizzazione consiste nell'immettere nell'acqua dell'ozono, che viene prodotto sottoponendo a scariche elettriche una corrente d'aria preliminarmente essiccata. L'aria ricca di ozono viene quindi insufflata nell'acqua da trattare, nella quale l'ozono passa in soluzione esercitando una efficace azione battericida. Poiché l'ozono tende ad ossidare prioritariamente i residui organici morti, occorre preventivamente chiarificare e filtrare l'acqua, in modo da abbattere il contenuto di sostanze organiche. L'ozonizzazione presenta il vantaggio di migliorare anche le caratteristiche organolettiche dell'acqua, eliminando sapori ed odori sgradevoli. La diffusione del processo è tuttavia limitata dal suo alto costo di gestione.

Un terzo processo di disinfezione, anch'esso di costo elevato, è quello dell'irraggiamento con raggi ultravioletti (attinizzazione). Esso consiste nell'irraggiare l'acqua mediante raggi ultravioletti prodotte da lampade a vapori di mercurio. La

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limitazione nella diffusione di questa tecnica è legata, oltre che al costo elevato, alla necessità di assicurare una ottima limpidezza dell'acqua che scorre sotto le lampade, che deve presentare un battente massimo di una ventina di centimetri ed essere esposta ai raggi per alcuni secondi.

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3. I FABBISOGNI IDROPOTABILI DEI CENTRI URBANI

Nella progettazione di un acquedotto la prima grandezza da determinare è la portata da addurre al centro urbano, per il cui valore occorre dimensionare le condotte e le varie opere d'arte. Essa sarà ovviamente commisurata al fabbisogno idrico del centro, che rappresenta il volume giornaliero medio nell’arco dell’anno, necessario per la copertura di tutti i differenti usi esistenti nel centro.

Il fabbisogno idropotabile di un centro urbano dipende da molti fattori, tra i quali, principalmente:

• l'entità della popolazione; • l'attività lavorativa prevalente; • il livello di benessere della popolazione; • il costo dell'acqua potabile; • la tipologia edilizia; • il clima; • la disponibilità di acqua; • l'efficienza della rete; • la pressione in rete; • la presenza di contatori.

Le leggi di dipendenza tra essi ed il fabbisogno idrico non sono però sufficientemente precise e conosciute da consentire affidabili determinazioni quantitative. E ciò anche perché nella progettazione di un acquedotto non si fa riferimento ai fabbisogni attuali, che potrebbero essere direttamente misurati, ma bensì ai fabbisogni futuri, che si verificheranno dopo 40-50 anni dalla costruzione.

Questa esigenza nasce dal fatto che la durata media dei sistemi di acquedotto è piuttosto lunga. Si stima mediamente che le opere possano restare in esercizio circa 40 anni prima che gli oneri di manutenzione diventino così elevati da rendere economicamente più conveniente il rifacimento. Nell'arco di tale periodo i consumi idrici e quindi la portata da addurre tenderanno presumibilmente a crescere, come si è verificato nel passato, sia perché l'entità della popolazione servita aumenta in generale nel tempo, sia perché il fabbisogno idrico pro-capite cresce con lo sviluppo ed il benessere economico. Poiché i costi di realizzazione delle opere non variano proporzionalmente alla portata ma hanno un andamento non lineare caratterizzato da un elevato un costo fisso iniziale (figura 3.1), risulta conveniente dimensionare le opere per la portata relativa all'ultimo anno della loro vita utile piuttosto che frazionare l'intervento in provvedimenti parziali che comporterebbero costi complessivi più elevati.

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portata

cost

o

Figura 3.1 - Andamento dei costi di un acquedotto al variare della portata di dimensionamento

Da quanto sopra esposto emerge con evidenza sia la difficoltà di valutare globalmente il fabbisogno di un centro urbano sia l'aleatorietà che contrassegna qualunque stima venga effettuata. E' quindi invalsa la procedura di ripartire la determinazione in due differenti stime: ad una data di circa 40 anni successiva a quella della progettazione vengono valutate separatamente l'entità della popolazione e la dotazione unitaria media annua (espressa usualmente in litri/ab giorno), che rappresenta il volume giornaliero medio annuo assegnato ad ogni abitante per coprire tutti i consumi che si verificano nel centro. Ovviamente, la dotazione unitaria non ha lo stesso valore in tutti i centri, ma viene fatta variare in dipendenza dei principali fattori sopra richiamati. Il prodotto del numero di abitanti per la dotazione unitaria fornisce il fabbisogno giornaliero del centro espresso in litri/giorno, da cui è immediato calcolare la portata media annua necessaria.

L'incertezza delle stime sia della presuntiva popolazione che della dotazione unitaria ha però evidenziato la necessità di fissare dei criteri di valutazione uniformi delle due grandezze. Questo compito è assolto dai Piani Regolatori Generali degli Acquedotti, predisposti su base regionale a seguito della legge 129 del 4.2.1963, nei quali vengono stimati, con criteri e metodologie omogenei in tutti i centri urbani, sia l'entità della popolazione futura che la dotazione unitaria. Nei Piani vengono inoltre assegnate le risorse idriche da cui attingere per ogni centro e vengono predisposti gli schemi generali degli acquedotti.

In Sardegna il primo PRGA è stato stilato nel 1966. Le proiezioni dell'entità della popolazione e della dotazione unitaria effettuate in tale sede hanno però mostrato, già nei successivi anni, evidenti limiti, per cui si è dovuto procedere nei primi anni ‘80 alla stesura di un nuovo PRGA. Il Piano è stato questa volta dichiaratamente concepito come uno strumento dinamico, che doveva per sua natura essere sottoposto ad aggiornamenti e revisioni, al mutare delle condizioni assunte a base delle valutazioni. In particolare, è stata recentemente effettuata una ulteriore revisione delle stime delle popolazioni, delle dotazioni e degli schemi acquedottistici proposti nel precedente Piano. Un confronto tra le indicazioni degli aggiornamenti del PRGA è riportato nei successivi paragrafi.

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3.1. Previsioni demografiche

3.1.1. Popolazione residente Esistono modelli previsionali di varia complessità per la stima dello sviluppo della

popolazione residente: i modelli più elementari sono basati su drastiche ipotesi semplificative che rappresentano i diversi processi che comandano l'evoluzione della popolazione mediante un unico meccanismo di crescita retto da pochi parametri, mentre quelli più complessi simulano in dettaglio i singoli processi e richiedono corrispondentemente la conoscenza di un elevato numero di parametri.

Sarebbe tuttavia errato correlare direttamente l'attendibilità delle previsioni al grado di sofisticazione del modello. L'affidabilità dei risultati, infatti, dipende anche, e soprattutto, dalla possibilità di disporre di adeguate informazioni sulle caratteristiche della specifica comunità di cui si studia l'evoluzione. In mancanza di questi dati, l'adozione di modelli complessi, i cui parametri non fossero desunti dalla popolazione esaminata ma fossero ricavati dall'analisi di comunità ipoteticamente "simili", può condurre a risultati meno attendibili di quelli forniti da modelli previsionali più semplici. La scelta del modello da adottare deve quindi essere effettuata sulla base delle informazioni disponibili sulla popolazione esaminata.

Il modello più semplice consiste nel riportare in un grafico l’entità della popolazione in funzione del tempo e nell'individuare una curva di crescita che interpoli al meglio i valori osservati. Estrapolando il suo andamento sino all'orizzonte temporale prescelto si può stimare l'entità presuntiva della popolazione.

Al fine di limitare la soggettività insita nel procedimento sopra indicato, è stato proposto, e diffusamente utilizzato nei decenni passati, un modello basato sull'ipotesi che l'incremento annuo della popolazione di una comunità possa ritenersi proporzionale all'entità della popolazione all'inizio dell'anno:

P1 - P0 = i . P0 ,

dove si è indicato con P0 la popolazione iniziale, con P1 la popolazione dopo un anno e con i il coefficiente di proporzionalità.

Se in un periodo di n anni il coefficiente i, che rappresenta il tasso annuo di crescita, può ritenersi costante, la popolazione Pn all'ennesimo anno risulta dalla relazione:

( )n0n i1PP += ,

analoga a quella fornita dalla matematica finanziaria per il calcolo del montante di un capitale iniziale investito ad un interesse composto pari ad i. Se invece il tasso varia nel tempo, l'entità della popolazione dopo n anni è data da:

( )( ) ( )n210n i1i1i1PP +⋅⋅⋅⋅⋅++= ,

dove i1, i2 .… in sono ora i tassi di crescita nei vari anni.

L'applicazione di questo metodo richiede di determinare l'andamento nel futuro del tasso medio annuo i. A tal fine, tramite la prima delle due espressioni di Pn, è immediato calcolare il tasso annuo medio in ogni periodo compreso tra due successive rilevazioni di popolazione. Esso risulta:

( ) 1PPi n1

0n −=

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Riportando in grafico i punti rappresentativi dei tassi annui medi, si può interpolarli con una curva (di solito decrescente) che, estrapolata sino all'anno d'interesse, fornisce una previsione dell'andamento dei tassi nel periodo futuro. Applicando la prima o la seconda delle due relazioni a seconda che i tassi annui rimangano costanti o varino nel tempo, si ottiene la popolazione nell’anno di riferimento.

0

20

40

60

80

100

1860 1880 1900 1920 1940 1960 1980 2000 2020

Popolazione [M ab] tassi annui [x 10000]

Figura 3.2 – Andamento della popolazione italiana e dei tassi annui di crescita dal 1881.

Entrambi questi due procedimenti considerano l'evoluzione della popolazione in termini globali. In realtà essa dipende fondamentalmente da due processi, il processo naturale ed il processo migratorio, così differenti tra loro che non possono essere correttamente rappresentati da un unico modello complessivo. Sulla base di questa evidente considerazione sono stati proposti modelli previsionali che cercano di simulare separatamente la dinamica dei due fenomeni.

A questo proposito, è tuttavia necessario rilevare subito che, mentre esistono in letteratura proposte metodologiche atte a rappresentare adeguatamente il processo naturale nascita-morte, non sono attualmente diffusi modelli previsionali affidabili per il processo migratorio. Esso dipende infatti da innumerevoli fattori, soprattutto di tipo economico e sociale (l'offerta di posti di lavoro, livello delle retribuzioni, sviluppo di servizi, disponibilità di alloggi, costo della vita ecc.), e dalle differenze che essi presentano tra i possibili poli dei flussi di migrazione. In questa situazione viene spesso assunta una ipotesi semplicistica, non giustificata da osservazioni o da considerazioni teoriche, che consente tuttavia di effettuare delle stime. Essa consiste, semplicemente, nell'ipotizzare che le autorità preposte al governo delle comunità mettano in atto tutti i possibili provvedimenti, e soprattutto quelli di stimolo dell'economia, atti a ridurre a valori prossimi a zero nell'arco di un periodo di tempo prefissato lo sbilanciamento annuale (negativo o positivo) tra le cancellazioni e le nuove iscrizioni anagrafiche per trasferimento di residenza. Le leggi assunte a rappresentare l'andamento del fenomeno sono usualmente degli esponenziali decrescenti.

Per quanto riguarda il processo naturale, il modello più semplice è ancora quello basato sull'espressione dell'interesse composto sopra descritta. A differenza dal caso precedente, però, al termine di ogni anno occorre sommare alla popolazione ottenuta dal processo di crescita naturale l'ulteriore incremento (o decremento) derivante dal fenomeno migratorio, secondo l'espressione ricorsiva:

( ) nnnn SiPP ++=+ 11

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In questa relazione Pn+1 è la popolazione all'anno n+1 mentre Pn, in e Sn sono rispettivamente la popolazione, il tasso di crescita naturale ed il saldo migratorio all'anno n, che può essere positivo o negativo a seconda che la comunità esaminata sia contraddistinta da prevalente immigrazione o emigrazione.

Questo modello è stato applicato in Sardegna per la progettazione di un acquedotto consortile al servizio di numerosi centri. Nella figura 3.3 è riportato l'andamento del tasso di crescita naturale per la comunità esaminata unitamente alla legge assunta per estrapolarlo nel futuro (Totali) e, a titolo di confronto, i valori dei tassi naturali relativi alla popolazione regionale (Sardegna) ed a quella nazionale (Italia).

Figura 3.3 – Quozienti naturali in Italia, in Sardegna e nei Comuni oggetto dello studio.

Un modello assai più complesso è stato assunto a base delle valutazioni demografiche del vigente PRGA della Sardegna. In questo modello, conosciuto sotto l'acronimo RCSM (Revised Cohort Survival Model), il fenomeno migratorio è sempre stimato mediante una curva decrescente dall'ultimo valore osservato sino a valori prossimi a zero in un periodo di circa 20 anni, mentre il processo naturale viene descritto da un algoritmo ricorsivo che mette in conto l'invecchiamento della popolazione, la nascita di nuovi individui e la loro morte.

In particolare, nell'anno iniziale d'applicazione dell'algoritmo occorre conoscere la popolazione disaggregata per sesso e per classi d'età quinquennali, pari al passo di calcolo con cui opera il modello. Dopo cinque anni, il numero di individui appartenenti ad una generica classe di età si otterrà sottraendo dalla numerosità che 5 anni prima aveva la classe immediatamente più giovane, il numero presuntivo di morti nell'arco del quinquennio. Quest'ultimo valore si ottiene moltiplicando il numero di individui iniziali della classe per il coefficiente di mortalità, che rappresenta la probabilità di morte in un quinquennio del singolo individuo appartenente a quella classe d’età. Ad esempio, indicando con M0,7 il numero di maschi appartenenti al tempo iniziale t = 0 alla settima classe di età (tra 30 e 35 anni), il numero di maschi M5,8 al tempo t = 5 della ottava classe di età (35 – 40 anni) risulterà pari a:

M5,8 = M0,7 - M0,7 . Pm,7 ,

dove Pm,7 rappresenta la probabilità di morte in un quinquennio di un maschio della settima classe di età.

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Per determinare la numerosità al tempo t = 5 della prima classe di età, non può essere utilizzato il procedimento sopra illustrato in quanto gli individui componenti questa classe non erano ancora nati al tempo t = 0. Il valore cercato si ottiene a partire dal numero di individui di sesso femminile di ogni classe di età, moltiplicando i relativi valori per i corrispondenti coefficienti di fertilità, che rappresentano la probabilità che una donna generi un figlio maschio nell'arco di un quinquennio. In particolare, indicando con F0,i il numero di donne della classe i-esima al tempo t = 0 e con Pm,i la probabilità che ognuna generi un figlio maschio nel successivo quinquennio, il numero M5,1 di maschi delle prima classe di età al tempo t = 5 risulta:

M5,1 = Σi F0,i . Pm,i .

Ovviamente, i valori dei coefficienti di fertilità sono differenti in ogni classe di età: sono nulli o molto piccoli nelle prime e ultime classi di età mentre presentano valori più elevati nelle classi intermedie.

Meccanismi identici a quelli sopra descritti governano l'evoluzione della componente femminile, sia in termini di invecchiamento e mortalità che in termini di fertilità.

La messa in conto della componente migratoria viene effettuata ad ogni passo di calcolo quinquennale, sommando (o sottraendo) alle numerosità determinate con il processo naturale il valore del saldo migratorio, anch’esso disaggregato per sesso ed età.

Il modello descritto richiede molti dati di base. Oltre alla struttura della popolazione occorre conoscere la distribuzione dei coefficienti di mortalità maschile e femminile e quella dei coefficienti di fertilità relativi alla nascita di maschi e di femmine nonché la ripartizione della popolazione migratoria per sesso e classe d'età. Sarebbe inoltre necessario considerare la variazione nel tempo dei vari coefficienti, ipotizzando opportuni andamenti desunti anche sulla base dell'analisi dei dati del passato. Risulta evidente che, in assenza di dati certi relativi alla comunità esaminata, l'applicazione di questo modello può condurre a valutazioni errate.

3.1.2. Popolazione turistica I metodi di previsione dell'entità della popolazione turistica presentano spesso

incertezze di stima anche superiori a quelle della popolazione residente. Usualmente si assume come riferimento per le valutazioni la ricettività massima delle strutture ufficiali classificate (alberghi, residence e campeggi), adottando opportuni valori del tasso di utilizzazione. Questo approccio comporta tuttavia pesanti sottostime del flusso turistico soprattutto nelle zone turistiche in fase di espansione (e tra queste la maggior parte dei comuni della Sardegna) nelle quali, a fronte di una insufficiente capienza delle strutture classificate, si è sviluppata una offerta parallela costituita da abitazioni private cedute in affitto nei mesi di maggiore richiesta. L'entità di questa offerta extralberghiera non classificata, di regola caratterizzata da tassi di occupazione assai superiori ai valori usuali di cubatura pro-capite previste negli strumenti urbanistici, è spesso assai più elevata di quella delle strutture ufficiali. A titolo d'esempio, alcune stime effettuate nell'ambito della recente revisione del PRGA della Sardegna, forniscono un numero di posti letto di circa 130.000 unità nelle strutture ufficiali e valori quasi nove volte superiori nelle strutture non classificate.

In alternativa sono stati talvolta adottati dei modelli previsionali che fanno riferimento alla ricettività ottimale consentita dalla risorsa ambientale oggetto della domanda turistica (per esempio, nelle località balneari la ricettività può essere espressa in termini di numero di presenze per metro quadrato di spiaggia). Sovente tuttavia le indicazioni ottenute con

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questi metodi risultano palesemente incongruenti: per rendere fruibile una risorsa turistica potenziale occorre infatti avere un adeguato grado di urbanizzazione, di infrastrutturazione e di sviluppo di servizi per le attività ricreative, che dipendono dall'entità degli investimenti privati e dai loro tempi di attuazione, a loro volta legati all'andamento economico generale.

In situazioni quali quelle descritte, l'unica direzione perseguibile appare quella di censire con il massimo dettaglio possibile la volumetria delle strutture realizzate (o realizzabili a norma di piani regolatori) nelle zone a vocazione turistica e desumere da esse l’entità potenziale dell'utenza insediabile. Ovviamente, tale valutazione dovrà essere periodicamente aggiornata e confrontata con le stime degli enti di promozione turistica e con tutti gli indicatori (consumi elettrici, produzione rifiuti solidi etc.) ed avrà comunque una validità temporale assai più ridotta di quella assunta per la previsione della popolazione residente.

3.1.3. Indicazioni del PRGA della Sardegna Le inevitabili incertezze che caratterizzano le stime fornite dai modelli previsionali di

sviluppo della popolazione sono chiaramente illustrate dal confronto dei risultati forniti dalle successive revisioni del PRGA della Sardegna.

Popolazione residente. Nella prima versione del Piano risalente al 1966, la valutazione dello sviluppo demografico della popolazione residente era stata effettuata estrapolando sino all'anno 2015 la curva di crescita della popolazione, ottenuta interpolando per ogni comune i dati dei precedenti censimenti. Nelle due successive revisioni, la prima del 1983 e la seconda del 1997 (ancora in corso di stesura definitiva), la crescita della popolazione era stata ottenuta mediante il modello RCSM, adottando però differenti valori dei coefficienti di mortalità e fertilità. A titolo di confronto nella tabella 3.1 sono consegnati i risultati delle diverse elaborazioni relativi ad alcuni anni mentre nella figura 3.4 sono riportati gli andamenti storici e quelli forniti dai PRGA per la popolazione complessiva dell'intera regione.

Tabella 3.1 - Confronto tra le previsioni dei PRGA per la popolazione residente *.

FONTI 1991 2001 2015 2031 2041 Valori ISTAT 1638 1600 PRGA 1966 - - 2385 PRGA 1983 1885 2107 2325 2812 PRGA 1997 1638 1805 1948 2003 2125

* La popolazione è espressa in migliaia di abitanti

Come si vede, le prime due versioni del Piano forniscono per gli anni 1991 e 2001 valori nettamente superiori a quelli effettivamente riscontrati ed anche l'ultima revisione sopravvaluta, se pure in minore misura, l'entità dello sviluppo demografico.

I dati del 2015 consentono un più preciso confronto tra i tre metodi. In questo caso, le prime due versioni indicano valori di popolazione residente superiori di circa il 20% a quelli della terza versione. In particolare, quest'ultima fornisce per l'anno 2041 un valore di 2.125.000 abitanti, nettamente inferiore a quanto previsto per il 2015 ed il 2031 dalle precedenti valutazioni.

Non considerando il modello adottato nel primo Piano, basato su di un approccio totalmente empirico, le forti sopravvalutazioni della revisione del 1983 erano essenzialmente dovute a due fattori: a) i tassi di fertilità adottati erano stati desunti dalle indicazioni storiche del periodo 1963-

72 ed erano nettamente più elevati dei valori effettivamente verificatisi a partire dagli anni '80;

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b) la struttura iniziale della popolazione disaggregata per sesso e classe di età era stata desunta dal censimento del 1971 (relativo al periodo 61’-71’), che rappresentava l'ultimo dato ufficiale disponibile, mentre era già in atto da tempo un rientro di emigrati in età avanzata ed una contemporanea emigrazione di individui appartenenti alle classi di età più giovani. A causa di ciò, le effettive piramidi di età erano assai più senili di quelle adottate, con evidenti conseguenze sui coefficienti di fertilità e di mortalità.

0500

10001500200025003000

1875 1900 1925 1950 1975 2000 2025 2050 2075

anni

popo

lazi

one

dati storici PRGA 1983PRGA 1997 PRGA 1966

Figura 3.4 – Andamento storico della popolazione residente e previsioni dei PRGA.

Popolazione turistica. Differenze ancora maggiori fra i tre Piani si riscontrano nelle stime della popolazione turistica. Di seguito sono riportate le indicazioni per l'anno 2015 del primo PRGA (1966), quelle per l'anno 2031 della prima revisione (1983) ed infine le stime della effettiva presenza nell'anno 1997 e le previsioni, dichiaratamente preliminari e valide sino a circa l'anno 2015, effettuate nell'ambito della seconda revisione (1997).

Tabella 3.2 – Previsioni popolazione turistica

PRGA 1966 - previsioni presenze per il 2015 207.000 ab PRGA 1983 - previsioni presenze per il 2031 1.394.334 ab PRGA 1997 - previsioni presenze per il 2015 1.719.448 ab PRGA 1997 - stima presenze per il 1997 1.283.723 ab

Come si vede, il Piano del 1966 sottostima marcatamente l'entità della popolazione

turistica, fornendo per il 2015 un valore pari a circa 1/6 della popolazione già presente nel 1997. La revisione del 1983 era stata ottenuta considerando per ogni comune con territorio costiero il carico balneare ottimale gravante sulle spiagge e la presuntiva ricettività delle strutture alberghiere (esistenti o realizzabili) ed assumendo il maggiore tra i due valori. La stima ottenuta appare più congrua delle precedenti ma valuta probabilmente in difetto la presenza turistica complessiva del 2031 e la ripartisce sul territorio in modo troppo astratto. Sulla base della limitata attendibilità delle stime e non potendo avanzare ipotesi accettabili per orizzonti temporali lontani a causa della rapidissima evoluzione del fenomeno, la revisione ultima del 1997 fornisce una previsione a breve termine (circa 15 anni) che ammonta a poco più di 1.700.000 presenze. In particolare, tale valore è stato ottenuto facendo riferimento alla sola ricettività delle strutture ospitanti, distinte in strutture classificate (alberghi, campeggi, etc.) e non classificate (seconde case).

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3.2. Le dotazioni unitarie Una volta stimata l'entità della popolazione nell'anno assunto come orizzonte

temporale di riferimento, per calcolare la portata media annua da addurre al centro urbano occorre fissare la dotazione unitaria media annua, che rappresenta, come già accennato, la quantità d'acqua pro-capite necessaria nel giorno medio dell'anno per coprire tutti gli usi dell'acqua presenti nel centro urbano.

Un approccio ormai consolidato per tale determinazione consiste nello svolgere una analisi dettagliata dei vari usi idropotabili e nel calcolare il fabbisogno di ognuno di essi mediante valutazione diretta, attraverso il confronto con le osservazioni disponibili o anche, talvolta, con stime a corpo. La somma dei singoli fabbisogni fornisce il fabbisogno complessivo del centro urbano sulla base del quale si assegna la dotazione unitaria media annua, ovviamente di valore pari al fabbisogno trovato. E' evidente che queste determinazioni presentano un elevato grado di soggettività, per cui le relative calcolazioni sono di regola demandate ai Piani regolatori degli acquedotti che adottano procedimenti uniformi su tutto il territorio.

3.2.1. Dotazioni per la popolazione residente I differenti usi dell'acqua potabile nei centri urbani sono generalmente raggruppati in

cinque categorie principali: • usi domestici; • usi pubblici, ripartiti in:

servizi pubblici; edifici pubblici; impianti a carattere collettivo;

• usi commerciali; • usi artigianali ed industriali; • perdite e sprechi.

Gli usi domestici comprendono tutti gli usi dell'acqua effettuati nelle abitazioni private: i consumi per la preparazione dei cibi, per la pulizia personale, per il lavaggio della biancheria, per la pulizia della abitazione e per gli usi condominiali, compreso l'innaffiamento del verde privato e la pulizia degli spazi comuni. Per la valutazione dei relativi fabbisogni sono ancora spesso utilizzate le indicazioni fornite dalla Conferenza Nazionale delle Acque (CNA) del 1972, che forniscono per le tre categorie di abitazioni economico-popolari, medie e di lusso i seguenti valori: abitazioni economico popolari 105 l/ab giorno abitazioni medie 165 l/ab giorno

abitazioni di lusso 245 l/ab giorno Benché si tratti di indicazioni datate, rappresentative di una società con minori

disponibilità economiche (ad esempio i consumi di lavapiatti e lavatrici sono considerati nelle sole abitazioni di lusso), esse sono ancora utilizzabili per stimare il consumo domestico medio di un centro, adottando però una adeguata ripartizione percentuale delle tre tipologie di abitazione.

Negli ultimi decenni sono state effettuate numerose rilevazioni dei consumi domestici, che hanno fornito risultati abbastanza uniformi:

• nel 1965 indagini condotte dalla ACEA di Roma hanno fornito per le abitazioni economico-popolari 203 l/ab giorno, per quelle medie 226 e per quelle di lusso 292;

• a Milano (1998) una rilevazione dei consumi in edifici residenziali ha indicato valori compresi tra i 200 ed i 300 l/ab giorno;

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• nel 1988 una indagine effettuata a Roma su di una popolazione di 65000 abitanti ha fornito valori medi di circa 200 l/ab giorno;

• a Napoli una limitata campagna di rilevazioni su due campioni di poche centinaia di abitanti ha fornito consumi di 150 l/ab giorno nelle abitazioni popolari e di 210 l/ab giorno in quelle di lusso;

• a Ferrara (1990) una campagna su 1500 abitanti ha indicato consumi medi di 227 l/ab giorno;

• a Vicenza ed a Padova sono stati rilevati su di un periodo pluriennale consumi di 131 l/ab giorno e 161 l/ab giorno;

• una indagine svolta in 30 piccoli centri del Lazio ha fornito valori di consumo domestico compresi tra 150 e 200 l/ab giorno.

Come risulta dalle indicazioni precedenti, escludendo le situazioni più estreme, dipendenti da specificità locali, i consumi domestici sono normalmente compresi tra 150 e 200 l/ab giorno e risultano inoltre abbastanza uniformi anche in centri urbani di dimensione molto differente.

Gli usi pubblici ed i relativi fabbisogni sono assai più incerti e di difficile determinazione. Essi vengono usualmente suddivisi nei tre gruppi dei servizi pubblici, degli edifici pubblici e degli impianti a carattere collettivo. Il primo gruppo comprende i consumi idrici dei vari servizi diffusi sul territorio urbanizzato (lavaggio fogne, innaffiamento verde pubblico, lavaggio strade). I relativi fabbisogni sono usualmente stimati considerando i consumi e la frequenza delle singole operazioni e ragguagliandoli successivamente alla popolazione in modo da esprimere il risultato in l/ab giorno.

Il secondo gruppo raccoglie i fabbisogni degli edifici pubblici (locali della pubblica amministrazione, scuole, ospedali, caserme, prigioni, comunità religiose). I fabbisogni di ogni tipologia di edifici sono di solito stimati sulla base del consumo giornaliero per utente (per addetto, per scolaro, per posto letto) e della proporzione tra essi e la popolazione complessiva, in modo da esprimere anche questi valori in l/ab giorno.

Il terzo gruppo raccoglie infine gli impianti a carattere collettivo (porti, aeroporti, stazioni ferroviarie, stazioni autobus). La stima dei fabbisogni viene effettuata sulle base del numero di passeggeri e del tonnellaggio di merce trasportata e viene poi ragguagliata all'entità della popolazione. In relazione alla specificità di questi consumi, i relativi fabbisogni non compaiono necessariamente in ogni centro urbano.

Gli usi commerciali comprendono i fabbisogni degli alberghi, dei ristoranti e degli esercizi commerciali in genere. La loro entità è valutata ancora sulla base dei consumi unitari (consumo giornaliero per posto letto, consumo giornaliero per coperto, consumo giornaliero per addetto) e della densità media di queste utenze rispetto alla popolazione.

Gli usi artigianali ed industriali comprendono le attività artigianali e le piccole attività industriali diffuse nel territorio urbano. Non si considerano gli insediamenti industriali veri e propri, ancorché limitrofi al centro, in quanto essi sono usualmente serviti da un acquedotto industriale. I fabbisogni di questa categoria vengono spesso stimati sulla base di un consumo medio per addetto (dell'ordine di 50-100 l/giorno), e del numero di addetti in proporzione alla popolazione, ricavabili dai censimenti.

Nelle tabelle 3.3, 3.4 e 3.5 seguenti sono riportati, a titolo d'esempio, alcuni degli usi sopra indicati ed i valori dei relativi fabbisogni.

L'ultima voce rappresenta le perdite della rete di distribuzione. Anche in una rete correttamente gestita, le perdite ammontano usualmente a valori dell'ordine del 10% del consumo complessivo, per raggiungere valori sino al 40-50% nelle reti con insufficiente

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manutenzione. Nella stima dei fabbisogni le perdite vengono considerate pari al valore più basso sopra indicato.

Tabella 3.3 - Fabbisogni idrici dei servizi pubblici

UTENZA Fabbisogni minimi Fabbisogni massimiLavaggio serbatoi e rete (% del totale) 1 2 Cacciate in fogna (l/ab giorno) 3.1 6.0 Lavaggio strade (l/ab giorno) 2.1 5.5 Innaffiamento verde pubblico (l/ab giorno) 0.8 6.0 Fontane pubbliche (l/ab giorno) 2.0 4.0

Tabella 3.4 - Fabbisogni idrici degli edifici pubblici

UTENZA Valori minimi Valori medi Valori massimiPubblica amministrazione (l/addetto giorno)

40 60 130

Scuole (l/alunno giorno di scuola) 20 40 90 Ospedali (l/posto letto giorno) 128 768 1868 Caserme (l/addetto giorno) 160 Prigioni (l/persona giorno) 60 90 120 Comunità religiose (l/persona giorno) 50 300 600

Tabella 3.5 - Fabbisogni idrici degli usi commerciali

UTENZA Valori minimi Valori massimi Alberghi (l/posto letto giorno) 120 250 Pensioni (l/posto letto giorno) 80 150 Ristoranti (l/coperto giorno) 10 20 Bar (l/m2 giorno) 20 50

Self-service (l/m2 giorno) 25 60

I valori massimi e minimi dei fabbisogni di ogni categoria indicati nella Conferenza

nazionale delle acque del 1972 sono riportati nella tabella 3.6. I valori minimi sono relativi ai centri di minore dimensione, nei quali lo sviluppo delle utenze pubbliche, dei servizi e della struttura commerciale ed artigianale è usualmente assai limitato mentre i valori maggiori sono relativi ai centri più grandi, nei quali si concentrano una seria di attività e servizi rivolti non solamente alla popolazione residente nel centro ma anche agli abitanti dei più piccoli centri circostanti.

Tabella 3.6 - Fabbisogni per usi civili (l/ab giorno). Conferenza nazionale delle acque (1972).

USI CIVILI Valori minimi Valori massimi Usi domestici 111 160 Usi pubblici 12 60 Usi commerciali 5 55 Usi artigianali e industriali 6 70 Perdite e sprechi 16 105 Fabbisogno totale 150 450

Nell’ultima revisione del PRGA della Sardegna i centri urbani sono stati ripartiti in base

all'entità della popolazione in sei differenti classi, per ciascuna delle quali sono stati rilevati o stimati i consumi per gli usi domestici, quelli per gli usi collettivi (comprensivi degli usi pubblici e degli usi commerciali, industriali ed artigianali) e le perdite della rete. L’analisi di queste stime ha evidenziato come al crescere della popolazione corrisponda attualmente

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un incremento contenuto dei consumi domestici, che passano da 138 a 167 l/ab giorno, ed un aumento assai più elevato dei consumi collettivi, che vanno da 37 a 204 l/ab giorno.

Nella previsione dei fabbisogni all’orizzonte temporale di riferimento, si è assunta l’ipotesi che nel 2041 i consumi domestici dei piccoli e grandi centri siano della stessa entità, pari a 170 l/ab giorno, mentre i consumi collettivi presentino un marcato incremento nei centri di media dimensione e rimangano invece pressoché costanti nei centri più piccoli ed in quelli più grandi. Le perdite sono state poste per tutti i centri pari al 10% del fabbisogno complessivo. Per i nuclei e le case sparse è stato assunto per l’uso domestico lo stesso fabbisogno delle altre fasce di popolazione e si è inoltre considerato un consumo di 17 l/ab giorno per gli usi zootecnici. I valori dei singoli fabbisogni e le corrispondenti dotazioni unitarie medie annue sono riportate nella tabella 3.7.

Tabella 3.7- Fabbisogni e dotazioni unitarie per gli usi civili dei centri urbani della Sardegna (l/ab giorno).

POPOLAZIONE 0-5.000 5.000 - 10.000 10.000-30.000 30.000-100.000 >100.000 nuclei e case sparse

Usi domestici 170 170 170 170 170 170 Usi collettivi 43 84 125 210 243 17 Perdite 21 25 29 38 41 19 Dotazione unitaria 235 280 325 420 455 205

Come si vede, le dotazioni dei centri urbani adottate in Sardegna, comprese tra 235 e

455 l/ab giorno, rientrano nel campo indicato dalla CNA nel 1972. Facendo la media ponderale delle dotazioni dei centri di diversa dimensione e assumendo come pesi l'entità delle relative popolazioni, si perviene ad un valore medio regionale di circa 320 l/ab giorno, di poco inferiore alla media nazionale dei consumi pro-capite. A titolo di confronto, nella tabella 3.8 seguente sono riportati i valori dei consumi unitari medi annui nelle varie regioni italiane, ottenuti sulla base dei volumi annui erogati e dell'entità della popolazione servita da acquedotti.

Tabella 3.8 - Consumi idropotabili nel 1995 (Federgasacqua, 1995).

REGIONE Utenti serviti % Vol. erogato Mm3 Consumi unitari medi (l/ab giorno) Piemonte 87.7 333.8 243 Valle d'Aosta 35.6 6.8 445 Lombardia 71.2 889.2 384 Prov. Autonoma di Bolzano 41.6 24.3 355 Prov. Autonoma di Trento 56.4 37.8 400 Veneto 89.4 515.3 356 Friuli-Venezia Giulia 77.5 136.1 404 Liguria 92.2 133.2 239 Emilia Romagna 87.5 380.0 303 Toscana 98.4 359.2 284 Umbria 69.4 57.4 277 Marche 77.4 132.9 326 Lazio 95.3 850.0 475 Abruzzo 81.8 133.0 350 Molise 91.4 38.0 325 Campania 96.6 618.5 314 Puglia 98.4 533.7 366 Basilicata 80.2 82.9 465 Calabria 88.2 245.7 369 Sicilia 67.0 248.3 202 Sardegna 92.4 178.0 330 Media generale 85.0 5934.4 336

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E. Piga

3.2.2. Dotazioni per la popolazione turistica I consumi idropotabili della popolazione turistica sono caratterizzati da una grande

variabilità dovuta sia alle differenti tipologie degli insediamenti, che vanno dagli appartamenti, ai campeggi, alle ville ed agli alberghi, sia al grado di sviluppo dei servizi offerti agli utenti. Inoltre, la stessa valutazione del consumo pro-capite a partire dalle rilevazioni del consumo complessivo degli insediamenti, spesso conosciuto su base mensile o trimestrale, presenta elevate incertezze in relazione alla difficoltà di conoscere l'esatto ammontare delle corrispondenti presenze turistiche negli stessi periodi.

A titolo d'esempio, una indagine sui consumi idropotabili di due Consorzi turistici della Puglia comprendenti 1740 unità abitative ha fornito valori del fabbisogno unitario compreso tra 650 e 930 l/ab giorno per gli utenti in ville con giardini e valori tra 266 e 300 l/ab giorno in assenza di giardino. Una analoga indagine svolta nel biennio 1986-87 sui consumi in ville e condomini della Costa Smeralda ha fornito consumi di 845 l/ab giorno per gli utenti delle ville e di circa 130 l/ab giorno per gli utenti dei condomini. La grande differenza riscontrata è stata imputata ai consumi per gli innaffiamenti e l'ipotesi è risultata confermata dai valori desunti dal calcolo agronomico dei fabbisogni irrigui per colture floreali ed a prato.

Da questi dati risulta che i consumi degli utenti ospitati in appartamenti sono analoghi agli usuali valori assunti per l'uso domestico mentre negli insediamenti di maggior lusso, con piscine, giardini e livelli dei servizi assai più sviluppati, i consumi pro-capite sono circa tre - quattro volte più elevati.

Nell’ambito della revisione del PRGA della Sardegna sono state considerate tre tipologie di insediamenti turistici: gli alberghi, le ville ed appartamenti ed i campeggi. Le dotazioni delle prime due tipologie sono state determinate sulla base dei consumi registrati nel trimestre luglio, agosto e settembre del 2003 nel complesso alberghiero del Forte Villane e negli insediamenti della Costa Smeralda, di Geremeas e del villaggio I Nuraghi, ottenendo valori medi del consumo di 663 l/ab giorno per gli alberghi e di 442 l/ab giorno per le ville ed appartamenti mentre per i campeggi, in mancanza di rilevazioni attendibili, è stata assunta una dotazione pari al consumo domestico incrementato per i lavaggi e gli innaffiamenti, pari a 301 l/ab giorno.

Al fine di determinare la dotazione dell’utenza turistica, in quattro comuni campione, assunti a rappresentare la situazione regionale, sono stati rilevati dagli Enti provinciali per il turismo il numero di posti letto nei tre tipi di struttura ricettiva ed è stato computato il relativo fabbisogno medio. Come si vede dalla tabella 3.9, nonostante la differente composizione dell'utenza, le medie (ponderali) dei fabbisogni unitari di tutti i comuni sono risultate molto prossime a 460 l/ab giorno e tale valore è stato assunto in definitiva come dotazione unitaria per la popolazione turistica della regione.

Tabella 3.9 – Consumi della popolazione turistica in quattro centri della Sardegna.

COMUNE Posti letto totali

Posti letto in alberghi

Posti letto in ville

Posti letto in campeggi

Dotazione (l/ab giorno)

S. Teresa di Gallura 25.731 4.262 17.895 3574 460 Arzachena 42.732 7.072 32.096 3.564 468 Palau 23.405 1.033 17.068 5.304 421 Villasimius 29.129 5.948 22.236 945 484

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4. LA VARIABILITÀ DEI CONSUMI E LE PORTATE DI DIMENSIONAMENTO DELLE OPERE

Dalla conoscenza del numero di abitanti N [ab] e della dotazione unitaria d [l/ab giorno], è immediato ricavare la portata media annua Qa necessaria per la copertura dei fabbisogni di un centro urbano:

Qa = N . d / 86400 [l/s]

Il suo valore non può però essere utilizzato per il dimensionamento delle opere in quanto i consumi idrici non sono costanti durante l'anno, ma presentano valori più elevati della media in certi periodi e valori più bassi in altri periodi dell'anno. Poiché l'acquedotto deve essere in grado di alimentare il centro durante tutto l'anno, le condotte dovranno essere dimensionate per la massima portata richiesta.

In particolare, i consumi medi mensili presentano nel corso dell'anno un andamento grossolanamente sinusoidale intorno alla media annua, contraddistinto da valori più elevati durante i mesi estivi e valori più bassi durante i mesi invernali. Una tipica situazione è rappresentata nella figura 4.1, che riporta i consumi registrati nei dodici mesi del 1987 in un piccolo centro urbano della Sardegna.

50

100

150

200

250

300

ott nov dic ge

n feb mar apr

mag giu lug ago

sett

mesi

cons

umi [

mc/

gior

no]

Figura 4.1 – Consumi medi mensili di Villanovaforru nel 1987.

La portata media mensile del mese di massimo consumo Qm può essere valutata mediante il coefficiente di punta mensile cm, che rappresenta il rapporto tra la portata media mensile del mese di maggior consumo e la portata media annua:

Qm = cm Qa .

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Il valore di cm è compreso tra 1.15 ed 1.30 circa ed aumenta al diminuire della popolazione del centro. Questo andamento, regolarmente riscontrato nei centri urbani, dipende dal fatto che ad una maggiore entità della popolazione corrisponde usualmente una più ampia diversificazione del tipo di attività lavorativa, degli orari di lavoro, dei periodi di ferie e, in generale, delle abitudini personali, il che comporta di regola una minore contemporaneità dei consumi idrici e quindi un andamento più uniforme nell'arco dell'anno.

Nel mese di massimo consumo, i consumi giornalieri non sono costanti ma presentano una variabilità di tipo casuale, non correlata con l'entità della popolazione (figura 4.2).

200

220

240

260

280

300

1 11 21

giorni

cons

umi [

mc/

gior

no]

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Figura 4.2 – Consumi giornalieri nell’agosto del 1987 a Villanovaforru.

Anche in questo caso, per valutare la portata media giornaliera del giorno di massimo consumo Qg, si introduce un coefficiente di punta giornaliero cg, pari al rapporto tra la portata media del giorno di massimo consumo e portata media dello stesso mese:

Qg = cg Qm = cg cm Qa .

Il valore del coefficiente di punta giornaliero cg è dell’ordine di 1.1 – 1.15.

Esaminando infine l'andamento dei consumi orari nell'arco di una giornata, si riscontra nuovamente un andamento periodico caratterizzato da due massimi, uno nella prima mattina ed uno nella tarda serata, e due minimi, uno a metà giornata ed un secondo, assai più pronunciato, nella notte (figura 4.3). Ancora una volta, e per le medesime ragioni evidenziate per l'andamento annuo, l'entità dei valori massimi appare legata alla dimensione del centro e risulta, in proporzione alla portata media giornaliera, tanto più elevata quanto minore è il numero di abitanti. La portata media dell'ora di massimo consumo Qo può essere stimata mediante il coefficiente di punta orario co, mediante la relazione:

Qo = co Qg = co cg cm Qa .

Il valore del coefficiente di punta orario è usualmente compreso tra 1.5 e 2, a seconda delle dimensioni del centro.

29


0

5

10

15

20

25

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24

ore

cons

umi [

mc/

ora]

Figura 4.3 – Consumi medi orari nel giorno di maggior consumo (12 agosto 1987) a Villanovaforru.

Sulla base di quanto sopra esposto, in un centro urbano per il quale siano assegnate la popolazione N e la dotazione d, possiamo determinare quattro valori della portata:

• la portata media annua Qa = N . d / 86.400 [l/s] ; • la portata media del mese di massimo consumo Qm = cm Qa [l/s] ; • la portata media del giorno di massimo consumo Qg = cg Qm [l/s] ; • la portata media dell’ora di massimo consumo Qo = co Qg [l/s] .

Si pone quindi il problema di quale portata debba essere utilizzata per il dimensionamento delle condotte e delle opere di un sistema d'acquedotto. E' evidente che la condotta d'avvicinamento e le tubazioni della rete di distribuzione, poste a valle del serbatoio, devono essere in grado di svolgere un efficiente servizio anche nell'ora di massimo consumo e, corrispondentemente, devono essere dimensionate per la portata Qo. Viceversa, come più ampiamente illustrato nel seguito, l'acquedotto esterno può essere dimensionato per la portata media del giorno di massimo consumo Qg, assai inferiore a Qo. Il corretto funzionamento del sistema è infatti assicurato dalla regolazione delle portate svolta dal serbatoio: durante le ore notturne, nelle quali la portata uscente dal serbatoio (pari al consumo del centro) è inferiore alla portata entrante (pari alla media giornaliera), il serbatoio verrà invasato accumulando il volume corrispondente alla differenza tra le due portate, mentre durante le ore diurne, nelle quali il consumo è superiore alla media, esso verrà svasato.

Nel PRGA della Sardegna sono stati assunti i valori dei tre coefficienti di punta riportati nella tabella 4.1.

Tabella 4.1 – Coefficienti di punta mensili, giornalieri ed orari del PRGA della Sardegna.

Popolazione < 5.000 5 – 10.000 10 – 30.000 30 – 100.000 > 100.000 Nuclei e case sparse

Coeff. Cm 1,30 1.25 1.20 1.15 1.15 1.30 Coeff. Cg 1.15 1.15 1.15 1.15 1.15 1.15 Coeff. Co 2.0 2.0 1.7 1.5 1.5 2.0

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Corrispondentemente, le dotazioni unitarie medie annue e quelle del giorno di massimo consumo adottate in Sardegna per la popolazione residente risultano:

Tabella 4.2 – Dotazioni unitarie del PRGA della Sardegna [l/ab giorno].

Popolazione < 5.000 5 – 10.000 10 – 30.000 30 – 100.000 > 100.000 Nuclei e case sparse

dotazione unitaria media annua

235 280 325 420 455 205

dotazione giorno di massimo consumo

350 400 450 550 600 300

Per quanto riguarda invece la popolazione turistica, poiché i valori rilevati erano già

relativi al periodo estivo di maggior consumo, si è assunta direttamente senza ulteriori incrementi la dotazione di 460 l/ab giorno indicata nel paragrafo precedente.

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5. GLI SCHEMI DI APPROVVIGIONAMENTO DEI CENTRI URBANI

Una volta definita la portata da addurre al centro urbano, prima di procedere allo studio del tracciato ed al dimensionamento delle condotte occorre definire la quota massima del pelo libero, l'ubicazione planimetrica, il tipo costruttivo e la capacità del serbatoio, che costituisce l'estremo di valle dell'acquedotto esterno. Anche se il centro urbano è già dotato di una struttura d'accumulo ancora in grado di svolgere il servizio, assai sovente essa risulta però inadeguata o per insufficiente capacità, a causa degli aumentati consumi, o per insufficiente quota, in quanto il centro urbano si è esteso in zone più elevate, e si rende quindi necessario realizzare un serbatoio sostitutivo o integrativo di quello esistente.

Nel seguito faremo riferimento unicamente agli schemi d'approvvigionamento più semplici, costituiti da un unico serbatoio, a terra o sopraelevato, che alimenta a gravità il centro urbano. In particolare, sarà dapprima illustrato lo schema più comune, costituito da un serbatoio di testata, mentre sarà successivamente esaminato il sistema composto da un torrino piezometrico ed un serbatoio d'estremità (figura 5.1). Per evidenti ragioni di semplicità, faremo inoltre riferimento ad una rete di distribuzione semplificata, costituita da una unica condotta distributrice (condotta equivalente) con diametro, scabrezza e portata distribuita uniformi lungo il percorso. Corrispondentemente, la rete di linee piezometriche sovrastanti la rete distributrice reale sarà costituita, nel nostro caso, da una sola linea piezometrica.

Figura 5.1 – Approvvigionamento con serbatoio di testata e con torrino piezometrico e serbatoio d’estremità.

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5.1. Il sistema di approvvigionamento con serbatoio di testata

5.1.1. Quota di sfioro e localizzazione planimetrica del serbatoio Il serbatoio al servizio di un centro urbano deve essere posizionato ad una quota

sufficiente ad alimentare a gravità anche i piani più alti dei fabbricati, senza però sottoporre inutilmente la rete ad eccessive pressioni che, senza migliorare il servizio, aumenterebbero le perdite idriche. Per fissare la quota massima del pelo libero nel serbatoio, detta quota di sfioro, conviene esaminare preliminarmente l'andamento delle piezometriche nelle varie ore della giornata.

La piezometrica dell'unica condotta equivalente, che rappresenta schematicamente la rete distributrice, non rimane fissa durante la giornata ma presenta delle oscillazioni con periodicità giornaliera legate all'escursione di livello nel serbatoio ed alle variazioni della portata erogata e delle corrispondenti perdite di carico. In particolare, la piezometrica più bassa di tutte si verifica in condizioni di serbatoio completamente vuoto e contemporanea erogazione della portata massima mentre la piezometrica più elevata corrisponde a condizioni di serbatoio pieno e minima portata erogata. Nell'arco della giornata, al variare dell'entità del consumo e del grado di riempimento del serbatoio, la piezometrica passa con gradualità da una situazione all'altra.

Per avere pressioni adeguate nei piani più alti, il punto più basso della piezometrica dovrà sovrastare il filo di gronda dell'edificio più critico del centro urbano di un franco di alcuni metri. Contemporaneamente, occorre però contenere sia la pressione massima che, soprattutto, l'entità dell'oscillazione della piezometrica tra la condizione di serbatoio pieno e minima portata e quella di serbatoio vuoto e massima portata erogata. Infatti, elevate oscillazioni giornaliere della pressione cimentano eccessivamente sia i giunti tra i tubi che gli allacci alle singole utenze, la cui tenuta viene rapidamente compromessa.

Un accettabile compromesso tra le diverse esigenze si consegue assegnando un franco minimo di 5 m, da adottare con edifici di moderata altezza (sino a circa tre piani fuori terra), crescente con l'altezza del fabbricato sino a valori massimi dell'ordine di 8-10 m. L'oscillazione della piezometrica, compresa l'escursione del pelo libero nel serbatoio, deve essere di norma compresa entro i 12-15 m. In considerazione del miglioramento degli elementi di tenuta dei giunti, a fronte di reti molto sviluppate e caratterizzate da forti perdite di carico, vengono talvolta assunti valori più elevati, ma comunque contenuti entro i 20 m. La quota del filo di gronda della casa più critica viene determinata considerando il fabbricato di altezza massima consentita dal piano regolatore, supposto realizzato nel punto più elevato del territorio urbano. Nell'identificare tale edificio si prescinde tuttavia da eventuali fabbricati di altezza eccezionale, i quali dovranno essere alimentati mediante impianti di sollevamento privati, che garantiscano la pressione necessaria anche ai piani più alti. Il limite superiore del carico sulla rete in condizioni idrostatiche è attualmente assunto pari a circa 70 m. Superando tale valore occorre prevedere specifiche soluzioni, adottando, ad esempio, reti separate che alimentano le zone del centro a quote differenti o inserendo nella rete delle valvole riduttrici del carico piezometrico.

Sulla base di quanto esposto, la quota di sfioro del serbatoio viene valutata semplicemente come somma della quota massima del terreno nel territorio urbanizzato più l'altezza massima del fabbricato edificabile a norma di piano regolatore più ancora il franco e l'oscillazione (figura 5.2). A queste ultime grandezze il progettista dell'adduttrice deve assegnare i valori conformemente alle indicazioni sopra esposte.

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Figura 5.2 – Determinazione della quota di sfioro del serbatoio.

Occorre ancora osservare, tuttavia, che questo procedimento implica che siano considerate nulle le perdite di carico relative all'erogazione delle portate minime notturne. Questa approssimazione è generalmente accettabile, soprattutto nei piccoli centri, in considerazione del fatto che la portata nell'ora di massimo consumo può anche essere pari a dieci volte la portata minima notturna (portata massima pari a due volte la media giornaliera e portata minima pari a un quinto della media). Corrispondentemente, il rapporto tra le perdite di carico, proporzionali al quadrato della portata, è dell'ordine di cento a uno. Se l'oscillazione complessiva è assunta pari a 15 m e l'escursione di livello nel serbatoio è di 5 m, l'entità delle perdite di carico massime è circa pari a 10 m e quella delle perdite notturne ammonta quindi a soli 10 cm. Trascurare il suo valore non modifica pertanto il grado di approssimazione con il quale sono state stimate le varie grandezze. Nei centri urbani di maggiori dimensioni, nei quali il rapporto tra le portate massime e minime è assai più ridotto, le perdite di carico minime notturne non sono più trascurabili ed il loro valore deve essere oggetto di una specifica valutazione.

Una volta determinata la quota del serbatoio, occorre ricercare nelle immediate prossimità del centro urbano e, possibilmente, nella stessa parte dalla quale arriva la condotta adduttrice, un'altura che presenti nel suo versante un sito di quota circa pari o di poco inferiore a quella di sfioro precedentemente determinata, atto alla costruzione di un serbatoio a terra (interrato o seminterrato), nettamente più economico di una struttura sopraelevata. Per contenere la lunghezza ed il costo della condotta di avvicinamento nonché l'entità delle relative perdite di carico che comportano un aumento dell'oscillazione piezometrica, la località prescelta non deve distare dal nodo più prossimo della rete più di 1,5-2 km circa. Superando tale valore, si preferisce usualmente orientare la scelta verso un serbatoio di tipo pensile, per il quale si presceglie una località posta direttamente in periferia al centro urbano. Solo in condizioni eccezionali, allorquando sia imposta l'adozione di una struttura interrata (per esempio per l’esistenza di vincoli ambientali) si supera questo limite ubicando il serbatoio ad una distanza dal centro anche di molto superiore ai valori limite sopra indicati.

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E. Piga

5.1.2. Capacità e tipo costruttivo del serbatoio La capacità di un serbatoio può essere determinata sulla base delle differenti funzioni

assolte: la regolazione delle portate, la riserva per le interruzioni dell'adduzione e la riserva per il servizio antincendio.

Regolazione delle portate. Come già accennato, l'importanza di questa funzione risiede nel fatto che essa consente di dimensionare la condotta adduttrice per valori di portata inferiori a quelli adottati per dimensionare la distributrice. Infatti, mentre la distributrice dovrà essere necessariamente dimensionata per la massima portata oraria del giorno di massimo consumo, la condotta adduttrice, grazie alla presenza del serbatoio, potrà essere dimensionata per il valore medio giornaliero del giorno di massimo consumo. Ciò comporta dimensionare questa condotta per portate assai minori di quelle della distributrice e tale risparmio compensa ampiamente il costo di realizzazione del serbatoio. La capacità necessaria per questa funzione dipende dalla forma del diagramma giornaliero dei consumi ed è pari a circa il 15-25% del fabbisogno giornaliero.

Non è viceversa conveniente fare una regolazione annuale, e cioè alimentare il serbatoio con la portata media annua accumulando durante l'inverno la differenza tra la portata media annua ed il consumo invernale ed utilizzando tale volume durante il periodo estivo di consumi più elevati. Anche a prescindere dagli ovvi problemi di potabilità legati ad una lunga permanenza dell’acqua nel serbatoio, l'enorme capacità necessaria e l’elevato costo del serbatoio confrontato con il modesto risparmio nel dimensionamento delle condotte, rende infatti in questo caso antieconomico il provvedimento.

Riserva a fronte d'interruzioni di servizio dell'adduttrice. La capacità necessaria per far fronte alle interruzioni di servizio dell'adduzione dipende dal tempo richiesto per l’individuazione del guasto, l'intervento manutentivo ed il riavvio del sistema e questi fattori dipendono a loro volta dal tipo di materiali delle condotte, dai diametri, dalle caratteristiche del tracciato e, negli acquedotti con sollevamenti, dalle interruzioni della alimentazione elettrica delle pompe. Questa funzione richiede una capacità di 1/3 -1/4 del fabbisogno giornaliero.

Riserva per lo spegnimento degli incendi. Non esistono al proposito precise indicazioni legislative. Per piccoli centri il volume di riserva viene valutato sulla base del consumo di due idranti con portata di 8 l/s cadauno in funzione per 5 ore, che corrisponde a circa 300 m3. Per centri di maggiori dimensioni viene ancora adottata l'espressione suggerita da Conti, che considera una portata pari a 6 P1/2 l/s da erogare per 5 ore, dove P è la popolazione espressa in migliaia di abitanti. In questo caso, un centro di 30.000 abitanti richiederebbe un volume di circa 600 m3. Per grandi città si suggerisce di considerare portate dell'ordine di 200 l/s, equivalenti a 4 idranti da 50 l/s in funzione contemporanea.

In considerazione delle elevate incertezze nelle determinazioni dei volumi per la regolazione e la riserva, è diffusa la prassi di fissare direttamente la capacità complessiva, commisurandola all'entità del fabbisogno del giorno di massimo consumo. In particolare, il PRGA della Sardegna suggerisce di adottare i valori riportati nella tabella seguente:

Tabella 5.1 – Capacità dei serbatoi urbani previste nel PRGA della Sardegna.

popolazione (ab) capacità (mc) popolazione (ab) capacità (mc)

< 287 100 da 10.001 a 30.000 3.000+0.450 (ab-10.000) 0.75

da 287 a 2.000 100+0.350 (ab-286) 1.00 da 30.001 a 100.000 9.750+0.550 (ab-30.000) 0.50

da 2.001 a 5.000 700+0.350 (ab-2.000) 0.75 oltre 100.000 29.000+0.600 (ab-100.000) 0.50

da 5.001 a 10.000 1.500+0.400 (ab-5.000) 0.75 zone turistiche sino a 10.000 ab e raggio servizio < 3 km

50% della dotazione turistica

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5.2. Il sistema di approvvigionamento con torrino piezometrico e serbatoio d'estremità

Allorquando le alture atte ad ospitare un serbatoio di tipo interrato si trovano, rispetto al centro urbano, dalla parte opposta alla direttrice d'avvicinamento dell'acquedotto esterno, lo schema di approvvigionamento costituito da un serbatoio di testata comporta elevati costi di realizzazione. In questo caso, infatti, occorre aggirare con la condotta adduttrice il territorio urbanizzato e ritornare quindi indietro verso il centro, affrontando i costi derivanti dalla maggiore lunghezza delle condotte e dai numerosi manufatti d'attraversamento della rete viaria, di regola assai densa in prossimità agli insediamenti urbani. Se invece si prevede l'impiego di un serbatoio pensile ubicato nel lato d'arrivo dell'adduttrice si evitano questi oneri ma occorre realizzare una struttura d'accumulo di costo più elevato.

In tali situazioni viene talvolta adottato, in alternativa, uno schema costituito da un torrino piezometrico, posto dal lato d'arrivo della condotta foranea e da essa alimentato, ed un serbatoio d'estremità ubicato nel lato opposto ove l'altimetria offre siti favorevoli, collegato al torrino attraverso la stessa rete di distribuzione (vedi figura 5.3).

Figura 5.3 – Alimentazione di un centro mediante torrino piezometrico e serbatoio d’estremità.

Il funzionamento di questo schema è intuitivo. Il torrino, posto all'estremità della adduttrice, è alimentato dalla portata media giornaliera e, non avendo una significativa capacità d'accumulo, eroga sempre verso la rete una portata pari a quella entrante. Nelle

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E. Piga

ore con consumo inferiore alla portata media giornaliera (ore notturne), una parte della portata uscente dal torrino viene distribuita lungo la rete alle utenze mentre la restante parte viene immessa nel serbatoio. Nelle ore con consumo superiore alla media (ore diurne), la portata erogata dal torrino non è sufficiente a coprire l'intero consumo e viene integrata dalla portata proveniente dal serbatoio, che viene corrispondentemente svasato.

Per esaminare l'andamento delle piezometriche nelle diverse condizioni di funzionamento sopra indicate, conviene fare riferimento ad una rete di distribuzione semplificata, consistente in una unica condotta equivalente lunga L, con diametro D e con caratteristiche uniformi lungo tutta la condotta, la cui cadente in una generica sezione con portata Q, espressa mediante la relazione monomia del Contessini, risulta J = K.Q2/Dn. Per semplicità, inoltre, si supponga di trascurare le condotte d'avvicinamento al torrino ed al serbatoio, come se l'insieme di condotte d'avvicinamento e rete di distribuzione consistessero in una unica tubazione che collega i due manufatti ed effettua servizio di distribuzione lungo tutta la sua lunghezza. Tale condotta viene considerata equivalente alla rete di distribuzione effettiva nella misura in cui, a parità di portata erogata, determina la stessa perdita di carico (o la stessa differenza delle quote piezometriche) tra i due manufatti. Ovviamente, occorre che i parametri D, L e K che governano le perdite della condotta equivalente abbiano degli opportuni valori, o meglio, come sarà più chiaro nel seguito, che abbia un corretto valore l'aggruppamento K L / Dn , dal quale dipende l’entità delle perdite.

In un generico istante della giornata nel quale il consumo P del centro è inferiore o uguale alla portata Q uscente dal torrino, l'altra estremità della condotta è interessata da una portata pari alla differenza Q - P diretta verso il serbatoio. Considerando un'asse delle ascisse lungo la condotta con origine nel torrino ed orientato verso il serbatoio, la portata qx e la cadente Jx in una generica sezione x risultano:

qx = Q - p . x ; Jx = K . (Q - p . x)2 / Dn ,

dove si è indicato con p la portata erogata per unità di lunghezza della condotta, pari a P/L. Indicando con Ht ed Hs le quote dei peli liberi nei due manufatti (figura 5.4), la quota piezometrica Hx nella sezione considerata si ottiene integrando lungo il tratto di lunghezza x la perdita di carico infinitesima Jx

. dx . Il suo valore è espresso dalla parabola cubica:

⋅⋅−

⋅+

⋅−= xpQxpQ

DxKHH ntx 3

222 ,

Figura 5.4 – Andamento della piezometrica lungo la condotta equivalente.

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mentre la perdita di carico complessiva della condotta, pari ad Ht - Hs , risulta:

⋅−+

⋅=− PQPQ

DLKHH nst 3

22 .

In particolare, quando il consumo P è nullo la condotta effettua servizio di solo trasporto e la piezometrica presenta un andamento rettilineo. In queste condizioni la perdita di carico complessiva è rappresentata dalla relazione:

n

2

st DQLKHH ⋅⋅

=− .

Al crescere di P la piezometrica presenta una curvatura sempre più marcata e le perdite di carico della condotta diminuiscono progressivamente. Allorquando il consumo P è pari alla portata immessa Q, la condotta effettua servizio di sola distribuzione e la linea piezometrica ha tangente orizzontale al suo estremo di valle (JL=0). Le perdite di carico complessive sono ora pari ad un terzo di quelle di solo trasporto e valgono:

nst DQLKHH

⋅⋅⋅

=−3

2

.

All’aumentare del consumo P da zero a Q, le piezometriche tracciate a partire da uno stesso livello nel serbatoio e le corrispondenti quote del pelo libero nel torrino risultano quindi sempre meno elevate (figura 5.5).

Figura 5.5 – Andamento della piezometrica con consumo P inferiore o uguale alla portata media giornaliera Q.

Allorquando invece il consumo P è superiore a Q, la portata erogata dal torrino alimenta solo quella parte del centro più prossima al manufatto il cui consumo complessivo è pari alla portata media giornaliera mentre la restante parte del centro è alimentato da una portata pari a P - Q derivata dal serbatoio. La sezione della condotta che separa le due zone (sezione neutra) è ubicata ad una distanza dal torrino pari a L' = L.Q/P e ad una distanza dal serbatoio pari ad L'' = L (P-Q)/P, proporzionali al rapporto tra la portata entrante in condotta dalla estremità corrispondente ed il consumo complessivo P. In questo caso la linea piezometrica presenta un andamento decrescente dal torrino sino alla sezione neutra, ove ha cadente nulla, ed un andamento crescente da questo punto sino al serbatoio. Entrambi gli andamenti sono descritti dalle equazioni di terzo grado sopra illustrate.

38

E. Piga

Indicando con Hc la quota piezometrica nel punto neutro, la perdita di carico complessiva nel tratto di condotta dal torrino al punto neutro è pari a:

nnct DPQLK

DQ'LKHH

⋅⋅⋅⋅

=⋅

⋅⋅=−

33

32

,

mentre, nel tratto dal serbatoio al punto neutro, essa vale:

( ) ( )nncs DPQPLK

DQP"LKHH

⋅⋅−⋅⋅

=⋅

−⋅=−

33

32

.

La differenza tra le quote dei peli liberi nei due manufatti risulta pertanto espressa dalla relazione:

( )( )nst DP

QPQLKHH⋅⋅

−−⋅⋅=−

3

33

.

Al crescere del consumo P, la portata P - Q immessa in condotta dal lato del serbatoio aumenta e la posizione del punto neutro si sposta verso il torrino piezometrico; contemporaneamente aumentano le perdite di carico nel tratto dal serbatoio al punto neutro e diminuiscono quelle verso il torrino. In particolare, in corrispondenza ad un consumo P < 2 Q il livello del pelo libero nel torrino è superiore a quello del serbatoio, allorquando P = 2 Q i livelli nei due manufatti sono uguali mentre allorquando P > 2 Q il livello del pelo libero nel serbatoio è superiore a quello nel torrino. Come indicato nella figura 5.6, a parità di quota del pelo libero nel serbatoio, la linea piezometrica ed il pelo libero nel torrino si abbassano all'aumentare del consumo.

Figura 5.6 – Andamento della piezometrica con consumo P pari o superiore alla portata media giornaliera Q.

Sulla base di quanto esposto, è immediato individuare le due piezometriche estreme che si possono determinare nel sistema: la più alta si presenta in condizioni di minimo consumo notturno Pmin e serbatoio completamente pieno mentre la più bassa si verifica con serbatoio vuoto e massimo consumo diurno Pmax (vedi figura 5.7). Qualunque condizione di consumo e di livello nel serbatoio dà luogo a linee piezometriche comprese tra questi due estremi.

Poiché la progettazione dell'acquedotto esterno comprende anche, come già detto precedentemente, il dimensionamento del serbatoio e del torrino piezometrico, occorre determinare la posizione planimetrica e la quota di sfioro dei due manufatti. A questo scopo, conviene fare sempre riferimento allo schema semplificato rappresentato dalla

39


condotta equivalente, determinando il valore del termine K.L/Dn da cui dipendono le dissipazioni di energia nella condotta.

A questo scopo, consideriamo il sistema rappresentato nella figura 5.7, dove sono state indicate con Ht, H't , Hs e H's rispettivamente i livelli massimi e minimi nel torrino piezometrico e nel serbatoio.

Figura 5.7 – Determinazione dei livelli massimi del pelo libero nel torrino e nel serbatoio.

Sulla base di quanto detto sopra, le differenze di livello idrico nelle due strutture sono espresse dalle relazioni:

⋅−+

⋅=− minPQminPQ

DLKHH nst 3

22 ;

( )( )33

3QmaxPQ

maxPDLKHH n

's

't −−

⋅⋅⋅

=− .

La differenza tra le due relazioni fornisce l'espressione:

( ) ( ) ( )

⋅−−

−

⋅−+

⋅=−−−

maxPQmaxPQminPQminPQ

DLKHHHH n

'ss

'tt 33

3322 ,

nella quale i due termini a sinistra del simbolo di uguaglianza rappresentano rispettivamente la massima oscillazione tra le due piezometriche e l'escursione di livello nel serbatoio mentre il termine a destra è pari al prodotto di K.L/Dn per una funzione nota della portata media giornaliera Q e dei consumi massimi e minimi Pmax e Pmin del centro urbano. Come già discusso a proposito della definizione della quota di sfioro di un serbatoio di testata, alla massima oscillazione si assegnano valori di circa 12-15 m mentre all'escursione di livello nel serbatoio valori pari a circa 4-5 m. Essendo noti (o facilmente ipotizzabili) i massimi e minimi valori dei consumi del centro, la relazione precedente consente di calcolare il termine K.L/Dn, che caratterizza le perdite di carico della condotta equivalente. Il calcolo dei massimi livelli delle due strutture è ora banale. Con riferimento alla figura 5.7, per ottenere la massima quota del pelo libero nel torrino si sommano alla quota del filo di gronda della casa più critica il franco, le perdite di carico del tratto compreso tra il punto neutro ed il torrino e la massima oscillazione Ht - H't mentre, per ottenere il massimo livello nel serbatoio, si sommano la quota del filo di gronda, il franco,

40

E. Piga

le perdite di carico nel tratto di condotta dal punto neutro al serbatoio e l'escursione di livello Hs - H's in quest’ultima struttura.

41


6. LO STUDIO DEL TRACCIATO

Lo studio del tracciato di un acquedotto, come peraltro tutta la progettazione, si articola solitamente in fasi successive di maggior dettaglio e viene sempre rappresentato mediante due elaborati grafici, la planimetria ed il profilo, che ne indicano rispettivamente l'andamento planimetrico e l'andamento altimetrico. La planimetria identifica sulla cartografia il percorso prescelto mentre il profilo rappresenta l'andamento altimetrico del terreno e della condotta nonché le principali caratteristiche idrauliche dell'opera. Nel profilo le scale delle lunghezze e delle altezze sono differenti; la prima è pari a quella della planimetria mentre la seconda si assume di solito 10 volte maggiore, al fine di esaltare l'andamento altimetrico naturale.

Nel progetto preliminare vengono stabilite le caratteristiche più significative dell’opera al fine di assicurare la fattibilità dell’intervento in ordine ai vincoli di qualunque natura (ambientali, geologici, idraulici, idrologici, artistici, archeologici) interferenti sulle aree interessate. In particolare il tracciato di massima dell’acquedotto viene definito sulla base delle indicazioni cartografiche integrate da specifici sopralluoghi in campagna e viene rappresentato mediante una planimetria in scala 1:5000 ed un profilo in scala 1:5000/1:500.

Il progetto definitivo deve contenere tutti gli elementi richiesti per il rilascio delle autorizzazioni necessarie alla esecuzione delle opere. In questa fase deve essere individuata la soluzione definitiva, anche apportando giustificate variazioni alle indicazioni contenute nel progetto preliminare. Il tracciato deve essere individuato sul terreno mediante strumenti topografici e con l’ausilio di restituzioni aereofotogrammetriche e deve essere rappresentato mediante una planimetria in scala 1:2000 e un profilo in scala 1:2000/1:200. Per redigere il Piano particellare degli espropri con l’elenco delle ditte da espropriare, il tracciato deve essere identificato anche sulle mappe catastali.

Il progetto esecutivo definisce compiutamente ed in ogni particolare architettonico, strutturale ed impiantistico l’intervento da realizzare nel pieno rispetto del progetto definitivo e delle prescrizioni dettate in sede di rilascio delle autorizzazioni e dei pareri di conformità. In assenza di specifiche indicazioni, il tracciato previsto nel progetto definitivo non subirà in generale variazioni e gli elaborati che lo rappresentano saranno conformi a quelli della fase progettuale precedente.

Il fine dello studio del tracciato è quello di identificare la soluzione di minore costo, a parità di fattibilità tecnica; quindi, in generale, quella di minor lunghezza dell'acquedotto. Non succede però pressoché mai di poter adottare per l'acquedotto il tracciato rettilineo che congiunge la risorsa con il punto di consegna in quanto gli ostacoli posti dal territorio attraversato impongono di regola deviazioni anche rilevanti al percorso di minima lunghezza.

42

E. Piga

Figura 6.1 – Tracciato e profilo di un acquedotto.

43


6.1. I fattori che influenzano la scelta del tracciato Il fattore più importante che condiziona la scelta del tracciato è costituito dall'altimetria

del territorio attraversato dalle condotte. Ad esempio, se in un acquedotto a gravità il percorso più diretto interessa un territorio montuoso di quota pari o superiore a quella di partenza, le alternative possibili consistono in:

• realizzare una galleria a quota tale da consentire un funzionamento in pressione della condotta;

• disporre una stazione di sollevamento che sollevi l'acqua ad una vasca di carico ubicata ad una quota opportuna;

• aggirare lateralmente la zona ad elevata altimetria passando in terreni a quota minore ma aumentando la lunghezza del tracciato.

Dei tre possibili provvedimenti, il più oneroso è sicuramente quello di realizzare una galleria, cosicché tale soluzione viene adottata solamente in situazioni particolari, dopo avere escluso la fattibilità e la convenienza delle altre alternative. Più comune è la soluzione di ricorrere ad un sollevamento, che presenta tuttavia l'inconveniente di costi di gestione elevati, legati al consumo di energia elettrica delle pompe. La soluzione più conveniente è usualmente rappresentata da un aggiramento dell'ostacolo, che spesso comporta un limitato incremento della lunghezza complessiva del percorso.

L'andamento altimetrico condiziona la scelta del tracciato anche per un'altra ragione. E' imperativo negli acquedotti evitare situazioni di depressione anche lieve nelle condotte, che potrebbero comportare, a causa delle inevitabili lesioni della tenuta dei giunti, l'introduzione di acqua di falda entro le tubazioni. A questo scopo la quota piezometrica deve essere superiore al piano di campagna di almeno 2-3 m, garantendo che la pressione in condotta sia sempre maggiore di quella della falda. Questo vincolo può comportare situazioni piezometriche inaccettabili anche a fronte di andamenti del terreno sempre decrescenti da monte a valle, come indicato nell'esempio di figura 6.2.

Figura 6.2 – Possibili situazioni di condotte in depressione negli acquedotti a gravità.

Un secondo fattore da considerare nello studio del tracciato è costituito dalla natura del suolo. In particolare, le principali cause che possono richiedere allungamenti del percorso per evitare di attraversare terreni sfavorevoli alla posa di un acquedotto consistono in:

• formazioni rocciose. La presenza di formazioni rocciose affioranti comporta un aggravio significativo dei costi, specialmente in prossimità dei centri urbani ove è vietato l'uso di mine. Uno scavo in roccia da mina presenta un costo a metro cubo 2-3 volte superiore a quello in terreno sciolto, mentre raddoppia ulteriormente nel caso di roccia dura senza l'uso di esplosivi. In tali condizioni è di regola giustificato un allungamento anche sensibile del percorso che consenta di evitare queste zone.

44

E. Piga

• zone franose. L'attraversamento di zone franose è di regola da evitare. La condotta, posata su terreno instabile sarebbe soggetta a continue rotture e richiederebbe continui ed onerosi interventi manutentivi.

• terreni cedevoli. Sono ancora da evitare i percorsi in terreni cedevoli. In questi casi, infatti, il maggior costo risiede nella necessità di dotare le condotte, soprattutto se di grande diametro, di adeguate strutture di fondazione.

• terreni acquitrinosi. Anche i terreni acquitrinosi comportano spesso oneri costruttivi legati alla presenza di acqua ed ai conseguenti provvedimenti da adottare durante lo scavo e la posa delle condotte. In queste situazioni si ricorre talvolta a pose superficiali, tumulando in rilevato le tubazioni per conferire loro un minimo di protezione termica e meccanica.

• terreni aggressivi. Una caratteristica spesso associata alle zone acquitrinose, ma presente anche in altre formazioni, è l'aggressività del terreno. La presenza di terreni molto aggressivi condiziona la scelta del materiale costituente le condotte e, allorquando si debbano adottare condotte in materiali metallici, comporta l'adozione di accorgimenti costosi sia nella fase di costruzione che in quella di gestione dell'acquedotto.

Nello studio del tracciato occorre tenere inoltre conto dell'uso del suolo, sia in relazione all'esistenza di vincoli di tipo ambientale, paesaggistico, artistico, archeologico o di destinazione d'uso (per esempio le aree cimiteriali), sia in relazione agli oneri d'esproprio. E' sempre preferibile allungare il percorso per evitare gli alti costi d'esproprio di terreni destinati ad aree fabbricabili o interessati da colture pregiate, ed è buona norma, in fase definitiva, studiare dei tracciati che passino lungo i confini aziendali al fine di limitare il danno alle aziende interessate.

Poiché l'attraversamento di corsi d'acqua, di strade con forte traffico veicolare e di ferrovie comporta la realizzazione di opere di costo elevato, occorre limitare al massimo il loro numero: se il tracciato più diretto richiede, ad esempio, un doppio attraversamento di una ferrovia è di regola economicamente più conveniente allungare anche significativamente il percorso piuttosto che realizzare i due manufatti. Per la stessa ragione, dovendo realizzare un partitore in prossimità di un attraversamento, è conveniente disporre il manufatto di ripartizione dopo quello di attraversamento.

Figura 6.3 – Tracciato con un partitore ubicato dopo l’attraversamento.

Allorquando il tracciato è prossimo a percorsi stradali, soprattutto se rettilinei, è conveniente affiancare l'acquedotto al tracciato della strada. Con tale disposizione si

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conseguono più vantaggi: si espropria una fascia di terreno adiacente al confine limitando il danno alle aziende agricole, si possono spesso utilizzare direttamente i ponti stradali per attraversare corsi d'acqua sospendendo con apposite mensole le condotte all'esterno delle spallette e si rende più agevole sia la costruzione che la successiva gestione, grazie alla possibilità di utilizzare per gli accessi le strade invece che la pista aperta durante la costruzione, che dopo pochi anni risulta sovente di difficile percorribilità.

Figura 6.4 – Tracciato affiancato ad una strada.

Nelle linee di rilevante lunghezza (alcune decine di km), può essere utile inserire lungo il tracciato delle vasche di disconnessione a pelo libero. Ovviamente, affinché sia possibile la realizzazione di manufatti di costo limitato, occorre che il tracciato sia studiato in modo tale che in questi punti la quota del terreno sia prossimo alla quota piezometrica. Questa disposizione offre alcuni vantaggi, consistenti in una più facile regolazione delle portate trasferite ed in un minor carico a cui sono sottoposte le condotte delle tratte di valle in condizioni idrostatiche, il che consente l'impiego di tubazioni di caratteristiche meccaniche inferiori e di minor costo. A fronte di questi vantaggi, tuttavia, l'inserzione di peli liberi lungo il percorso limita l’elasticità di funzionamento del sistema e rende più complessa la possibilità di trasferire portate superiori a quelle di progetto, come talvolta si rende necessario a causa i imprevisti sviluppi dell’utenza servita. Nell’esempio riportato nella figura 6.5, l’ultima tratta dell’acquedotto in prossimità del serbatoio è sottoposta, in assenza di vasche di disconnessione, ad un maggior carico pari ad bγ.

Figura 6.5 –Andamento delle piezometriche con e senza disconnessioni lungo il percorso.

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E. Piga

6.2. Il tracciato degli acquedotti con sollevamenti Nel caso in cui l’andamento altimetrico del terreno richieda l’adozione di un impianto di

sollevamento, nello studio del tracciato occorre considerare oltre i fattori precedentemente illustrati anche i problemi legati alla presenza dell’impianto ed alla sua localizzazione lungo la linea. Per illustrare i principali aspetti consideriamo il caso elementare di un acquedotto al servizio di un solo centro urbano, il cui serbatoio abbia una quota del pelo libero superiore a quella di partenza.

Distinguiamo innanzi tutto due casi: • nel percorso dal punto di approvvigionamento a quello di consegna il terreno

presenta un andamento con quote sempre crescenti; • il terreno presenta quote dapprima decrescenti e poi crescenti. Nel primo caso, per evitare che la piezometrica intersechi il terreno e la condotta sia in

depressione, è ovviamente necessario disporre la stazione di sollevamento all'inizio del tracciato. Se la lunghezza della condotta premente è contenuta (sino a qualche km), l'adozione di tale soluzione non presenta particolari problemi. Se invece la condotta premente risultasse di lunghezza elevata, sarebbe conveniente deviare il tracciato in modo da raggiungere un punto a quota più elevata del serbatoio d'arrivo e posizionarvi una vasca di carico dalla quale alimentare a gravità il serbatoio (figura 6.6). Il costo più elevato dovuto alla maggiore lunghezza complessiva delle condotte sarebbe compensato dalle economie risultanti dalla costruzione di una premente più corta, che deve essere realizzata in materiali di migliori caratteristiche meccaniche, e quindi più costosi, a causa delle sovrappressioni di colpo d'ariete.

Impianto di sollevamento

Vasca di carico

Serbatoio

Impianto di sollevamento

Serbatoio

Vasca di carico

11010

090

80

70

80

9010

0110

706050

120

90

Figura 6.6 – Sollevamento ubicato all’inizio del tracciato.

47


Nel secondo caso, esemplificato nella figura 6.7, disporre l’impianto di sollevamento all’inizio della linea comporterebbe una condotta premente inutilmente lunga e costosa ed elevate pressioni lungo tutta la linea. Conviene invece realizzare un primo tratto dell'acquedotto a gravità, sino alla sezione in cui la piezometrica è prossima al terreno e ubicare in quel punto la stazione di sollevamento. La localizzazione esatta della stazione di sollevamento potrà essere definita solo dopo aver determinato il diametro della tratta a gravità ed avere riportato nel profilo l’andamento della relativa piezometrica sino all’intersezione con il terreno. In tal modo si contiene la lunghezza della condotta premente e si limitano corrispondentemente gli oneri legati al contenimento delle sovrappressioni di colpo d'ariete. Come nel caso precedente, inoltre, se la premente fosse ancora troppo lunga, conviene ridurla ulteriormente disponendo una vasca di carico in un punto elevato, secondo la disposizione illustrata precedentemente.

Figura 6.7 – Sollevamento ubicato lungo il tracciato.

48

E. Piga

7. IL DIMENSIONAMENTO DELLE CONDOTTE

7.1. Impostazione del problema Nei problemi di verifica di una rete già dimensionata, costituita da L lati ed N nodi

interni, sono interamente note le caratteristiche del sistema (lunghezze L, diametri D e coefficienti di scabrezza K) mentre sono incognite le L+N grandezze idrauliche, costituite dalle L portate nei lati e dalle N quote piezometriche dei nodi. Queste variabili sono legate da L+N relazioni: L equazioni di moto lungo i lati ed N equazioni di continuità nei nodi. Il numero di equazioni disponibili è pari a quello delle incognite ed il sistema è quindi determinato.

Nei problemi di progetto, invece, sono di regola note le portate, le lunghezze ed i coefficienti di scabrezza delle condotte mentre sono incogniti gli L diametri e le N quote piezometriche dei nodi interni. Questa volta però, essendo note le portate, le equazioni di continuità si riducono a relazioni tra i dati del problema e non contengono alcuna delle incognite: il sistema è costituito dalle sole L equazioni di moto nelle L+N incognite ed è quindi indeterminato.

Consideriamo ad esempio il semplice schema acquedottistico riportato in Figura 7.1. Le quattro incognite sono i tre diametri D1, D2 e D3 ed il carico piezometrico Hn mentre le equazioni disponibili sono solamente le tre equazioni di moto:

, 11

2111

nna DQLKHH −⋅⋅⋅=−

, 22

2222

nbn DQLKHH −⋅⋅⋅=−

. 33

2333

ncn DQLKHH −⋅⋅⋅=−

Il sistema presenta quindi una infinità di possibili soluzioni. Nel caso più generale di una rete più complessa, costituita da L lati ed N nodi interni, le incognite sono L+N (L diametri ed N carichi piezometrici) mentre possiamo scrivere solamente L equazioni di moto, una per ogni lato: in questo caso il sistema presenta una infinità elevata N di differenti soluzioni.

Figura 7.1 – Schema di un acquedotto.

49


Nei problemi di dimensionamento, a fronte di una pluralità di soluzioni tecnicamente realizzabili viene spontaneo ricercare quella economicamente più conveniente. Per identificarla occorre formulare N relazioni di tipo economico contenenti le grandezze incognite, le quali, aggiunte alle L equazioni di moto, rendano determinato il sistema.

E’ facile riconoscere che la soluzione economicamente più conveniente non coincide necessariamente con quella di minimo costo costruttivo, ma deve tenere anche conto della vita media delle opere e del tasso d’interesse, che rappresenta il costo annuo di remunerazione del capitale.

A questo scopo, nella progettazione degli acquedotti si seguono tradizionalmente due approcci alternativi:

si considera un piano di ammortamento a rate annue costanti del costo di realizzazione, assumendo la sua durata pari alla vita media delle opere. La soluzione più conveniente è quella caratterizzata dalla minima rata annua d’ammortamento (minima passività). si attualizzano tutti i costi differiti nel tempo, necessari ad assicurare nelle diverse

soluzioni confrontate una vita media dell’acquedotto di uguale durata. La soluzione più conveniente è quella di minimo costo attualizzato.

Quest’ultimo approccio viene spesso utilizzato nel caso in cui lo schema considerato debba subire modifiche strutturali nel corso della vita dell’opera (ad esempio con l’inserimento di un sollevamento), mentre la scelta dei diametri più economici di uno schema definito è normalmente basata sulla minima passività. Nel seguito verrà illustrato in dettaglio quest’ultimo procedimento.

7.1.1. Minima passivita' nelle condotte a gravita' Il procedimento fa riferimento ad uno scenario economico proprio di un'attività

imprenditoriale nel quale l’importo C0 per la realizzazione delle opere viene erogato da un ente finanziario e viene rimborsato con rate annuali costanti, comprensive della restituzione del capitale e della remunerazione degli interessi. Se si fissa la durata del periodo di ammortamento pari alla vita delle opere, al termine dell'ultimo anno saranno stati interamente ripagati il prestito contratto ed i relativi interessi, ma l'opera dovrà essere ricostruita. Si dovrà quindi attivare un secondo prestito e fare ripartire un secondo periodo d'ammortamento, che, in condizioni di mercato stabile, comporterà l'esborso di una rata annua uguale alla precedente. In definitiva, erogando una rata annua sempre costante si potrà mantenere in esercizio l'acquedotto indefinitamente nel tempo. La soluzione più conveniente sarà quindi quella relativa alla minima rata annua da erogare (minima passività).

L'entità della rata necessaria per rimborsare capitali ed interessi in un periodo di n anni con un tasso d'interesse i, è fornita dall'espressione:

A = C0 . ra ,

nella quale A indica l'annualità, C0 il finanziamento contratto per la costruzione e ra il tasso d'ammortamento, espresso dalla relazione:

( )( ) 1i1

ii1r n

n

a-+

⋅+= .

Per completezza concettuale, nell’annualità A vengono spesso considerati anche i costi annui di manutenzione nonché gli oneri annui relativi agli interessi passivi maturati durante il periodo di costruzione. Questi ultimi tengono conto del fatto che il periodo

50

E. Piga

d'ammortamento si fa decorrere usualmente dalla data di completamento dell'opera mentre il finanziamento deve essere erogato anticipatamente, per fare fronte alle spese di progettazione e costruzione. Entrambi i due costi annui possono essere espressi come aliquote del costo costruttivo mediante i due tassi rm ed ri. Complessivamente, l'ammontare della rata annua risulta pertanto:

( ) rCrrrCA 0ima0 ⋅=++⋅= ,

dove si è indicato con r la somma dei tre tassi relativi all’ammortamento, alla manutenzione ed agli interessi passivi.

Il costo C0 di costruzione di un acquedotto si può esprimere come prodotto della lunghezza L della condotta per il costo per unità di lunghezza ed è ben rappresentato dalla relazione:

( )εDaaLC 00 ⋅+⋅= ,

dove a0 tiene conto dei costi unitari fissi (es. lo scavo di minime dimensioni, il costo d'esproprio ecc.) mentre a ed ε sono due coefficienti che definiscono la dipendenza del costo unitario dal diametro D della condotta. Nel caso generale di un acquedotto costituito da tratte di differente diametro, il costo C0 è ovviamente pari alla somma dei costi dei singoli lati e la corrispondente annualità risulta:

( )[ ]iiii,iii DaaLrA εΣ ⋅+⋅⋅= 0 .

Le relazioni di tipo economico da aggiungere alle equazioni di moto al fine di rendere determinato il problema di progetto sono ottenute imponendo il minimo valore della annualità A.

Consideriamo il caso di due centri urbani alimentati da una stessa risorsa, riportato nella Figura 7.1. Indicando con i pedici 1, 2 e 3 le varie grandezze (portata, lunghezza, diametro, tasso annuo e coefficienti della funzione costo) relative ai tre lati, l'espressione della passività A risulta:

( ) ( ) ( )321333,033222,022111,011 DaaLrDaaLrDaaLrA εεε ⋅+⋅⋅+⋅+⋅⋅+⋅+⋅⋅= .

Sostituendo in questa relazione ai diametri D le loro espressioni ottenute dalle equazioni di moto:

1n1

na

2111

1 HHQKLD

−⋅⋅

= ,

2n1

bn

2222

2 HHQKLD

−⋅⋅

= ,

3n1

cn

2333

3 HHQKLD

−⋅⋅

= ;

si ottiene una equazione in cui l'unica incognita che compare è costituita dal carico Hn nel nodo intermedio.

Derivando questa relazione rispetto a Hn ed uguagliando a zero si ottiene, dopo semplici passaggi, la nota espressione di minima passività:

51


332211 n32

333

333n22

222

222n12

111

111 DQKn

arDQKn

arDQKn

ar εεε εεε +++ ⋅⋅⋅⋅⋅

+⋅⋅⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ ,

che costituisce, nel caso in esame, la relazione mancante da associare alle tre equazioni di moto.

Nel caso di più condotte sia entranti che uscenti dal nodo, l'equazione di minima passività assume la forma più generale:

jjii nj2

jjj

jjjj

ni2

iii

iiii D

QKnar

DQKn

ar εε εΣ

εΣ ++ ⋅

⋅⋅

⋅⋅=⋅

⋅⋅⋅⋅ ,

dove la prima sommatoria raccoglie le i condotte con portata entrante nel nodo mentre la seconda raccoglie le j condotte che derivano acqua dal nodo.

Nel caso di reti più complesse dell’esempio riportato, costituite da N nodi interni, si potranno scrivere N equazioni di minima passività, rendendo così determinato il sistema.

7.1.2. Minimo onere nelle condotte con sollevamento Nelle condotte nelle quali sia inserito un impianto di sollevamento, il problema di

dimensionamento viene tradizionalmente chiamato problema di minimo onere. In questo caso, oltre la passività della condotta occorre considerare anche il costo annuo per la fornitura dell'energia elettrica di alimentazione delle macchine. Infatti, adottando un diametro D’ molto piccolo, il costo annuo per la realizzazione della condotta sarà contenuto ma, a causa delle forti perdite di carico, sarà necessario adottare una pompa che fornisca una grande prevalenza ∆H’, la quale comporterà elevati consumi energetici ed elevati costi annui. Assumendo il diametro D’’ molto grande, si ridurrà la prevalenza necessaria e quindi il costo dell'energia elettrica, ma aumenterà il costo annuo per la realizzazione della condotta. La condizione economica ottimale è quindi rappresentata da quel diametro D* per il quale la somma della passività della condotta e del costo annuo per l'energia elettrica risulta minima (figura 7.2). Nell’esaminare le diverse situazioni faremo riferimento, per semplicità, a stazioni di sollevamento dotate di una sola macchina.

Q,LHa

D'

Hv''

Hv'

H''

D

Costoannuo

D*

Costo annuo energia

Passività condotta

Costo annuo totale

PL

H' Hb

D' D''

D*Hv

H

D''

Figura 7.2 – Schema di una condotta con sollevamento.

Sollevamento a portata costante. Per definire il costo annuo dell'energia elettrica, consideriamo dapprima il caso di un acquedotto che debba alimentare un centro con una

52

E. Piga

portata costante durante tutto l'anno. Con riferimento alla figura 7.2, la potenza W in kW assorbita dal motore elettrico risulta dalla relazione:

η∆hQ81.9W ⋅⋅

= ,

nella quale η è il rendimento della elettropompa mentre ∆h rappresenta la prevalenza della pompa, pari alla somma delle perdite di carico nella condotta (Hv - Hb) e del dislivello geodetico (Hb - Ha) tra il pelo libero della vasca di presa e quello della vasca di carico. Corrispondentemente l'energia in kWh assorbita in un anno sarà pari al prodotto della potenza W per il numero di ore di funzionamento T, il cui valore, sulla base dell'ipotesi di funzionamento a portata costante durante tutto l’anno, è pari a 8760. Indicando con CkWh il costo del chilowattora, il costo annuo dell'energia Ce risulta dalla relazione:

η∆ kWh

eCThQ.C ⋅⋅⋅⋅

=819 .

L'onere annuo complessivo O da minimizzare è pari, come già detto, alla somma della passività della condotta e del costo annuo dell'energia:

( )η

∆ε kWh0

CThQ81.9DaaLrO ⋅⋅⋅⋅+⋅+⋅⋅= ,

Sostituendo, come fatto precedentemente, al diametro D la sua espressione ricavata dall'equazione di moto ed alla prevalenza ∆h la somma (Hv - Hb) + (Hb - Ha) sopra indicata, si ottiene una funzione della sola variabile Hv. Derivando questa espressione rispetto ad Hv ed uguagliando a zero, dopo semplici passaggi si ottiene:

ηε ε kWhn

2CTQ81.9D

QKnar ⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ + ,

che rappresenta la condizione di minimo onere. E' opportuno rilevare che, a seguito dell'operazione di derivazione, è scomparso il

termine (Hb - Ha) che rappresenta la differenza di quota tra la vasca di presa e la vasca di carico. Ciò significa che il valore del diametro di massima economia non dipende dall'entità del dislivello geodetico tra le due vasche, ma unicamente dalle dissipazioni d'energia (Hv - Hb) lungo la condotta premente. In un sistema complesso tale fatto consente, come più ampiamente illustrato nel seguito, di dimensionare per prime le condotte prementi inserite nello schema anche senza conoscere ancora i diametri e le quote piezometriche del resto del sistema.

Sollevamento a portata variabile. Nel caso dei sistemi d'acquedotto, la portata da addurre ai centri urbani non è costante durante l'anno. Non è tuttavia conveniente modulare la portata sollevata dalla stazione mediante la parzializzazione di una valvola di regolazione posta subito dopo la pompa. Infatti, come illustrato schematicamente nella Figura 7.3, la valvola dovrebbe dissipare parte dell'energia conferita alla corrente a spese dell'energia elettrica assorbita ed inoltre la pompa opererebbe in condizioni non ottimali di rendimento, con un ulteriore aggravio del costo di gestione della stazione.

53


Figura 7.3 – Parzializzazione della valvola di regolazione della portata e curva caratteristiche del sollevamento.

La soluzione usualmente adottata per trasferire al serbatoio urbano il volume giornalmente necessario consiste semplicemente nel far funzionare la pompa in modo continuo (24 ore al giorno) solamente durante i giorni di massimo consumo ed in modo intermittente (alternando periodi di funzionamento con periodi d’arresto della macchina) nei giorni nei quali sia richiesta una portata inferiore a quella massima. In un giorno invernale nel quale sia richiesta, ad esempio, una portata media giornaliera pari alla metà di quella del giorno di massimo consumo, la pompa funzionerà alternando, per esempio, un'ora di funzionamento con un'ora di arresto. In queste condizioni la pompa lavorerà sempre in condizioni di massimo rendimento e non dissiperà nella valvola l’energia conferita alla corrente. Questo tipo di funzionamento è peraltro facilmente realizzabile mediante automatismi di costo non elevato. Ovviamente, l’adozione di un funzionamento intermittente comporta la necessità di realizzare adeguati volumi di compenso sia nella vasca di presa che in quella di carico.

In queste condizioni, la portata e la potenza assorbita durante l'anno sono o costanti o nulle, e la condizione di minimo onere è sempre rappresentata dalla relazione:

ηε ε KWhn

2CTQ81.9D

QKnar ⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ + .

L'unica differenza rispetto al caso precedente risiede nel valore di T, numero di ore di funzionamento nell'anno, che questa volta è inferiore a 8760. Il suo valore si ricava immediatamente dividendo il volume annuo V da addurre al serbatoio del centro per la portata del giorno di massimo consumo Q. Se si esprime il volume V in m3 e la portata Q in m3/s, il tempo di funzionamento T in ore risulta:

3600QVT

⋅= .

Consideriamo ora il sistema illustrato nella Figura 7.4, più complesso del precedente, nel quale la condotta di aspirazione sia di lunghezza non più trascurabile. Indicando col pedice 1 le grandezze della condotta a gravità e col pedice 2 quelle della condotta premente, le incognite nel problema di dimensionamento sono i diametri D1 e D2 delle condotte e le quote piezometriche Hm ed Hv in corrispondenza alle flange di attacco della

54

E. Piga

Figura 7.4 – Schema di un acquedotto con sollevamento lungo la linea.

pompa mentre sono note la portata Q, le lunghezze L1 ed L2 dei lati e le quote piezometriche Ha ed Hb delle due vasche di estremità.

L'equazione di minimo onere deve in questo caso contenere, oltre al costo annuo per l'energia elettrica, la passività di entrambe le condotte:

( ) ( ) imominCThQ81.9DaaLrDaaLrO kWh222,022111,011

21 =⋅⋅⋅⋅

+⋅+⋅⋅+⋅+⋅⋅=η

∆εε ,

dove ∆h rappresenta ora la differenza (Hv - Hm).

Sostituendo nella precedente le espressioni dei diametri ottenute dalle equazioni di moto:

1n1

ma

211

1 HHQKL

D

−

⋅⋅= ;

2n1

bv

222

2 HHQKL

D

−

⋅⋅= ,

si ottiene una relazione in cui compaiono le due grandezze incognite Hm ed Hv. Derivando tale relazione rispetto a Hm e rispetto a Hv ed uguagliando a zero le due derivate, si ottengono dopo semplici passaggi le due espressioni:

ηε ε kWhn CTQ.DQKn

ar ⋅⋅⋅=⋅

⋅⋅⋅⋅ + 819

1112

11

111 ;

ηε ε kWhn CTQ.DQKn

ar ⋅⋅⋅=⋅

⋅⋅⋅⋅ + 819

2222

22

222 ,

che, unite alle due equazioni di moto: 1

12

11- nma DQLKHH −⋅⋅⋅= ;

22

222- n

bv DQLKHH −⋅⋅⋅= ,

rendono determinato il sistema.

55


Le due equazioni di minimo onere contengono ognuna una sola incognita e possono quindi essere risolte indipendentemente dal resto del sistema consentendo di determinare immediatamente i diametri delle due condotte. Inoltre, poiché i due secondi membri delle equazioni di minimo onere sono identici, risulta ovviamente:

2211 n22

22

222n12

11

111 DQKn

arDQKn

ar εε εε ++ ⋅⋅⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ ,

che rappresenta l'equazione di minima passività scritta per il nodo "pompa", dove convergono le due condotte. A differenza della situazione a gravità vista precedentemente, questa volta i due termini non soltanto sono uguali tra loro ma ognuno di essi è uguale a η/CTQ. kWh⋅⋅⋅819 . Anche in questo caso il valore del tempo di funzionamento T risulta pari al rapporto tra il volume annuo e la portata massima.

7.1.3. Una osservazione sulle condizioni di massima economia L’approccio di massima economia illustrato nei precedenti paragrafi è basato su ipotesi

schematiche di funzionamento del sistema e su espressioni necessariamente semplificate delle funzioni di costo, che non possono tenere conto in modo preciso di tutti i differenti fattori che intervengono nel dimensionamento.

Le soluzioni che derivano dall’applicazione degli algoritmi sono pertanto approssimate e devono essere modificate, a volte anche sostanzialmente, per tenere conto dei vincoli non considerati nella formulazione del problema. A titolo d’esempio, basti ricordare che il procedimento non tiene conto dell’altimetria del terreno lungo il tracciato e può fornire soluzioni inaccettabili, nelle quali l’andamento delle linee piezometriche determinerebbe locali condizioni di depressione.

I metodi descritti non hanno quindi valore assoluto, ma costituiscono un utile riferimento che consente di inquadrare la soluzione del problema e di organizzare i tentativi da sottoporre a verifica al fine di pervenire ad una soddisfacente definizione dei diametri e dei carichi incogniti.

7.2. La risoluzione del sistema di equazioni per il dimensionamento di un acquedotto

La soluzione del sistema di equazioni illustrato nel paragrafo precedente può essere affrontata con diversi procedimenti risolutivi. Negli schemi d'acquedotto più complessi, costituiti da molti lati e molti nodi, l'elevato numero delle equazioni e delle incognite consiglia l'impiego di specifici algoritmi e sono ormai disponibili commercialmente numerosi applicativi di varia complessità e prestazioni. A titolo d’esempio, nel paragrafo che segue viene illustrato un metodo tradizionale, il metodo di bilanciamento dei costi detto anche metodo di Cross, che è stato utilizzato per lungo tempo per la soluzione delle reti in pressione.

Sovente, tuttavia, occorre dimensionare schemi di limitata estensione, per i quali è spesso più agevole e rapido affrontare la ricerca della soluzione predisponendo dei semplici codici di calcolo facilmente implementabili anche su di un foglio elettronico. Alcuni esempi di queste procedure dirette di dimensionamento sono illustrati nel successivo paragrafo 7.2.2.

56

E. Piga

7.2.1. Il metodo di bilanciamento dei costi (metodo di Crosss) Il metodo di Cross perviene alla soluzione esatta del sistema per successive

approssimazioni. In particolare il metodo prevede che vengano fissate delle quote piezometriche di tentativo congruenti col verso del moto negli N nodi interni. Queste quote piezometriche vengono successivamente corrette con un procedimento iterativo, ricercando i valori che soddisfano oltre che le equazioni del moto anche le equazioni di massima economia.

Acquedotto a gravità. Consideriamo uno schema a gravità costituito da L lati ed N nodi interni. Il numero di incognite è pari a L+N, ed è costituito da L diametri D, uno per lato, ed N quote piezometriche H, una per nodo. Le equazioni disponibili sono pari anch'esse a L+N e sono costituite da L equazioni di moto (una per lato) ed N equazioni di minima passività (una per nodo) del tipo:

n2vm DQLKHH −⋅⋅⋅=− ;

jjii nj2

jjj

jjjj

ni2

iii

iiii D

QKnar

DQKn

ar εε εΣ

εΣ ++ ⋅

⋅⋅

⋅⋅=⋅

⋅⋅⋅⋅ .

Nelle espressioni sopra scritte è stata indicata con (Hm - Hv) la differenza tra le quote piezometriche del nodo di monte e del nodo di valle di un generico lato mentre le sommatorie in i e j dell’equazione di minima passività sono estese, rispettivamente, alle condotte in ingresso nodo ed a quelle in uscita dal nodo.

Introducendo, per ognuno dei lati, la variabile δ con valore +1 per le condotte entranti nel nodo e -1 per quelle uscenti e sostituendo nella equazione di minima passività al diametro D la sua espressione ricavata dall'equazione di moto, l’equazione di minima passività diventa:

02

2 =

−⋅⋅

⋅⋅⋅⋅⋅

⋅

+

i

iin

n

i,vi,m

iii

iii

iiiii HH

QLKQKn

arε

εδΣ

dove la sommatoria in i enumera questa volta tutte le condotte, entranti ed uscenti, collegate al nodo.

Indicando, per brevità, con ∆y la differenza di quota piezometrica (Hm - Hv) tra i due estremi di ogni condotta e con λ l'aggruppamento:

( ) nn

QLKQKn

ar εελ+

⋅⋅⋅⋅⋅⋅⋅

= 22 ,

l'equazione di minima passività si scrive:

0y i

ii

nn

iiii =⋅⋅+

−ε

∆λδΣ .

Con le sostituzioni effettuate, il sistema è ora costituito da N equazioni di minima passività nelle quali figurano come incognite, tramite le differenze ∆y, le sole N quote piezometriche dei nodi interni; da queste è immediato determinare mediante le equazioni di moto i diametri di tutti i lati.

L'applicazione del metodo di Cross prevede, come già accennato, di fare una sostituzione di variabile fissando in ogni nodo un valore di tentativo H della quota piezometrica, congruente col verso del moto. La quota piezometrica incognita Hi sarà

i,0

57


quindi pari alla somma del valore di tentativo H e di una correzione dhi, che rappresenta la nuova incognita da determinare:

i,0

i,

i,mdh

⋅i dhδ

lazio

Hi = + dhi . 0H

Corrispondentemente, le N equazioni del nuovo sistema assumono la forma:

( ) 00 =−+⋅⋅+

−i

ii

nn

i,vi,iii dhyε

∆λδΣ

dove si è indicato con ∆y0,i la differenza tra le quote piezometriche di tentativo delle estremità di monte e di valle del lato i-esimo e con dhm,i e dhv,i le loro correzioni.

In ognuna delle equazioni compaiono pertanto numerose variabili, rappresentate delle correzioni delle quote piezometriche di tentativo sia del nodo per il quale è stata scritta l'equazione che di tutti i nodi contigui, a lui collegati dai lati.

La prima approssimazione introdotta consiste nel trascurare tutte le correzioni dei nodi contigui a quello centrale, per cui nell'equazione compare unicamente la correzione di quest'ultimo. Poiché dh rappresenta la correzione della quota piezometrica del nodo di valle per i lati in ingresso al nodo e la correzione della quota di monte per quelli in uscita dal nodo, essa deve avere segno negativo nel primo caso e positivo nel secondo. Per tenere conto del segno conviene far uso ancora della variabile δ, pervenendo alla relazione:

( ) 00 =−⋅⋅+

−i

ii

nn

i,iii yε

∆λδΣ ,

dove l'unica incognita è ora dh, che rappresenta la correzione da apportare alla quota piezometrica di tentativo del nodo per il quale è stata scritta l'equazione.

Si consegue così il vantaggio computazionale di risolvere un sistema di equazioni indipendenti, in ognuna delle quali compare una sola incognita, le cui soluzioni forniscono però valori approssimati delle correzioni dh. E' pertanto necessario applicare più volte il procedimento, calcolando in tutti i nodi le correzioni dh ed aggiornando corrispondentemente le quote piezometriche di tentativo. Se il processo iterativo è convergente, come si verifica nella maggior parte dei casi, le successive correzioni di uno stesso nodo si riducono ad ogni passo e la quota piezometrica corretta tende al valore incognito soluzione del sistema. Ai fini del dimensionamento di uno schema acquedottistico, può essere sufficiente arrestare il procedimento allorquando tutte le correzioni sono contemporaneamente abbastanza piccole in tutti i nodi.

Poiché dh compare nelle equazioni in forma implicita, è conveniente introdurre una ulteriore approssimazione che consenta il calcolo diretto dell'incognita. Essa consiste nello sviluppare in serie di Taylor l'espressione precedente, trascurando i termini di grado superiore al primo:

f(dh) = f(dh=0) + f'(dh=0).dh che conduce, dopo semplici p

assaggi, alla re ne esplicita:

1

0

0

−+

−

+−

⋅⋅+

⋅⋅−=

i

ii

i

ii

nn

,iii

iii

nn

,iiii

yn

n

ydh ε

ε

∆λε

Σ

∆λδΣ

58

E. Piga

Ovviamente, l'introduzione di quest'ultima approssimazione richiederà un maggior numero di iterazioni per conseguire la precisione richiesta nella determinazione delle quote piezometriche, ma il calcolo delle correzioni sarà assai più spedito.

Acquedotto con sollevamenti. Nel caso in cui alcuni dei lati che convergono in un nodo, sia in ingresso che in uscita, contengano delle stazioni di sollevamento, i corrispondenti

termini εε +⋅⋅⋅⋅⋅ n

2 DQKn

ar che compaiono nella equazione di minima passività hanno un

valore noto, definito dall'equazione di minimo onere:

ηε ε kWhn

2CTQ81.9D

QKnar ⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ + .

Pertanto, la sommatoria a numeratore della espressione di dh potrà essere suddivisa in due: una prima sommatoria che raccoglie le sole i condotte a gravità che convergono nel nodo, formalmente identica a quella vista precedentemente, ed una seconda sommatoria che raccoglie le sole p condotte con sollevamenti, costituita da termini noti di valore pari a

p

kWhpp CTQ81.9η

⋅⋅⋅. Al denominatore comparirà invece unicamente la derivata della prima

sommatoria, in quando la seconda, costituita da termini costanti, ha derivata nulla. In definitiva, la correzione dh risulta:

1n

n

0,iii

iii

pp

kWhppp

nn

0,iiii

i

ii

i

ii

yn

n

CTQ81.9y

dh−

+−

+−

⋅⋅+

⋅⋅⋅⋅

+⋅⋅

−= ε

ε

Λλε

Σ

δη

ΣΛλδΣ,

dove δp ha valore +1 nelle condotte con portata entrante nel nodo e –1 in quelle che derivano acqua dal nodo.

E' stato proposto un metodo duale di quello sopra descritto, conosciuto col nome di metodo di bilanciamento dei carichi, che assume dei diametri di tentativo che rispettino le equazioni di minima passività, e li corregge per successive approssimazioni in modo da rispettare anche le equazioni di moto. La convenienza nell'uso dell'uno o dell'altro approccio dipende dalla struttura dello schema considerato.

7.2.2. Metodi diretti di soluzione del sistema Come accennato precedentemente, allorquando lo schema acquedottistico presenta

un limitato numero di lati e di nodi, il sistema di equazioni può essere risolto direttamente senza ricorrere ad algoritmi generali di soluzione.

Acquedotto a gravità. Consideriamo ad esempio il sistema a gravità riportato nella Figura 7.5. Lo schema è costituito da 7 lati e 3 nodi interni e sono pertanto incogniti 7 diametri e 3 carichi piezometrici. Per semplicità di scritturazione delle equazioni, si supponga che tutte le condotte siano realizzate con il medesimo materiale e, conseguentemente, i coefficienti delle equazioni di passività e di moto siano gli stessi per tutti i lati.

59


Figura 7.5 – Acquedotto a gravità.

Con riferimento ai simboli indicati nella figura, il sistema di equazioni è costituito da 7 equazioni di moto e da 3 equazioni di minima passività:

nba DQLKHH −⋅⋅⋅= 1

211- ;

ncb DQLKHH −⋅⋅⋅= 2

222- ;

ndb DQLKHH −⋅⋅⋅= 3

233- ;

ned DQLKHH −⋅⋅⋅= 4

244- ;

nfd DQLKHH −⋅⋅⋅= 5

255- ;

ngf DQLKHH −⋅⋅⋅= 6

266- ;

nhf DQLKHH −⋅⋅⋅= 7

277- ;

εεε εεε +++ ⋅⋅⋅⋅⋅

+⋅⋅⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ nnn D

QKnarD

QKnarD

QKnar

323

222

121

;

εεε εεε +++ ⋅⋅⋅⋅⋅

+⋅⋅⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ nnn D

QKnarD

QKnarD

QKnar

525

424

323

;

εεε εεε +++ ⋅⋅⋅⋅⋅

+⋅⋅⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ nnn D

QKnarD

QKnarD

QKnar

727

626

525

.

Se si fissa il valore di una delle incognite, risolvendo con un'opportuna sequenza nove delle dieci equazioni disponibili, si possono determinare immediatamente i valori delle altre nove variabili. La decima equazione può quindi essere utilizzata per verificare il valore assegnato alla prima incognita e, per successive approssimazioni, consente risolvere il sistema.

Ad esempio, assegnando alla quota dell'ultimo nodo incognito un carico H di tentativo, la sequenza di equazioni da risolvere risulta:

f'

• dall'equazione di moto del lato 6 si determina il diametro D6, che è l'unica incognita presente;

• dall'equazione di moto del lato 7 si determina il diametro D7;

60

E. Piga

• dall'equazione di minima passività del nodo f si può ora determinare l'unica incognita D5,

• con l'equazione di moto del lato 5 è possibile determinare la quota piezometrica del nodo d; dH

• dall'equazione di moto del lato 4 si determina il diametro D4; • dall'equazione di minima passività del nodo d si può ora determinare l'unica

incognita D3 • con l'equazione di moto del lato 3 è possibile determinare la quota piezometrica

del nodo b bH• dall'equazione di moto del lato 2 si determina il diametro D2 • dall'equazione di minima passività del nodo b si può ora determinare l'unica

incognita D1 • con l'equazione di moto del lato 1 è possibile determinare un valore della quota

piezometrica del nodo di partenza, corrispondente al carico di tentativo assegnato al nodo f.

f'H

Se tale quota è differente dal valore effettivo, occorre iterare il procedimento fissando un nuovo valore di tentativo nel nodo f, più alto o più basso di quello iniziale. Il procedimento può essere facilmente automatizzato sia implementando un codice di calcolo che usando direttamente un semplice foglio elettronico.

Con piccole varianti nella sequenza di equazioni da risolvere, il procedimento può essere utilizzato fissando come valore di tentativo la velocità o il diametro in uno dei lati di estremità.

Acquedotto con sollevamento. Nel caso di acquedotti con sollevamenti, il procedimento di calcolo è reso più semplice dal fatto che le equazioni di minimo onere contengono come unica incognita il diametro di una condotta (premente o di aspirazione), il che consente di determinare direttamente il valore esatto di alcune delle variabili. Consideriamo ad esempio il caso di un impianto di rilancio lungo linea senza vasca di presa illustrato nella Figura 7.6, nel quale si supponga già assegnata l’ubicazione della stazione di sollevamento e quindi le lunghezze L1 ed L2 delle condotte di aspirazione e di mandata.

Figura 7.6 – Acquedotto con sollevamento lungo linea.

In questo schema sono incogniti i diametri delle tre condotte D1, D2 e D3, la quota Hb della vasca di carico e le quote piezometriche Hm ed Hv a monte ed a valle della pompa. Le equazioni disponibili sono le tre equazioni di moto lungo i tre lati, l'equazione di minima

61


passività al nodo corrispondente alla vasca di carico e le due equazioni di minimo onere nelle condotte di aspirazione e di mandata:

11

211

nma DQLKHH −⋅⋅⋅=− ;

22

222

nbv DQLKHH −⋅⋅⋅=− ;

33

233

ncb DQLKHH −⋅⋅⋅=− ;

3322 n32

33

333n22

22

222 DQKn

arDQKn

ar εε εε ++ ⋅⋅⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ ;

ηε ε kWkn

1211

111 CTQ81.9DQKn

ar11

⋅⋅⋅=⋅

⋅⋅⋅⋅ + ;

ηε ε kWkn

2222

222 CTQ81.9DQKn

ar22

⋅⋅⋅=⋅

⋅⋅⋅⋅ + .

Il sistema si risolve senza dover ricorrere a procedimenti iterativi, determinando in sequenza:

• il diametro D1 dalla equazione di minimo onere delle condotta di aspirazione, nella quale esso è l'unica incognita;

• il diametro D2 dalla equazione di minimo onere delle condotta premente, nella quale esso è l'unica incognita;

• il diametro D3 dall'equazione di minima passività nel nodo b; • la quota Hb della vasca di carico dalla equazione di moto del lato 3; • le quote piezometriche Hm ed Hv dalle altre due equazioni di moto.

Consideriamo ora il caso in cui l’ubicazione di una stazione di sollevamento dotata di vasca di presa non sia nota a priori e siano quindi incognite le lunghezze L1 ed L2 delle condotte in arrivo ed in partenza dalla stazione (figura 7.7). Per non dissipare inutilmente il carico, la vasca di presa dovrà essere ubicata lungo il tracciato in corrispondenza alla sezione nella quale la piezometrica presenta una quota di alcuni metri sopra il terreno, pari a quella del pelo libero della vasca di presa.

Figura 7.7 – Acquedotto con sollevamento e vasca di presa.

In queste condizioni, conviene determinare: • dalla equazione di minimo onere del tratto 1 il diametro D1 della condotta di

alimentazione della vasca;

62

E. Piga

• l’andamento della linea piezometrica sino alla sezione con quota piezometrica superiore di alcuni metri rispetto al suolo, nella quale ubicare la vasca di presa;

• la lunghezza L1 ed L2 delle due condotte a gravità e di mandata; • il diametro D2 dalla equazione di minimo onere delle condotta premente, nella

quale esso è l'unica incognita; • il diametro D3 dall'equazione di minima passività nel nodo b; • la quota Hb della vasca di carico dalla equazione di moto del lato 3; • le quote piezometriche Hm ed Hv dalle altre due equazioni di moto.

Consideriamo infine un caso più complesso del precedente, nel quale si dipartano dalla vasca di carico due linee che alimentano due serbatoi urbani (vedi Figura 7.8).

In questo schema sono incogniti i quattro diametri D1, D2, D3 e D4, le quote piezometriche Hm ed Hv a monte ed a valle della pompa e la quota Hb della vasca di carico e, come precedentemente, l’ubicazione lungo il tracciato della stazione di sollevamento. Le equazioni disponibili sono le quattro equazioni di moto, le due equazioni di minimo onere e l'equazione di minima passività nel nodo rappresentato dalla vasca di carico:

11

2111

nma DQLKHH −⋅⋅⋅=− ;

22

2122

nbv DQLKHH −⋅⋅⋅=− ;

33

2333

ndb DQLKHH −⋅⋅⋅=− ;

44

2444

ncb DQLKHH −⋅⋅⋅=− ;

44332242

444

44432

333

33322

122

222 εεε εεε +++ ⋅⋅⋅⋅⋅

+⋅⋅⋅⋅⋅

=⋅⋅⋅⋅⋅ nnn D

QKnarD

QKnarD

QKnar ;

ηε ε kWkn CTQ.DQKn

ar ⋅⋅⋅=⋅

⋅⋅⋅⋅ + 1

12111

111 81911 ;

ηε ε kWkn CTQ.DQKn

ar ⋅⋅⋅=⋅

⋅⋅⋅⋅ + 1

22122

222 81922 ;

Figura 7.8 – Acquedotto con sollevamento.

63


Questa volta si possono determinare direttamente il diametro della condotta premente

e di quella d'aspirazione ed inoltre, riportando sul profilo la linea piezometrica di quest’ultima, si può definire la localizzazione della stazione di sollevamento, le lunghezze L1 ed L2 e la quota piezometrica di monte Hm. Occorre invece procedere per tentativi per trovare i valori delle altre grandezze.

In particolare, fissato un valore di tentativo per la quota piezometrica della vasca di carico b, si possono determinare i diametri D3 e D4 mediante le due equazioni di moto nelle quali essi sono l'unica incognita, e verificare quindi che sia soddisfatta l'equazione di minima passività al nodo rappresentato dalla vasca. Anche questo procedimento è facilmente automatizzabile con semplici schemi di calcolo automatico.

7.3. I diametri teorici e commerciali I valori dei diametri teorici di massima economia ottenuti dalla risoluzione del sistema

di equazioni non coincideranno, in generale, con i diametri commerciali disponibili sul mercato, tra i quali occorre scegliere quelli da adottare nella progettazione. Come meglio illustrato nel seguito, questa scelta è basata su considerazioni eminentemente pratiche ma è verificata controllando che la velocità nelle condotte rientri entro limiti prefissati e che la quota piezometrica sia sempre superiore alla quota del terreno.

In generale è conveniente assegnare ad ogni lato un diametro prossimo a quello teorico, immediatamente inferiore o superiore, in modo da ottenere un andamento della linea piezometrica vicino a quello di massima economia e pervenire ai serbatoi ubicati alle estremità della rete con quote piezometriche non inferiori a quelle di sfioro dei manufatti. Nel caso in cui le quote piezometriche al termine delle linee siano superiori a quelle dei serbatoi, occorre ovviamente inserire una valvola di regolazione che dissipi il carico eccedente. L’installazione di opportune valvole di regolazione lungo la linea è resa comunque necessaria dal fatto che la determinazione dei diametri viene fatta assumendo valori dei coefficienti di scabrezza che si verificheranno dopo più anni di esercizio a causa di incrostazioni o di corrosioni delle superfici interne delle condotte mentre, nei primi anni di funzionamento, essi saranno sicuramente inferiori ed occorrerà quindi dissipare il carico in eccesso.

Se alle estremità delle diramazioni si vogliono ottenere quote piezometriche uguali a quelle previste nel calcolo teorico, ogni lato più vallivo della rete dovrà essere suddiviso in due tratte alle quali assegnare rispettivamente il diametro commerciale D1 immediatamente superiore ed il diametro D2 immediatamente inferiore al diametro teorico. Le relative lunghezze L1 ed L2 possono essere determinate imponendo che la loro somma sia pari alla lunghezza totale L del lato e che la somma delle perdite di carico nelle due tratte sia pari alla differenza ∆H che si vuole conseguire tra le quote piezometriche alle estremità del lato.

Più in particolare, indicando con J1 la cadente della tratta a diametro D1 e con J2 quella della tratta a diametro D2, e con L la lunghezza complessiva del lato, le due relazioni sopra indicate risultano:

21 LLL += ;

2211 LJLJH ⋅+⋅=∆ .

che, dopo semplici sostituzioni fornisce le relazioni:

64

E. Piga

21

21 JJ

LJHL−

⋅−=

∆ ;

12

12 JJ

LJHL−

⋅−=

∆ .

Volendo rispettare rigorosamente anche nei nodi interni le quote piezometriche di massima economia risultanti dalla soluzione del sistema, occorre ripartire la lunghezza complessiva di ogni lato in due tratte con differente diametro. Non è tuttavia conveniente applicare sistematicamente questa procedura in quanto l’acquedotto sarebbe costituito da un eccessivo numero di differenti diametri, in che comporterebbe la necessità di disporre di una adeguata scorta di tubi, apparecchiature e pezzi speciali per ogni diametro e tipo di materiale utilizzato, con un conseguente aggravio dei costi.

Come accennato precedentemente, nel definire i diametri commerciali da adottare occorre verificare che i valori della velocità siano compresi tra 0,5 e 2,0 m/s circa. Infatti velocità troppo basse comportano eccessivi tempi di percorrenza nelle condotte, che possono peggiorare le caratteristiche organolettiche dell’acqua mentre velocità troppo elevate determinano eccessive vibrazioni nei tubi e possono contribuire a compromettere la tenuta dei giunti ed esercitare inoltre azioni erosive nei confronti dei rivestimenti interni delle condotte.

Ai due ordini di problemi si pone rimedio aumentando o diminuendo in diametro della condotta nella quale la velocità fosse rispettivamente troppo elevata o troppo bassa. L’aumento di alcuni dei diametri potrà comportare la necessità di ridurre quelli delle tratte contigue o di adottare eventuali valvole di dissipazione mentre la loro riduzione, se non compensata da incrementi dei diametri di altre tratte, potrà anche richiedere l’inserimento di una stazione di sollevamento.

Un ultimo controllo da effettuare riguarda infine l’andamento delle linee piezometriche. Come già detto, infatti, occorre evitare che vi siano tratte in depressione imponendo che la quota piezometrica sia sempre superiore di almeno due metri alla quota del terreno. Anche questo controllo potrà richiedere ulteriori variazioni dei diametri e, talvolta, la scelta di un percorso alternativo a quello inizialmente previsto.

65


8. LE TUBAZIONI PER ACQUEDOTTO

I principali materiali attualmente impiegati per la produzione dei tubi per acquedotto si possono classificare nelle tre seguenti categorie:

• materiali metallici (ghisa ed acciaio);

• materiali lapidei (cemento armato ordinario, cemento armato precompresso e cemento-amianto, attualmente non più prodotto);

• materiali plastici (cloruro di polivinile, polietilene, vetroresina). Essi presentano caratteristiche assai differenti per quanto riguarda la resistenza

meccanica, il peso, il tipo di giunto, il rivestimento, la scabrezza interna, la resistenza alla corrosione ed il costo, per cui la scelta del materiale più idoneo richiede, caso per caso, una attenta analisi delle condizioni di posa, delle pressioni d’esercizio e delle caratteristiche dei terreni attraversati.

I procedimenti di costruzione, le principali dimensioni e le prove cui debbono essere sottoposti i tubi in stabilimento sono definiti dalle Norme UNI, CEI ed ISO mentre la progettazione, la posa ed il collaudo delle linee d’acquedotto sono regolate dalle “Normative tecnica sulle tubazioni” riportate nel Decreto del Ministero dei LL.PP. del 12.12.1985.

8.1. Le tubazioni metalliche Tubazioni in ghisa. Sino alla metà del ‘900 le tubazioni in ghisa erano realizzate

unicamente in ghisa grigia di seconda fusione, ottenuta a partire da una mescolanza di rottami di ghisa e di ghisa d’altoforno. In questa lega il carbonio cristallizza sotto forma di sottili lamelle disperse nella matrice ferrosa che conferiscono al materiale una limitata resistenza alla trazione ed una certa fragilità. A fronte di queste caratteristiche, tuttavia, le tubazioni in ghisa grigia presentano una ottima resistenza alla corrosione, che assicura una vita media delle condotte del tutto ragguardevole: era ancora in servizio sino a pochi anni or sono un acquedotto realizzato intorno alla metà del XVII secolo per l’alimentazione idrica delle fontane di Versailles.

Nel 1948 è stato messo a punto un differente processo di produzione: l’aggiunta di una piccola quantità di magnesio, pari a circa 0,1 per mille, permette al carbonio di cristallizzare sotto forma di noduli sferoidali migliorando enormemente le caratteristiche meccaniche del materiale (figura 8.1). In particolare, la ghisa sferoidale presenta una resistenza alla trazione circa doppia di quella della ghisa grigia raggiungendo valori analoghi a quelli dell’acciaio, possiede una minore fragilità e conserva una buona resistenza all’usura ed alla corrosione. Le principali caratteristiche delle tubazioni in ghisa sferoidale attualmente prodotte sono una elevata resistenza alla pressione interna (sino a oltre 60 kgf/cm2), un limitato spessore

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Figura 8.1 – micrografie: a) della ghisa grigia; b) della ghisa sferoidale.

della parete, un peso contenuto, una buona resistenza alla corrosione interna ed esterna, che costituisce il punto di debolezza delle tubazioni d’acciaio, una elevata durata ed affidabilità ed un basso coefficiente di scabrezza, che ne hanno determinato il largo impiego negli acquedotti.

Il processo costruttivo attualmente utilizzato per la produzione dei tubi in ghisa sferoidale è quello per centrifugazione: la ghisa fusa viene sversata all’interno di una forma cilindrica orizzontale (conchiglia) che riproduce la superficie esterna del tubo ed è mantenuta in rapida rotazione intorno al suo asse. Grazie alla forza centrifuga la ghisa liquida si distribuisce uniformemente lungo tutta la conchiglia e solidifica a contatto della parete, che è raffreddata dall’esterno mediante getti d’acqua. I tubi vengono quindi ricotti in forno a 900 °C per decomporre la cementite ed eliminare le tensioni interne conseguenti al rapido raffreddamento. La lunghezza standard dei tubi di ghisa sferoidale è di 8 metri.

Il rivestimento esterno dei tubi è normalmente costituito da una zincatura e da uno strato di vernice bituminosa di protezione mentre il rivestimento interno è costituito da un sottile stato di malta cementizia, applicato anch’esso per centrifugazione. Gli spessori di questo rivestimento vanno da un minimo di 3 mm per le tubazioni di minore diametro ad un massimo di 12 mm per i diametri superiori a 2000 mm.

I tipi di giunti più diffusi per le tubazioni in ghisa sferoidale sono il giunto elastico a bicchiere, adottato di regola per le tubazioni interrate, ed il giunto a flangia, che trova applicazione nelle pose all’aperto ed all’interno dei manufatti per la maggiore facilità di montaggio e smontaggio. Per applicazioni specifiche vengono spesso adottati giunti a manicotto tipo Gibault.

I giunti elastici a bicchiere più diffusi sono il giunto rapido ed il giunto express. Nel giunto rapido la tenuta è realizzata mediante una guarnizione anulare di gomma sintetica alloggiata in una sede praticata nel bicchiere, che viene fortemente compressa tra il bicchiere e la canna cilindrica del tubo successivo, mentre nel giunto express la compressione della guarnizione anulare è ottenuta mediante una controflangia serrata contro il bicchiere stesso mediante dei bulloni (figura 8.2).

Figura 8.2 – Giunto rapido e giunto express.

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In questo tipo di giunzioni è anche possibile inserire un anello metallico che viene impegnato in una sede praticata in parte nel bicchiere ed in parte nella canna ed impedisce lo sfilamento della tubazione. Entrambi questi giunti consentono limitate deviazioni angolari tra gli assi dei tubi contigui.

Il giunto a flangia è costituito da una corona circolare fissata all’estremità della canna cilindrica e munita di fori per l’accoppiamento mediante bulloni. Tra le flange dei due tubi da unire viene inserita una guarnizione piana in gomma che viene compressa dal serraggio dei bulloni (figura 8.3). Per facilitare il corretto posizionamento dei tubi e la corrispondenza dei fori delle due flange vengono talvolta usate delle flange mobili, libere di ruotare rispetto al tubo, che scaricano lo sforzo di serraggio contro un bordino sagomato con cui termina la canna cilindrica del tubo.

Figura 8.3 - Giunto a flangia fissa e giunto tipo Gibault.

Il giunto tipo Gibault (figura 8.3) è costituito da un manicotto con diametro interno di poco superiore al diametro esterno della condotta, che viene posizionato a cavallo tra i due tubi da giuntare. Due flange mobili poste ai lati del manicotto e collegate da bulloni comprimono contro quest’ultimo e contro la superficie esterna dei tubi due guarnizioni ad anello che realizzano la tenuta idraulica. Questo tipo di giunto viene spesso impiegato come giunto di montaggio all’interno dei manufatti in quanto consente di realizzare nella tubazione i laschi necessari per montare e smontare i giunti a flangia adiacenti. Nelle tabelle 8.1 e 8.2 sono riportate le principali caratteristiche delle tubazioni commerciali di ghisa sferoidale prodotte dalla ditta Saint-Gobain.

Tabella 8.1 – Tubo NATURAL a giunto rapido prodotto dalla SAINT-GOBAIN

DN

mm

L

mm

S

Mm

DE

mm

DI

mm

P

mm

B

Mm

Massa

kg

PFA

bar

60 6 4.8 77 80 87 145 58.8 64

80 6 4.8 98 101 90 168 76.5 64

100 6 4.8 118 121 92 189 93.2 64

125 6 4.8 144 147 95 216 115.0 64

150 6 5.0 170 173 98 243 141.3 62

200 6 5.4 222 225 104 296 198.3 50

250 6 5.8 274 277 104 353 261.1 43

300 6 6.2 326 329 105 410 329.8 40

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E. Piga

Tabella 8.2 – Tubo a giunto RAPIDO ed EXPRESS prodotto dalla SAINT-GOBAIN

DN

mm

L

mm

S

Mm

DE

mm

DI

mm

P

mm

B

mm

Massa

kg

PFA

bar

350 6 7.7 378 381 108 465 482 45

400 6 8.1 429 432 110 517 573 42

450 6 8.6 480 483 113 575 676 40

500 6 9.0 532 535 115 630 781 38

600 6 9.9 635 638 120 739 1018 36

700 7 10.8 738 741 145 863 1517 34

800 7 11.7 842 845 145 974 1862 32

900 7 12.6 945 948 145 1082 2235 31

1000 7 13.5 1048 1051 155 1191 2641 30

1100 8 14.4 1151 1154 160 1300 3605

1200 8 15.3 1258 1258 165 1412 4155

Tubazioni in acciaio. Le tubazioni in acciaio sono anch’esse utilizzate da tempo negli

acquedotti per le ottime caratteristiche meccaniche del materiale. In raffronto alle tubazioni in ghisa sferoidale, quelle in acciaio presentano i vantaggi di un minore peso, che rende più economiche le operazioni di trasporto e posa, una maggiore lavorabilità anche in opera, che agevola gli interventi di manutenzione, ed una più elevata resistenza alla pressione interna, che ne impone l’impiego in presenza di pressioni di esercizio molto elevate. A fronte di queste caratteristiche, le tubazioni in acciaio sono assai più soggette delle tubazioni in ghisa sferoidale alla corrosione elettrochimica e richiedono l’adozione di adeguati rivestimenti e, nei terreni più aggressivi, di costosi provvedimenti di protezione catodica.

Mediante i due principali processi di fabbricazione attualmente impiegati vengono prodotti tubi senza saldatura e tubi saldati; esiste inoltre una limitata produzione di tubi per estrusione destinati ad impieghi particolari. I tubi senza saldatura presentano di norma caratteristiche meccaniche e costi superiori ai tubi saldati. Essi vengono realizzati a partire da lingotti riscaldati in forno a 1200 °C mediante una prima laminazione ottenuta con laminatoi obliqui continui ed una laminazione di finitura effettuata mediante laminatoi discontinui a passo di pellegrino. I tubi saldati di piccolo diametro sono ottenuti a partire da nastri di lamiera di larghezza pari alla circonferenza del tubo, che vengono progressivamente curvati sino ad assumere una forma cilindrica e vengono saldati longitudinalmente all’interno ed all’esterno. La saldatura interna ed esterna viene eseguita con differenti procedimenti: a gas d’acqua, per induzione, ad arco con apporto di materiale. Il tubo viene quindi sottoposto a lavorazioni successive che consistono nell’asportazione del cordone di saldatura, nella calibratura e taglio del tubo e nell’ispezione della saldatura mediante ultrasuoni e radiografie. Nei tubi di grande diametro il nastro di lamiera viene calandrato avvolgendolo a spirale mediante rulli obliqui e viene saldato elicoidalmente all’interno ed all’esterno. Il processo di finitura consiste sempre nel taglio del tubo, nell’eliminazione del cordone di saldatura e nel controllo radiografico e ad ultrasuoni della saldatura. La lunghezza della canna è usualmente superiore a quella dei tubi in ghisa e può arrivare ad oltre 12 metri.

Il rivestimento esterno più comune dei tubi d’acciaio è costituito da uno o più strati di feltro e tessuto di vetro impregnati con mastici bituminosi ed applicati su di uno strato di

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vernice bituminosa che funge da primer. Il rivestimento interno è normalmente costituito da uno strato di vernice bituminosa. Per impieghi con liquidi trasportati e terreni di posa particolarmente aggressivi vengono adottati rivestimenti speciali costituiti da resine poliammidiche ed epossidiche.

Il principale tipo di giunzione delle tubazioni in acciaio è quella per saldatura ad arco. Le saldature possono essere di testa, a bicchiere cilindrico, che facilita le operazioni di centramento del tubo da giuntare, a bicchiere sferico, che consente di realizzare delle deviazioni angolari di alcuni gradi, ed a bicchiere sferico con camera d’aria, che preserva il rivestimento interno dall’azione del calore dovuto alla saldatura (figura 8.4). Specialmente all’interno dei manufatti sono sovente adottati i giunti a flange mobili e fisse, nonché i giunti a manicotto tipo Gibault già descritti per le tubazioni in ghisa. Nei tubi con rivestimenti in resine, sono sovente utilizzati i giunti rapidi a bicchiere con anello di tenuta in gomma. Nelle tabelle 8.3 sono riportate, a titolo d’esempio, le principali caratteristiche di tubazioni prodotte dalla ditta DALMINE.

a) b)

c) d)

e) f)

Figura 8.4 – Giunti dei tubi d’acciaio: a) per saldatura di testa, b) a bicchiere cilindrico per saldatura, c) a bicchiere sferico per saldatura, d) a bicchiere sferico per saldatura con camera d’aria, e) a flangia mobile, f) a flangia fissa.

Tabella 8.3 – Tubi d’acciaio senza saldatura con giunto per saldatura di testa prodotti dalla DALMINE.

Diametro mm spessore mm pressione max. esercizio kgf/cm2 Peso con rivestimento kg/m

nominale DN esterno d S UNI 1285-68 Circ. 2136 normale pesante

80 88.9 3.2 97 86 8.37 8.85

100 114.3 3.6 85 75 11.9 12.5

125 139.7 4 115 103 16.3 17.0

150 168.3 4 95 85 19.7 20.5

200 219.1 5 91 82 31.3 32.3

250 273.0 5.6 82 73 42.9 44.2

300 323.9 5.9 72 65 53.4 55.0

350 355.6 6.3 70 63 63.2 64.9

400 406.4 6.3 61 55 72.4 74.3

450 457.2 6.3 54 49 82.5 85.8

500 508.0 6.3 49 44 91.8 95.4

600 609.6 6.3 44 37 104 108

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E. Piga

8.2. La corrosione delle tubazioni metalliche La corrosione delle condotte metalliche è, in generale, la conseguenza di un processo

elettrochimico nel quale una zona della tubazione ha un comportamento anodico e diventa sede di una reazione di ossidazione con formazione di ioni metallici positivi e cessione di elettroni verso un catodo, nel quale avviene la reazione di riduzione e la formazione di ioni ossidrili. Affinché il processo posa instaurarsi occorre la continuità elettrica tra anodo e catodo e la presenza di un elettrolita a contatto con entrambi. Nell’anodo gli ioni metallici si combinano con gli ioni ossidrili dando luogo a composti idrati che, nel caso dell’acciaio, sono solubili e vengono facilmente asportati determinando la formazione di crateri progressivamente più profondi, che possono arrivare alla perforazione della parete. A differenza di quanto avviene nelle tubazioni in acciaio, in quelle in ghisa i prodotti della corrosione rimangono interclusi fra i composti ferrosi e la grafite dando luogo alla grafitizzazione del tubo. Le tubazioni in ghisa, anche completamente grafitizzate, a basse pressioni di esercizio non causano perdite ma diventano fragili e non sono in grado di resistere a brusche sollecitazioni meccaniche esterne ed interne (colpo d’ariete).

Un fattore determinante per l’instaurarsi del processo di corrosione è la resistività del terreno, che costituisce l’elettrolita a contatto con le zone anodica e catodica. Sono considerati molto aggressivi i terreni con resistività inferiore a 2000 ohmXcm, mediamente aggressivi quelli con resistività compresa tra 2000 e 5000 ohmXcm, debolmente aggressivi quelli con resistività fra 5000 e 12000 ohmXcm mentre è trascurabile l’aggressività dei terreni con resistività superiore a 12000 ohmXcm.

Oltre alla corrosione specifica dei singoli terreni, la tubazione è soggetta alla corrosione da pila geologica. Essa si presenta allorquando la condotta mette a contatto formazioni a potenziale elettrico differente che causano il passaggio di deboli correnti e l’insorgere di corrosioni nella zona anodica (figura 8.5).

Figura 8.5 – Pila geologica.

Una ulteriore causa di fenomeni di corrosione, spesso più importanti di quelli sopra indicati, è costituita dalla presenza nel terreno di campi elettrici a corrente continua generati da impianti di trazione e, in generale, da impianti industriali che usano la terra come conduttore di ritorno. Una tipica situazione di corrosione dovuta a correnti vaganti si presenta nelle condotte metalliche disposte parallelamente ed a poca distanza da una ferrovia elettrificata a corrente continua. Poiché il conduttore di ritorno verso la sottostazione è costituito dalle rotaie e dal terreno, parte della corrente interessa anche la tubazione creando in prossimità della sottostazione una zona anodica soggetta a rapida corrosione (figura 8.6).

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Figura 8.6 – Correnti vaganti dovute ad un impianto di trazione.

La difesa dalla corrosione delle tubazioni può essere attuata mediante protezioni passive e protezioni attive o catodiche. Le prime consistono semplicemente nell’isolare i tubi dal contatto con il terreno mediante adeguati rivestimenti isolanti mentre le seconde sono basate sul principio di abbassare il potenziale elettrico della tubazione rispetto ad altri dispersori a contatto con il terreno: questi diventano gli anodi del sistema elettrochimico e sono quindi soggetti alla corrosione mentre la condotta, che costituisce il catodo, ne viene salvaguardata.

Le tubazioni in ghisa sferoidale sono di norma protette dalla corrosione mediante sistemi passivi. Infatti, oltre alla buona resistenza alla corrosione caratteristica di questo materiale ed al maggiore spessore della parete rispetto ai tubi in acciaio, l’impiego del giunto elastico con anello di gomma isola elettricamente ogni tubo da quelli adiacenti ed interrompe la continuità elettrica della linea che costituisce una condizione necessaria in molti meccanismi di corrosione. Peraltro, come più ampiamente illustrato nel seguito, l’adozione di provvedimenti di protezione attiva, che richiedono appunto la continuità elettrica della condotta, nelle tubazioni in ghisa imporrebbe di realizzare appositamente un collegamento elettrico tra tutti i tubi. Nelle tubazioni in acciaio la protezione passiva è considerata adeguata nei terreni con resistività superiore a 5000 ohmXcm mentre occorre adottare sistemi di protezione attiva nei terreni con resistività inferiore o in presenza di correnti vaganti.

La protezione catodica può essere attuata o mediante anodi sacrificali o mediante alimentatori a corrente continua. La prima tecnica consiste nel collegare elettricamente alla condotta degli anodi sacrificali di un metallo più attivo nella scala dei potenziali galvanici (figura 10.7). Questi anodi, usualmente costituiti in lega di magnesio, vengono interrati ad una distanza di 4-6 m dalla tubazione alla quale sono collegati mediante un conduttore isolato dal terreno. A causa della differenza di potenziale, la corrosione si sviluppa elettricamente nell’anodo che viene corroso e deve essere sostituito dopo una decina di anni. La dimensione ed il numero di anodi vengono determinati sulla base delle caratteristiche della condotta e della resistività del terreno.

Figura 8.7 – Protezione catodicacon anodi sacrificali

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E. Piga

La protezione catodica mediante alimentatore si realizza collegando il polo negativo di un alimentatore a corrente continua alla condotta ed il polo positivo ad un dispersore metallico interrato (figura 8.8). La corrente impressa mantiene la condotta ad un potenziale inferiore di circa un volt rispetto al terreno, impedendo l’insorgere di processi anodici. Le lunghezze di tubazione che possono essere efficacemente protette da un alimentatore sono dell’ordine di una decina di chilometri e dipendono dalla superficie esterna della condotta, dalla potenza dell’alimentatore e dalla resistività del terreno. Nelle tratte di maggiore lunghezza occorre disporre di più centraline di alimentazione isolando elettricamente tra loro i tratti di condotta protetti da ciascuna di esse.

Figura 8.8 – Protezione catodica con alimentatore.

8.3. Le tubazioni in materiale lapideo Tubazioni in cemento-amianto. Tra le tubazioni in materiale cementizio occorre innanzi

tutto citare i tubi in cemento amianto i quali, pur non essendo più prodotti, sono ancora in servizio in molti acquedotti. I tubi di cemento amianto sono costituiti da un impasto di acqua, cemento ed amianto (quest’ultimo in percentuale del 20%), le cui fibre formano una armatura diffusa in grado di assorbire gli sforzi di trazione. I vantaggi di questo materiale, che ne hanno determinato una larga diffusione nel secolo scorso, consistevano nel basso costo di produzione, nella elevata resistenza alla corrosione e nel basso coefficiente di scabrezza.

A seguito di specifiche ricerche, nei primi anni ’90 è stata riconosciuta la nocività del materiale per la salute umana e con la legge 257 del 1992 sono state vietate l’importazione, l’estrazione, la lavorazione e la commercializzazione dell’amianto e dei prodotti contenenti amianto. Occorre tuttavia osservare che la accertata pericolosità del materiale riguarda unicamente la sua inalazione, che può avvenire soprattutto nelle fasi di lavorazione e a causa del degrado dei composti contenenti amianto, mentre l’ingestione di fibre d’amianto eventualmente rilasciate dalle tubazioni e presenti nell’acqua potabile non determina effetti nocivi, cosicché le tubazioni d’acquedotto in cemento amianto esistenti possono essere mantenute in servizio senza pericolo.

A seguito di questa legislazione, la produzione di tubi in cemento-amianto è totalmente cessata e sono stati proposti sul mercato dei materiali alternativi (Composti Polimeri e Cemento CPC) nei quali le fibre d’amianto sono state sostituite da fibre sintetiche. La resistenza alla trazione di queste fibre è tuttavia assai inferiore a quella dell’amianto ed i tubi in CPC trovano attualmente applicazione nelle sole reti fognarie funzionanti a pelo libero.

Tubazioni in calcestruzzo armato. Nonostante i vantaggi derivanti dal basso costo, l’impiego del calcestruzzo armato per la costruzione di tubazioni d’acquedotto ha tardato a

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diffondersi a causa delle particolari caratteristiche del materiale. La limitata resistenza a trazione del calcestruzzo richiede infatti che gli sforzi derivante dalla pressione interna vengano interamente assorbiti dalla armatura, la quale però, per evitare fenomeni di fessurazione del calcestruzzo, non può essere sottoposta a trazioni troppo elevate. Inoltre, per contenere gli sforzi di trazione nel calcestruzzo ed assicurare nel contempo un adeguato rivestimento all’armatura, occorre adottare grossi spessori della parete, per cui i tubi risultano assai più pesanti di quelli metallici e comportano alti costi di trasporto e di posa. Tra gli ulteriori svantaggi del materiale, infine, occorre ancora ricordare la fragilità e la non completa impermeabilità alle pressioni interne.

A fronte di questi difetti, che sono stati parzialmente eliminati nell’arco degli anni migliorando le tecniche di confezionamento, le tubazioni in calcestruzzo armato presentano i vantaggi di una buona resistenza alla corrosione, di una lunga durata, di una stabilità delle caratteristiche idrauliche oltre che del basso costo di produzione già ricordato.

Un deciso miglioramento delle caratteristiche delle tubazioni in calcestruzzo si è raggiunta adottando il pretensionamento dell’armatura, che porta il calcestruzzo a lavorare in condizioni di compressione anche sotto le normali pressioni di esercizio e consente di sfruttare appieno le caratteristiche meccaniche dell’acciaio. Attualmente le tubazioni in cemento armato ordinario e cemento armato precompresso risultano spesso economicamente convenienti rispetto alle condotte metalliche nei grandi diametri e con pressioni di esercizio di poche atmosfere. La loro convenienza economica è tuttavia legata al costo del trasporto dallo stabilimento di produzione al punto di posa, la cui entità può modificare il campo di economicità sopra indicato.

I tubi in cemento armato ordinario vengono prodotti con due differenti procedimenti. Nel primo il calcestruzzo viene sversato gradualmente nell’intercapedine tra due forme concentriche verticali che riproducono le superfici interna ed esterna del tubo e vengono fatte vibrare per assicurare la compattazione del materiale. L’armatura, che viene inserita tra le due forme prima del getto, è costituita da una gabbia di ferri longitudinali destinati ad assorbire le sollecitazioni flessionali e da una staffatura elicoidale che deve assorbire integralmente gli sforzi di trazione dovuti alla pressione interna. Il secondo procedimento, attualmente più diffuso, è per centrifugazione: la forma esterna viene disposta orizzontalmente e messa in rotazione intorno al suo asse. Dopo aver installato la gabbia dell’armatura viene distribuito entro la forma il calcestruzzo, che viene compattato grazie alla forza centrifuga. Una volta che l’impasto ha raggiunto una sufficiente presa, viene sfilato dalla forma e la sua maturazione viene completata in acqua o in ambiente saturo di vapore. I tubi in cemento armato precompresso vengono di solito prodotti per centrifugazione. L’armatura metallica, sempre costituita da ferri longitudinali ed elicoidali, può essere messa in tensione o prima di effettuare il getto o durante la fase di presa, dopo circa sette giorni di stagionatura. Talvolta viene inserita anche una armatura ordinaria, che serve ad assicurare la resistenza necessaria durante le operazioni di fabbricazione.

a) b)

Figura 8.9 – Giunti a bicchiere in tubi di cemento armato ordinario a) e precompresso b).

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E. Piga

I giunti dei tubi in cemento armato sono di norma a bicchiere con anello di gomma a sezione circolare. Per garantire una buona tenuta durante l’esercizio, sia il bicchiere che l’altra estremità del tubo sono sottoposti a lavorazioni per ricavare la sede ed i risalti che consentano un corretto posizionamento della guarnizione durante il montaggio (figura 8.9). Il rivestimento dei tubi in cemento armato riguarda usualmente la sola superficie esterna e viene adottato soprattutto per pose in terreni aggressivi al fine di proteggere l’armatura dalla corrosione. Esso è costituito da un primer di vernice bituminosa e da uno o più strati di tessuto di vetro impregnato di mastici bituminosi.

8.4. Le tubazioni in materiali plastici I tubi in materiale plastico, le cui prime utilizzazioni risalgono alla metà del secolo

scorso, dopo aver scontato per alcuni decenni una certa diffidenza da parte dei progettisti, dovuta anche alle particolari caratteristiche del materiale, si vanno attualmente sempre più diffondendo. A seconda del comportamento all’aumentare della temperatura, i materiali plastici si distinguono in termoplastici e termoindurenti. Le resine termoplastiche più diffuse per la produzione dei tubi d’acquedotto sono il policloruro di vinile (PVC) ed il polietilene a bassa ed alta densità (PEBD e PEAD) mentre quelle termoindurenti più usate sono le resine poliestere ed epossidiche rinforzate con fibre di vetro (PRFV). Mentre nelle resine termoindurenti un aumento di alcune decine di gradi non determina apprezzabili variazioni delle caratteristiche meccaniche, nei materiali termoplastici essa provoca il rammollimento della resina consentendo di plasmarla. Una volta raffreddata essa conserva la forma impressa e riassume le proprietà meccaniche del materiale freddo.

I materiali plastici, ed in misura particolare il PVC, presentano un comportamento viscoelastico noto col nome di fluage o scorrimento plastico. Applicando ad un provino del materiale uno sforzo di trazione costante, anche nettamente inferiore a quello che provoca la rottura istantanea, ad una prima deformazione elastica fa seguito una deformazione permanente che aumenta progressivamente al passare del tempo sino a determinare la rottura del provino. Le relazioni tra la tensione, la deformazione ed il tempo non sono però di semplice proporzionalità: a carico costante gli allungamenti sono crescenti col tempo ma non ad esso proporzionali, a parità di tempo gli allungamenti non sono proporzionali al carico e il tempo necessario per giungere alla rottura aumenta al diminuire del carico ma non è inversamente proporzionale al carico stesso. Questo comportamento è inoltre influenzato dalla temperatura, al cui aumentare diminuisce, a parità di altre condizioni, la resistenza meccanica del materiale. A seguito di numerose sperimentazioni, si è arrivati a definire in termini quantitativi il comportamento a rottura del materiale. Ad esempio, dopo 50 anni la resistenza a rottura del PVC ad una temperatura di 20 °C risulta pari a circa un terzo del valore di rottura istantanea mentre quella del polietilene si riduce a circa il 60%. A questi valori ridotti le Norme prescrivono di commisurare il carico di sicurezza e le pressioni nominali da considerare per il dimensionamento statico delle tubazioni.

I principali vantaggi dei materiali plastici consistono nel basso costo di produzione, nella leggerezza, che comporta limitati oneri di trasporto e posa, nella ottima resistenza alla corrosione dovuta al terreno ed al liquido trasportato e nel basso coefficiente di scabrezza, che consente di considerare i tubi come idraulicamente lisci. A fronte di queste caratteristiche, i tubi in materiali plastici hanno però una contenuta resistenza meccanica, che ne limita l’impiego a condizioni di pressione non elevata, una elevata deformabilità, che richiede una particolare cura nella posa ed un attento compattamento del materiale di rinterro al fine di contenere l’azione dei carichi esterni.

Tubazioni in PVC e PEAD. Il policloruro di vinile (PVC) è ottenuto dalla polimerizzazione del cloruro di vinile mediante l’aggiunta di un catalizzatore. Il materiale,

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che si presenta allo stato puro sotto forma di polvere biancastra, viene riscaldato sino ad assumere una consistenza pastosa e viene estruso sotto forma di tubi cilindrici. Poiché il trattamento termico può provocare una degradazione del prodotto, la resina viene additivata con sostanze stabilizzanti, sostanze lubrificanti e pigmenti. Mediante successive lavorazioni una delle estremità viene usualmente foggiata a bicchiere. Attualmente i tubi in PVC vengono distinti in PVC60 e PVC100 a seconda del carico di sicurezza a 20 °C (60 o 100 kgf/cm2) e vengono prodotti con pressioni nominali sino a PN 16.

I tubi in PVC possono essere giuntati a bicchiere e a manicotto con anello di gomma o incollati (figura 8.10); sono anche disponibili giunzioni a flangia fissa e libera. Nei tubi di piccolo diametro e spessore di parete adeguato è talvolta utilizzata la giunzione per filettatura.

Tabella 8.4 – Spessori, diametri e pesi unitari dei tubi in PVC.

PN 6 PN 10 PN 16

diam. est. Mm

spessore mm

diam int. Mm

peso kg/m

spessore mm

diam int. mm

peso kg/m

spessore mm

diam int. mm

peso kg/m

50 2.4 45.2 0.56 3.7 42.6 0.87

63 2.0 59.0 0.57 3.0 57.0 0.87 4.7 53.6 1.40

75 2.3 70.4 0.72 3.6 67.8 1.25 5.6 63.8 1.75

90 2.8 84.4 1.10 4.3 81.4 6.7 76.6 2.60

110 2.7 104.6 1.70 4.2 101.6 2.70 6.6 96.8 4.00

125 3.1 118.8 2.20 4.8 115.4 3.30 7.4 110.2 5.10

140 3.5 133.0 2.70 5.4 129.2 4.30 8.3 123.4 6.60

160 4.0 152.0 3.60 6.2 147.6 5.60 9.5 141.0 8.20

180 4.4 171.2 4.40 6.9 166.2 7.00 10.7 158.6 10.5

200 4.9 190.2 5.60 7.7 184.6 8.50 11.9 176.2 13.0

225 5.5 214.0 6.70 8.6 207.8 11.0 13.4 198.2 13.3

250 6.2 237.6 8.50 9.6 230.8 13.3 14.8 220.4 16.4

280 6.9 266.2 10.7 10.7 258.6 16.7 16.6 246.8 20.6

315 7.7 299.6 13.2 12.1 290.8 21.2 18.7 277.6 26.1

355 8.7 337.6 17.0 13.6 327.8 26.9

400 9.8 380.4 22.2 15.3 369.4 34.3

1.80

a) b)

c) d)

Figura 8.10 – Giunti dei tubi in PVC: a) a bicchiere con anello di gomma; b) manicotto con anello di gomma; c) a bicchiere incollato; d) a flangia mobile.

76

E. Piga

Il polietilene è una resina termoplastica ottenuta dalla polimerizzazione del monomero dell’etilene sottoposto ad elevate temperature e pressioni. Durante la polimerizzazione si formano delle catene molto lunghe con ramificazioni laterali, all’aumentare delle quali diminuisce la densità e le proprietà meccaniche del materiale. Per la produzione di tubi per acquedotto sottoposti a pressioni elevate è preferito il polietilene ad alta densità (PEAD) che consente, a parità di resistenza, minori spessori della parete. Come il PVC, anche i tubi in polietilene vengono prodotti per estrusione del materiale riscaldato a temperature prossime alla fusione. A difesa dai raggi ultravioletti, che determinano un decadimento delle caratteristiche meccaniche, il polietilene viene additivato con nerofumo sino ad una percentuale del 2%. A differenza del PVC, il polietilene è assai flessibile ed elastico, il che consente di produrre tubi molto lunghi (sino a 200 m per i diametri minori) avvolti in rotoli.

I tubi in polietilene sono usualmente giuntati per saldatura senza apporto di materiale. Nella saldatura di testa i due tubi da saldare vengono ammorsati in una apparecchiatura che consente di traslare assialmente i tubi e di forzare le due testate contro una piastra riscaldata a circa 200 °C per il tempo necessario a provocare la fusione superficiale del materiale. La piastra viene quindi estratta e le due testate vengono comprese una contro l’altra sino al completo raffreddamento. Sono inoltre disponibili in commercio manicotti elettrosaldabili, nei quali è incorporata una resistenza elettrica che determina le fusione superficie del manicotto e del tubo consentendo una completa unione dei due pezzi. Per giuntare i tubi di piccolo diametro sono molto usati dei giunti a serraggio meccanico, sia metallici che in materiale plastico (figura 8.11). Tabella 8.5 – Spessori, diametri e pesi unitari dei tubi in PEAD.

PN 6 – SDR 26 PN 10 – SDR 17 PN 16 – SDR 11 PN 25 – SDR 7,4 diam.

est. Mm spessore

mm diam

int. mm peso kg/m

spessore mm

diam int. mm

peso kg/m

spessore mm

diam int. mm

peso kg/m

spessore mm

diam int. mm

peso kg/m

40 3.7 32.6 0.43 5.5 29.0 0.61

50 3.0 44.0 0.45 4.6 40.8 0.67 6.9 36.2 0.95

63 3.8 55.4 0.72 5.8 51.4 1.06 8.6 45.8 1.49

75 4.5 66.0 1.01 6.8 61.4 1.47 10.3 54.4 2.12

90 5.4 79.2 1.45 8.2 73.6 2.13 12.3 65.4 3.03

110 6.6 96.8 2.17 10.0 90.0 3.17 15.1 79.8 4.54

125 7.4 110.2 2.76 11.4 102.2 4.11 17.1 90.8 5.85

140 8.3 123.4 3.47 12.7 114.6 5.12 19.2 101.6 7.35

160 6.2 147.6 3.05 9.5 141.0 4.53 14.6 130.8 6.73 21.9 116.2 9.58

180 6.9 166.2 3.80 10.7 158.6 5.74 16.4 147.2 8.50 24.6 130.8 12.11

200 7.7 184.6 4.71 11.9 175.2 7.09 18.2 163.6 10.48 27.4 145.2 14.98

225 8.6 207.8 5.92 13.8 197.4 8.98 20.5 184.0 13.28 30.8 163.4 18.95

250 9.6 230.8 7.34 14.4 22.12 11.03 22.7 204.6 16.34 34.2 181.6 23.38

280 10.7 258.6 9.15 16.6 24.68 13.85 25.4 229.2 20.48 38.3 203.4 29.32

315 12.1 290.8 11.65 18.7 277.6 17.55 28.6 257.8 25.94 43.1 228.8 37.12

355 13.6 327.8 14.73 21.1 312.8 22.32 32.2 290.6 32.92 48.5 258.0 46.38

400 15.3 369.4 18.68 23.7 352.6 28.25 36.3 327.4 41.61

450 17.2 415.6 23.61 26.7 396.6 35.80 40.9 368.2 52.99

500 19.1 461.8 29.13 29.7 440.6 44.24 45.4 409.2 65.36

560 21.4 517.2 36.51 33.2 493.6 56.39

630 24.1 581.8 46.27 37.4 555.2 70.19

710 27.2 655.6 58.81 42.1 625.8 89.05

800 30.6 738.8 74.49 47.4 705.2 113.0

77


a) b)

c)

Figura 8.11 – Giunti dei tubi in polietilene: a) per saldatura di testa, b) con manicotto elettrosaldabile, c) a serraggio meccanico.

Tubazioni in vetroresina PRFV . Il PRFV è un materiale composito costituito da una matrice di resine termoindurenti, usualmente poliestere o epossidiche, che ingloba una armatura formata da fili di vetro avvolti a spirale che costituisce la parte strutturalmente resistente del materiale. Le buone caratteristiche meccaniche delle fibre di vetro e la possibilità di variare il numero di strati e l’angolo di avvolgimento delle fibre consentono di ottenere tubi di elevata resistenza (sino a 40 kgf/cm2). I tubi in PRFV presentano tutti i vantaggi già elencati per gli altri materiali plastici: sono molto leggeri, sono impermeabili, sono idraulicamente lisci e non sono soggetti a fenomeni di corrosione. Soprattutto nei grandi diametri essi sono però assai deformabili e richiedono molta cura nelle operazioni di posa e di rinterro.

Il processo produttivo più comune è per avvolgimento delle fibre di vetro impregnate di vetroresina su di un mandrino rotante. Quest’ultimo può essere costituito direttamente da un tubo in PVC che rimane inglobato nella parete. I tubi in PRFV sono prodotti anche per centrifugazione, immettendo le fibre, la resina e gli eventuali inerti silicei entro stampi rotanti intorno ad un asse orizzontale. Usualmente lo strato più interno del tubo, detto liner, è costituito da una resina debolmente vetrificata che presenta, a contatto col fluido, una superficie impermeabile ed estremamente liscia. Gli strati successivi sono costituiti da resina e fibre di vetro, che rappresentano oltre il 70% in peso del materiale. Lo strato più esterno è costituito da sola resina con funzioni protettive dagli agenti esterni. Per migliorare le caratteristiche meccaniche e, soprattutto, la rigidezza del tubo, viene talvolta aggiunto alla resina un inerte costituito da sabbia silicea.

a) b) c)

d) e) f)

Figura 8.12 – Giunti dei tubi in PRFV: a) a bicchiere con anello di gomma; b) a bicchiere con incollaggio; c) di testa; d) a bicchiere con fasciatura interna, e) a bicchiere con fasciatura esterna; f) a flangia.

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E. Piga

Sulla base delle Norme UNI, i tubi in PRFV possono arrivare a diametri sino a 4000 mm e canne di lunghezza sino a 12 metri. I tubi non vengono usualmente rivestiti né internamente né esternamente; allo strato più esterno vengono talvolta aggiunte alla resina degli additivi che preservano il materiale dall’azione dei raggi ultravioletti durante le operazioni precedenti la posa. I giunti più comuni sono a bicchiere ed a manicotto, sia incollati che con anello di tenuta in gomma. Per pressioni elevate, l’incollaggio può essere accompagnato da una fasciatura con tessuto di vetro impregnato di resina, che nei grandi diametri può essere applicato anche all’interno del tubo. Sono anche prodotti tubi con giunti a flangia sia fissa che mobile (figura 8.12).

Tabella 8.6 - Spessori, diametri e pesi unitari dei tubi in PRFV prodotti per centrifugazione.

PN 6 PN 10 PN 16 PN 20 PN 25

DN mm diam. est.

mm spessore

mm peso kg/m

spessore mm

peso kg/m

spessore mm

peso kg/m

spessore mm

peso kg/m

spessore mm

peso kg/m

300 315 7.8 13 7.6 13 7.4 11 7.3 11 8.0 16

350 376 9.1 18 8.8 18 8.6 16 8.5 15 8.6 18

400 427 10.2 23 9.8 23 9.6 20 9.5 20 9.5 20

500 512 12.0 34 11.6 33 11.4 29 1.7 29 11.3 30

600 616 14.1 47 13.7 46 13.4 41 13.1 40 13.0 41

700 718 16.3 64 15.7 62 15.4 55 15.1 57 14.9 55

800 818 18.4 83 17.8 81 17.4 71 17.0 73 16.8 70

900 922 20.6 105 19.9 100 19.5 89 19.0 93 18.6 89

1000 1024 22.8 130 22.0 125 21.5 110 21.0 113 20.6 109

1100 1129 24.4 151 23.6 146 2.9 125 23.0 131 22.6 125

1200 1254 27.1 186 26.1 181 25.5 155 24.7 162 24.5 156

1400 1436 31.5 250 30.4 240 29.1 229 28.7 221 28.3 211

1600 1638 35.7 330 34.4 320 33.0 296 32.5 285

1800 1842 40.0 410 38.5 402 37.0 373 36.3 358

2000 2047 44.2 510 42.7 496 41.0 460 40.2 441

8.5. La scelta delle tubazioni La scelta del tipo di tubazione da adottare per le varie tratte di una determinata opera

deve essere basata su di un attento esame della resistenza alle sollecitazioni cui i tubi sono sottoposti, delle caratteristiche dei terreni attraversati e delle acque trasportate, delle condizioni di posa, dell’esistenza di specifiche situazioni locali e, non ultimo, dei costi di fornitura, trasporto e posa in opera.

La pressione nominale pn da considerare nel dimensionamento statico dei tubi è definita dalla Normativa tecnica per le tubazioni riportata nel Decreto del Ministero del LL.PP. del 12.12.1985. Questa pressione è pari alla somma della massima pressione di esercizio pE all’asse della condotta, valutata per il più gravoso funzionamento idraulico e comprensiva della sovrappressione ∆p conseguente alle manovre del sistema, e di una pressione equivalente p0 che conferisca al tubo uno stato di trazione uguale a quello causato dalle azioni esterne:

pn = pE + p0 .

79


Mentre per la pressione ∆p le Norme indicano il valore di 2.5 kgf/cm2, da adottare in mancanza di specifici calcoli e comunque per diametri non superiori a 350 mm, il valore della pressione equivalente p0 deriva invece da un’analisi del comportamento statico della tubazione sottoposta a tutte le azioni esterne: il peso del rinterro, i sovraccarichi statici e dinamici, le variazioni termiche, le reazioni d’appoggio, la spinta laterale della terra, la presenza di acqua di falda. In relazione alla varietà delle situazioni da considerare ed alla complessità del comportamento statico delle tubazioni, che richiede l’adozione di severe semplificazioni, in questa sede ci si limita alla sola enunciazione del problema, rinviando per gli approfondimenti e le metodologie di calcolo da applicare ai testi indicati nella Bibliografia. In merito alle pressioni massime nelle tubazioni, occorre ancora segnalare che le Norme sopra citate prescrivono, durante il collaudo, di sottoporre le condotte ad una pressione pari al maggiore tra i due valori 1.5 pE e pE +2 kgf/cm2.

Tra le caratteristiche dei terreni attraversati occorre citare soprattutto l’aggressività e la stabilità ai carichi esterni. La prima può richiedere l’impiego di adeguati rivestimenti, imporre l’adozione di protezioni catodiche con i corrispondenti aggravi dei costi di costruzione e gestione o sconsigliare direttamente la scelta di tubazioni metalliche soggette a corrosione elettrochimica. La seconda può richiedere l’impiego di materiali e giunti atti a sopportare le sollecitazioni provocate da assestamenti degli appoggi dovuti al peso delle condotte ed ai carichi esterni o anche la realizzazione di strutture di fondazione.

In relazione alle loro proprietà incrostanti o aggressive, le acque trasportate influenzano la scelta del tipo di materiale e del tipo di rivestimento interno. Entrambi questi fattori, a loro volta, determinano il grado di scabrezza della condotta, l’entità delle perdite di carico e, conseguentemente, la capacità di trasporto della condotta.

Le modalità di posa e, in particolare, il peso del rinterro e l’azione dei carichi esterni determinano, come già detto precedentemente, l’insorgere di uno stato di tensione che viene messo in conto attraverso la pressione aggiuntiva p0 , che può essere rilevante nelle condotte flessibili in materiali plastici e richiedere una adeguata compattazione del materiale di rinfianco.

Infine, a prescindere dagli altri fattori sopra elencati, il tipo di materiale e di giunto da adottare può essere richiesto dalle condizioni di posa esistenti in particolari punti del tracciato. Ad esempio, negli attraversamenti aerei è consigliato l’uso di condotte metalliche mentre all’interno dei manufatti è usuale l’impiego di condotte in acciaio giuntate a flangia.

Figura 8.13 – Simboli grafici di alcuni pezzi speciali.

80

E. Piga

9. LA POSA DELLE CONDOTTE E LE APPARECCHIATURE DI REGOLAZIONE

9.1. La posa in fossa interrata ed allo scoperto Come già visto nello studio del tracciato, tranne i brevi tratti all’aperto o in cunicolo

descritti nell’esame dei manufatti d’attraversamento, la grande parte dell’acquedotto è posata in fossa interrata. Questo tipo di posa presenta infatti i vantaggi di assicurare una protezione termica e meccanica alle tubazioni evitando nel contempo che l’acquedotto costituisca un impedimento alla percorribilità del territorio ed al libero deflusso delle acque di pioggia.

La profondità media della trincea di posa è dell’ordine di 2-3 metri al fine di assicurare, a seconda del diametro delle condotte e del loro andamento altimetrico rispetto al terreno, una altezza di ricoprimento delle tubazioni non inferiore a circa 1-1,5 metri (figure 9.1 e 9.2). In queste condizioni, la coibentazione dovuta allo strato di terreno sovrastante annulla pressoché integralmente le oscillazioni termiche giornaliere e riduce a circa la metà l’entità di quelle annuali di lungo periodo. Anche le sollecitazioni meccaniche indotte nella tubazione dai carichi fissi e da quelli mobili transitanti sulla superficie del suolo vengono attenuate dalla profondità di posa. In particolare, nei tubi di piccolo diametro in materiale rigido l’altezza di ricoprimento sopraindicata assicura di regola una sufficiente protezione. E’ comunque necessario, in particolar modo nei grandi diametri, verificare l’entità delle tensioni cui sono sottoposti i tubi sotto l’azione dei carichi esterni.

Figura 9.1 – Posa in fossa interrata in tracciati extraurbani.

81


Figura 9.2 – Posa di condotte in tracciati urbani.

La larghezza del cavo di posa deve essere pari al diametro della condotta aumentato

di circa 0,4 m (0,2 m per parte), al fine di consentire un corretto allineamento dei tubi e facilitare le operazioni di formazione del giunto, che vengono effettuate dalla squadra di operai sul fondo dello scavo. Per quest’ultimo motivo, anche a fronte di piccoli diametri, la larghezza dello scavo non scende mai al di sotto di 0,6 - 0,7 m.

Il fondo dello scavo deve essere preventivamente spianato e regolarizzato eliminando le asperità che possano danneggiare il rivestimento o la condotta stessa. Sul fondo viene disposto uno strato di almeno 10 cm di materiale sciolto (terra vagliata, sabbia, pietrisco) che costituisce il letto di posa della tubazione ed assicura un contatto continuo lungo tutta la generatrice inferiore del tubo. Il rinfianco ed il rinterro sino a 0,3- 0,5 m dalla generatrice superiore della tubazione viene usualmente fatto con la terra dello scavo, opportunamente vagliata per eliminare sassi, radici ed altro materiale grossolano. Il rinfianco deve essere effettuato per strati successivi di piccola altezza (circa 0,2 m) compattando con cura il materiale di riempimento in modo da assicurare un buon ammorsamento laterale della condotta. Nelle tubazioni flessibili soggette ad ovalizzazione, quali quelle in materiali plastici, il livello di compattazione è prescritto nei capitolati speciali d’appalto e costituisce un requisito indispensabile per una buona riuscita dell’opera. La restante parte della trincea sino alla superficie del suolo può essere riempita senza particolari accorgimenti con il materiale di risulta dello scavo. Talvolta, per esigenze legate alle operazioni di collaudo, si procede ad un primo rinterro parziale lasciando temporaneamente scoperti durante il collaudo i giunti, che costituiscono i più probabili punti di perdita dell’acquedotto. In questo caso il rinterro viene completato successivamente al collaudo della tratta.

La posa delle condotte allo scoperto, utilizzata negli attraversamenti aerei, richiede l’adozione di alcuni accorgimenti richiesti dalla maggior vulnerabilità della tubazione e dagli effetti dell’esposizione agli agenti atmosferici. In particolare, sono di regola adottate tubazioni in acciaio che uniscono la facilità di giunzione in opera mediante saldatura ad una ottima resistenza alle sollecitazioni meccaniche anche accidentali. L’escursione termica alla quale sono sottoposte le condotte determina contrazioni ed allungamenti della tubazione che deve essere dotata di giunti di dilatazione. Poiché anche la struttura di sostegno è sottoposta alle stesse sollecitazioni termiche, per evitare movimenti relativi con la condotta è opportuno posizionare i giunti di quest’ultima in corrispondenza a quelli del

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E. Piga

supporto. Sempre per la medesima ragione, è buona norma interporre tra la tubazione e le selle d’appoggio uno strato di materiale liscio (neoprene o altro materiale sintetico) che, in caso di scorrimento relativo, eviti o limiti le lesioni al rivestimento esterno ed al tubo stesso. Nelle zone sottoposte a forti insolazioni è buona norma proteggere termicamente la condotta per limitare il riscaldamento dell’acqua. Come riportato nelle figure dei manufatti, è necessario disporre alle due estremità dell’attraversamento dei blocchi d’ancoraggio, la cui funzione è quella di contrastare con il peso proprio le spinte che insorgono nelle curve poste alle estremità dell’attraversamento. In corrispondenza a queste estremità sono usualmente ubicati dei pozzetti dotati di saracinesche e di scarichi. Nel punto più alto della condotta è invece disposto uno sfiato automatico.

9.2. Le tecnologie no-dig In alternativa ai metodi di posa tradizionali, nell’ultimo decennio si sono sviluppate e

diffuse in misura sempre maggiore le tecniche dette no-dig o trenchless, che consentono di posare nuove condotte e di riabilitare o sostituire le condotte esistenti senza ricorrere all’apertura di trincee lungo il tracciato.

Queste nuove tecniche risultano particolarmente vantaggiose in ambiente urbano in quanto riducono drasticamente sia l’inquinamento acustico ed atmosferico che l’impatto sul traffico veicolare e pedonale in corrispondenza ai cantieri e consentono inoltre di contenere o evitare una serie di costi diretti ed indiretti. Tra i primi si eliminano infatti quelli della demolizione e del ripristino della pavimentazione stradale in corrispondenza ai cavi di posa nonché il costo del rifacimento dell’intero manto stradale, la cui integrità viene anticipatamente compromessa dai cedimenti del rinterro che si verificano inevitabilmente dopo pochi anni, mentre tra i costi indiretti vengono evitati quelli legati al maggior tempo di percorrenza ed al maggior consumo di carburante sopportati dagli utenti e, in generale, ai rallentamenti ed alle limitazioni del traffico urbano.

Anche in ambito extra urbano l’impiego delle tecniche no-dig presenta dei vantaggi rispetto alle pose in trincea, sia pure limitatamente a specifiche parti del tracciato, come ad esempio i percorsi in zone boschive e di elevato valore paesaggistico o gli attraversamenti sotterranei di corsi d’acqua e di rilevati stradali e ferroviari. In alcuni casi queste tecniche costituiscono l’unica possibilità consentita per l’adozione dei tracciati prescelti.

Occorre infine segnalare che, grazie ai continui miglioramenti tecnologici, i costi delle tecniche no-dig stanno progressivamente riducendosi e diventando sempre più competitivi con quelli delle pose tradizionali su cavi a cielo aperto.

9.2.1. Le pose no-dig Le principali tecniche no-dig attualmente adottate per la posa di nuova condotte si

possono raccogliere nelle tre seguenti categorie:

• il directional drilling (perforazione orizzontale teleguidata);

• il microtunnelling (scavo di microtunnel);

• il pipe ramming e l’ impact moling (infissione nel terreno per battitura). Il directional drilling. Sotto il nome di directional drilling sono indicate alcune tecnologie

di perforazione direzionale teleguidata le quali, agendo sull’orientazione dell’utensile di scavo, consentono l’esecuzione di tracciati curvilinei con raggio di curvatura anche assai ridotto, sino a valori di circa 20 metri. Queste tecniche sono particolarmente adatte in tracciati che, per aggirare ostacoli superficiali o sotterranei, partendo dalla superficie

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raggiungono e mantengono la profondità prevista risalendo successivamente al piano di campagna o arrivando in un pozzo di estremità appositamente praticato. Le varie tecniche di directional drilling si differenziano tra loro principalmente per il sistema di guida utilizzato e per il tipo di fluido impiegato sia come lubrificante che per allontanare dal fronte di avanzamento il materiale di risulta della perforazione. Dopo aver praticato un foro pilota di piccolo diametro, al posto dell’utensile di perforazione viene montato un alesatore di diametro pari alla condotta da installare, collegato ad essa tramite un raccordo girevole che eviti di mettere in rotazione l’intera tubazione. Il sistema di aste di perforazione viene quindi richiamato all’indietro verso la macchina perforatrice allargando il foro e trascinando in posizione la nuova tubazione (figura 9.3).

perforatrice rotativa

perforazione foro pilota

colonna di aste utensile di perforazione


alesatura e tiro nuova condotta giunto girevole alesatore

nuova condotta

aste

nuova condotta

Figura 9.3 – Directional drilling: perforazione del foro pilota e alesatura e tiro della nuova condotta

I tipi di materiale più adatti alla posa mediante directional drilling sono i materiali plastici e l’acciaio, caratterizzati da una elevata flessibilità e da giunti non sfilabili, in grado di resistere agli sforzi di trazione dovuti al trascinamento della condotta nel foro.

Con le tecniche attualmente disponibili il directional drilling può essere adottato praticamente in tutti i tipi di terreno e roccia ed in presenza di acqua, come avviene negli attraversamenti sotterranei di corsi d’acqua, e consente di posare condotte di diametro anche superiore ai 1000 mm e lunghezze sino a 1.5 km.

Il microtunnelling. Con il nome di microtunnelling vengono indicate quelle tecniche di posa basate sulla progressiva infissione per spinta nel terreno di una colonna costituita da un gruppo di perforazione munito di una testa fresante, detto microtunneller, e da tronchi di condotta successivamente aggiunti man mano che l’avanzamento procede. Lo smarino può essere di tipo meccanico, con sistemi a coclea, o di tipo idraulico, nel quale il materiale di risulta viene trascinato verso il pozzo di partenza dal fluido iniettato in corrispondenza alla testa fresante. Queste tecniche sono molto simili alle classiche pose con spingitubo. Più in particolare, a partire da un pozzo di spinta il microtunneller viene infisso nel terreno mediante un gruppo di spinta costituito da quattro pistoni idraulici che si appoggiano su di un muro di contrasto in calcestruzzo realizzato sulla parete del pozzo opposta a quella di avanzamento. Una volta che il microtunneller è completamente inserito

84

E. Piga

nel terreno, i pistoni vengono ritratti e viene interposto tra il microtunneller ed il gruppo di spinta un primo concio di condotta munito di incastri. Man mano che l’avanzamento dello scavo procede vengono aggiunti successivi conci di tubazione sino al raggiungimento del pozzo di arrivo (figura 9.4).

pozzo di arrivo pozzo di spinta

microtunneler

muro di controspinta

gruppo di spinta

nuova condotta

circuito diricircolo fanghi

conci di condotta

Figura 9.4 – Posa di un tubo guida mediante microtunnelling.

La tubazione risultante costituisce usualmente un tubo guida entro il quale viene successivamente inserita la condotta dell’acquedotto. I pistoni del gruppo di spinta sono controllati singolarmente e, potendo esercitare sulla colonna spinte differenti, possono sviluppare una risultante non assiale che consente di controllare, sia pure limitatamente, la direzione dell’avanzamento e realizzare tracciati anche debolmente curvi. Attualmente possono venire installate tubazioni anche di grande diametro, sino a 3000 mm, con lunghezze sino a circa 1 km.

In microtunnelling richiede l’uso di tubazioni rigide in acciaio o cemento armato mentre è escluso l’impiego di tubazioni flessibili quali quelle in materiali plastici che non sopporterebbero le sollecitazioni di compressione del gruppo di spinta . Il microtunnelling può essere adottato in presenza di terreni, formazioni rocciose e in generale materiali omogenei anche di elevata durezza, comprese strutture in calcestruzzo armato eventualmente presenti lungo il tracciato.

Il pipe ramming e l’ impact moling. Entrambe le due tecniche di pipe ramming e impact moling sono basate sulla infissione nel terreno di una condotta mediante battitura.

Il pipe ramming consiste nell’infiggere la tubazione in acciaio mediante battitura esercitata da un gruppo di percussione azionato a fluido, che agisce sulla estremità della condotta nel pozzo di partenza. Poiché non consente di controllare e modificare la direzione di avanzamento impostata, questa tecnica viene utilizzata unicamente per brevi percorsi rettilinei quali ad esempio gli attraversamenti sotterranei di rilevati stradali e ferroviari. Per impostare la direzione dell’avanzamento, la parte della condotta fuori terra è vincolata a muoversi su di un binario di guida lungo alcuni diametri. L’installazione del tubo in acciaio viene eseguita aggiungendo alla tratta già infissa nel terreno successivi conci di condotta, che vengono saldati di testa (figura 9.5). Al fine di evitare dislocazioni del materiale che possano propagarsi sino alla superficie del suolo, nella posa di condotte con diametri superiori ai 150 mm l’estremità anteriore viene lasciata aperta, come con lo spingitubo, consentendo che durante l’avanzamento la terra occupi l’interno del tubo. Anche con questa tecnica lo smarino può essere meccanico o idraulico. Il pipe ramming consente la posa di condotte in acciaio di lunghezza contenuta entro i 30 metri e diametro

85


anche superiore a 1000 mm. L’impiego del pipe ramming è limitato all’attraversamento di terreni omogenei di granulometria fine.

percussorebinario di guida

nuova condotta

gruppocompressore

pozzo di arrivo pozzo

di spinta

Figura 9.5 – Pipe ramming: infissione di una condotta mediante battitura dal pozzo di spinta

La tecnica di impact moling è ancora basata sull’infissione per battitura ma si differenzia dal pipe ramming per la posizione dell’elemento di percussione, che è ubicato questa volta in testa alla colonna ed avanzando trascina lungo il cavo aperto la tubazione da installare. Per facilitare l’avanzamento, il sistema di percussione determina un movimento rototraslatorio della testa di perforazione. Con questa tecnica vengono usualmente installate tubazioni in materiale plastico (figura 9.6).

testa battente condotta

gruppocompressore

nuova condotta

Figura 9.6 – Posa di una condotta mediante impact moling

L’impiego del impact moling presenta le stesse limitazioni del pipe ramming: i tracciati debbono essere rettilinei e di breve lunghezza ed il terreno deve essere omogeneo di tipo argilloso o sabbioso. Poiché la tasta di percussione apre direttamente un cavo di dimensioni pari al diametro della condotta e durante l’avanzamento disloca il terreno, il suo impiego è limitato a diametri non superiori ai 150 mm.

9.2.2. La riabilitazione e la sostituzione delle condotte La riabilitazione delle condotte comprende tutti quegli interventi tesi a ripristinare la

funzionalità delle tubazioni (capacità di deflusso, impermeabilità, resistenza meccanica e chimica) compromesse da lunghi periodi d’esercizio o da specifiche cause di origine meccanica e chimica. Questo tipo di provvedimenti risultano in genere economicamente convenienti allorquando occorre ripristinare solo alcune delle caratteristiche funzionali delle condotte mentre in presenza di condotte completamente ammalorate conviene procedere direttamente alla sostituzione ex novo delle tubazioni. Entrambi questi interventi costituiscono il principale campo di applicazione delle tecniche no-dig.

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E. Piga

Gli interventi di risanamento possono consistere in semplici operazioni di pulizia e nel ripristino del rivestimento interno, nell’inserimento di guaine impermeabili o di nuove tubazioni entro le condotte esistenti e nella sostituzione di queste con altra tubazione.

La pulizia delle condotte (pipe cleaning) costituisce un efficace provvedimento di riabilitazione nei casi in cui la tubazione sia integra ma la sua capacità di deflusso sia ridotta a causa delle incrostazioni che ne aumentano la scabrezza e ne riducono la luce libera. Le più diffuse tecniche di pulizia sono di tipo idraulico e meccanico e consistono nell’introdurre nelle tubazioni una speciale unità semovente (pig) che percorre la condotta e rimuove le incrostazioni e le eventuali ostruzioni per mezzo di spazzole metalliche, frese o altri attrezzi abrasivi (figura 9.7 a e b) o mediante getti d’acqua in forte pressione (figura 9.7 c). I pig possono essere mossi da motori propri o trascinati da cavi di traino e sono dotati di telecamere per l’ispezione visiva della superficie interna e per il controllo dell’intervento (figura 9.7 d).

a) b)

c) d)

Figura 9.7 –Pig con spazzole metalliche (a , b); con getti d’acqua in pressione (c); con telecamere (d).

Il ripristino del rivestimento interno (spray lining) viene effettuato mediante pig semoventi dotati di spruzzatori che applicano sulle pareti interne delle condotte uno stato di resina epossidiche (epoxi lining) o di malta cementizia (cement mortar lining). In quest’ultimo caso il pig è dotato di palette finitrici che durante l’intervento compattano e lisciano lo strato di malta.

87


L’applicazione di guaine impermeabili è una delle tecnologie più diffuse ed efficaci di risanamento, che consente di conferire alle tubazioni delle caratteristiche idrauliche (scabrezza e impermeabilità) pari o superiori a quelle originarie. Questo provvedimento può contribuire a migliorare sensibilmente anche la resistenza meccanica delle tubazioni e viene adottato efficacemente anche in presenza di lesioni diffuse delle pareti dei tubi.

Il procedimento consiste nell’inserire nella tubazione (host pipe) una calza di tessuto in poliestere o lana di vetro impregnato di resina e fare avvenire la polimerizzazione dopo il posizionamento. L’inserimento può avvenire per trazione o per inversione. Nel primo caso la calza viene trascinata entro la condotta mediante un cavo di trazione e quindi riempita di aria o acqua calda in pressione che la fanno aderire alla parete dei tubi e determinano contemporaneamente la polimerizzazione della resina (figura 9.8). Nel procedimento per inversione la calza di tessuto viene predisposta rivoltata e presenta all’esterno la superficie che diventerà dopo posizionamento la superficie interna a contatto col fluido. Dopo aver fissato alla tubazione l’estremità della calza, essa viene progressivamente introdotta e contemporaneamente invertita iniettando aria o acqua calda in pressione (figura 9.9). Sono anche utilizzate tecniche di polimerizzazione a freddo, basate sull’azione di lampade a raggi ultravioletti che vengono trascinate dentro la condotta dopo il posizionamento della calza. Con queste tecniche possono essere risanate condotte sino a 2500 mm.

Figura 9.8 – Applicazione di una guaina impermeabile per trazione

Figura 9.9 – Applicazione di una guaina impermeabile per inversione.

L’inserimento di nuove tubazione (liner) entro le condotte esistenti viene attualmente eseguita con due tecniche alternative, note sotto il nome di sliplining e close fit lining. Nello sliplinig il liner ha un diametro esterno leggermente inferiore a quello interno della tubazione ospite e viene inserito per spinta o mediante cavi di trazione. Una volta posizionato, lo spazio anulare tra le due condotte viene riempito iniettando malta cementizia o resina epossidica (figura 9.10 a).

Nel close fit lining il liner presenta invece un diametro leggermente superiore a quello della tubazione preesistente e richiede quindi di ridurne l’ingombro per consentire l’inserimento. Ciò viene ottenuto ripiegando il liner in forma di C (folded liners) o riducendone il diametro a caldo prima dell’inserimento grazie alla trazione ed al passaggio attraverso una luce calibrata (figura 9.10 b e 9.10 c). Dopo l’introduzione il liner viene

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E. Piga

messo in pressione e riprende la forma originaria aderendo perfettamente alla parete della tubazione ospite.

a) b)

c)

Figura 9.10 - Inserimento di un liner di diametro inferiore alla tubazione (a), ripiegato ad C (b) o con una riduzione del diametro (c) .

La sostituzione delle condotte esistenti con nuove tubazioni costituisce uno specifico campo di applicazione delle tecniche no-dig. Le principali tecnologie attualmente adottate sono denominate pipe splitting, pipe bursting e pipe reaming e consistono nella demolizione della condotta esistente e nella contemporanea introduzione della nuova tubazione. Tutte e tre le tecniche prevedono l’inserimento da una delle estremità della tratta da sostituire di un sistema di trazione formato da aste o cavi, che vengono fatti fuoriuscire dalla estremità opposta. A questo sistema viene collegata una testa demolitrice a sua volta collegata alla nuova tubazione. Mettendo in trazione il sistema di aste o cavi, viene fatta avanzare la testa demolitrice che rompe la vecchia condotta, allarga la cavità e trascina in posizione la nuova tubazione. Con queste tecniche vengono messe in opera tubazioni di diametro anche superiore (sino a due volte) a quello originario.

Le diverse tecniche si differenziano tra loro per le differenti modalità operative della testa demolitrice, che variano a seconda delle caratteristiche del terreno di posa e del materiale costituente la condotta.

Nella tecnica pipe splitting la testa dirompente è dotata di lame che tagliano la vecchia condotta secondo una generatrice e divaricano durante l’avanzamento i lembi del taglio mediante dei cunei di espansione. Questa tecnica è particolarmente adatta per la sostituzione di condotte duttili, come l’acciaio ed i materiali plastici. Il pipe bursting contiene nella testa demolitrice a forma di cuneo una massa battente mossa ad aria compressa. Tirando mediante il sistema di trazione la testa demolitrice contro la vecchia condotta, questa viene frammentata progressivamente e viene contemporaneamente allargata la cavità e trascinata in posizione la nuova tubazione. Il pipe bursting viene adottato in presenza di materiali fragili tipo la ghisa ed i materiali lapidei, mentre è inadatta alla sostituzione di tubi di acciaio e materiali plastici (figura 9.11). Entrambe queste due tecniche determinano un dislocamento del terreno circostante la condotta, che può interessare, a seconda della comprimibilità del suolo, sia eventuali sottoservizi interrati in prossimità della condotta sia, nel caso di pose superficiali, la stessa pavimentazione stradale.

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a)

b)

Figura 9.11 – Sostituzione della condotta esistente mediante pipe splitting (a) e pipe bursting (b).

La terza tecnica, il pipe reaming, è assai simile al directional drilling. In questo caso il foro pilota è già esistente ed è costituito dalla condotta da sostituire. Dopo aver inserito il sistema di aste di tiro entro la vecchia condotta, viene collegato all’estremo opposto della colonna di aste un alesatore al quale è anche agganciata la nuova tubazione. Mettendo in rotazione e in trazione la testa alesatrice, viene distrutta la condotta esistente e tirata in posizione la nuova tubazione (figura 9.12). Questa tecnica è particolarmente adatta per la sostituzione di condotte in materiali lapidei.


nuova condotta

pozzetto

vecchia condotta

pozzetto

colonna di aste

giunto girevole alesatore

astenuova tubazione

vecchia tubazione

Figura 9.12 – Sostituzione della condotta esistente mediante pipe reaming.

Le nuove tubazioni posate con queste tecnologie sono usualmente in materiali plastici, e prevalentemente in PEAD che per i piccoli diametri viene fornita in rotoli evitando la necessità di giunzioni. Con i diametri maggiori, laddove vi sia sufficiente disponibilità di spazio in superficie, i singoli tubi sono giuntati fuori terra man mano che l’avanzamento procede mentre in zone urbane o con limitati spazi per il cantiere le giunzioni vengono fatte direttamente sul fondo dello scavo (o del pozzetto) di introduzione. In questo caso, ovviamente, la nuova tubazione viene preparata in conci di piccola lunghezza e il numero di giunzioni (ed il costo complessivo dell’intervento) aumentano corrispondentemente.

90

E. Piga

9.3. L’aria nelle condotte Nelle tubazioni degli acquedotti è sempre presente una certa quantità d’aria libera, la

cui origine deriva da più cause: viene aspirata in condotta da sezioni in depressione a tenuta imperfetta o da imbocchi con insufficiente battente, è emulsionata con l’acqua già nel manufatto di origine dell’acquedotto, riassume la forma gassosa dallo stato di soluzione nell’acqua per effetto di diminuzioni della pressione ed aumenti della temperatura.

L’arie è inizialmente presente sotto forma di piccole bolle diffuse in seno al fluido le quali, trascinate dalla corrente, entrano in contatto tra loro riunendosi e formando dapprima delle bolle più grandi e quindi delle lunghe sacche che si raccolgono contro il cielo della condotta. Le sacche d’aria sono soggette all’azione di trascinamento della corrente diretta verso valle, alla componente assiale della spinta di galleggiamento, diretta verso valle nei tronchi acclivi e verso monte in quelli declivi ed alle forze di adesione alla parete, che tendono a mantenerle ferme. A seconda di quali forze prevalgano, le sacche d’aria saranno trascinate verso valle, risaliranno la corrente verso monte o rimarranno aderenti alla parete della tubazione.

In tutti i casi, la presenza dell’aria in condotta provoca molti inconvenienti: determina oscillazioni di pressione e vibrazioni nelle tubazioni e, soprattutto, provoca una diminuzione della portata convogliata a causa della riduzione della sezione libera per il deflusso e delle perdite di carico concentrate per brusco restringimento ed allargamento. Nei casi estremi, a fronte di particolari andamenti del profilo, il progressivo accumulo dell’aria può portare la condotta a funzionare come un manometro differenziale ad aria causando la totale interruzione del deflusso (figura 9.13).

Ha

Hbh

hARIA

ACQUA

Figura 9.13 – Accumulo d’aria con interruzione del deflusso.

Per eliminare l’aria dalla tubazione occorre assegnare alla condotta un profilo costituito da una alternanza di livellette acclivi e declivi, ubicando degli apparecchi di sfiato nei punti alti del tracciato, ove l’aria tende a raccogliersi, e realizzando degli scarichi nei punti più bassi, che consentano il completo vuotamento delle tubazioni. Mentre nei tracciati in zone collinari o, in genere, con altimetria variabile, lo stesso andamento del terreno suggerirà le livellette da adottare per minimizzare i volumi di scavo, nei percorsi in pianura sarà necessario variare lungo il tracciato la profondità di posa e realizzare un andamento della condotta a dente di sega che crei artificialmente una successione di punti alti e bassi, ove saranno ubicati gli sfiati e gli scarichi. Assegnando ai tratti acclivi una pendenza del 0,2-0,3 % e valori dieci volte superiori a quelli declivi, nei primi le sacche d’aria raggiungerebbero i punti di sfiato per l’azione concorde delle spinte di galleggiamento e di

91


trascinamento mentre nei tratti declivi il prevalere della spinta di galleggiamento consentirebbe la loro risalita contro corrente verso il punto più elevato del tracciato. Adottando queste pendenze, tuttavia, la distanza tra un pozzetto di sfiato e quello di scarico successivo sarebbe di poche decine di metri, il che richiederebbe la realizzazione di un grande numero di manufatti con aggravio dei costi di costruzione. Ad esempio, adottando pendenze rispettivamente del 0,25 e 2,5% e variando di un metro la profondità di posa tra i punti più elevati e quelli più bassi, la distanza tra un pozzetto di scarico e quello di sfiato successivo sarebbe di 400 metri mentre la distanza tra il pozzetto di sfiato e quello di scarico sarebbe solo di 40 metri (figura 9.14). In alternativa, è stato suggerito da Marchetti di adottare anche nelle tratte declivi la stessa pendenza di quelle acclivi, in quanto la velocità media normalmente adottata negli acquedotti dovrebbe garantire il trascinamento delle sacche verso valle sino al successivo punto di sfiato. In questo modo il numero di pozzetti sarebbe di poco superiore alla metà di quelli necessari nel caso precedente, riducendo corrispondentemente il costo complessivo dell’opera.

400m 40m 400m

1m2m0.0025 0.025 0.0025

400m

0.0025 0.0025

400m

2m1m

POZZETTO DI SFIATO POZZETTO DI SCARICO

Figura 9.14 – Possibili andamenti delle livellette in territori pianeggianti.

9.4. Le apparecchiature di sfiato e regolazione Nella loro forma più semplice, impiegata unicamente in quei rari casi nei quali la

piezometrica sia prossima al suolo, gli apparecchi di sfiato sono costituiti da un semplice tubo di piccolo diametro che si dirama verticalmente dalla condotta elevandosi al di sopra del terreno sino a oltre la quota piezometrica. Per evitare l’ingresso in condotta di piccoli animali, insetti o in generale di sostanze inquinanti, l’estremità libera del tubo è ripiegata verso il basso ed è munita di una rete di protezione.

Quando invece la quota piezometrica supera di molto la quota del terreno, occorre adottare degli sfiati automatici in pressione. Essi sono costituiti da una camera entro la quale è alloggiato un galleggiante sferico, provvista nella parte superiore di una luce in comunicazione con l’esterno e nella parte inferiore di una flangia di collegamento con la condotta (figura 9.15 a). Nelle normali condizioni d’esercizio la spinta di galleggiamento forza il galleggiante contro la luce di spurgo occludendola. Allorquando arriva allo sfiato una certa quantità d’aria proveniente dalla condotta, il pelo libero entro la camera e la valvola sferica si abbassano liberando la luce e consentendo la fuoriuscita dell’aria; il livello nella camera quindi risale e porta il galleggiante a chiudere nuovamente la luce d’uscita. Per poter consentire oltre il normale spurgo anche il flusso dei grandi volumi d’aria legati alle operazioni di vuotamento e riempimento della condotta, gli sfiati automatici sono spesso a doppio corpo e la camera presenta oltre la piccola luce di spurgo una seconda luce di dimensioni molto maggiori dotata di una propria valvola sferica che si apre allorquando la prima valvola non riesce ad eliminare l’aria proveniente

92

E. Piga

dalla condotta ed il livello del pelo libero nella camera continua ad abbassarsi (figura 9.15 b).

a) b)

Figura 9.15 – Sfiati automatici: a) a corpo semplice; b) a doppio corpo.

Le saracinesche sono degli organi di regolazione ed intercettazione della portata. Esse sono costituite da un corpo metallico flangiato alle estremità e dotato di un otturatore (cuneo) che può occludere totalmente o parzialmente il passaggio dell’acqua (figura 9.16).

1 corpo

2 cappello

3 cuneo

4 camera a stoppa

5 premistoppa

6 albero

7 madrevite

8 anelli del corpo

9 anelli del cuneo

10 bussola del premistoppa

11 bulloni del corpo

12 bulloni camera a stoppa

13 bulloni premistoppa

14 guarnizione del corpo

15 guarnizione premistoppa

16 guarnizione camera a stoppa

Figura 9.16 – Saracinesca in ghisa.

In condizioni di completa apertura il cuneo è totalmente contenuto nella parte superiore del corpo e nel cappello cosicché le perdite di carico determinate dalla apparecchiatura risultano trascurabili mentre, in condizioni di chiusura, la completa aderenza tra gli anelli del cuneo e del corpo garantiscono una ottima tenuta a pressioni anche elevate. E’ ritenuto sconsigliabile utilizzare le saracinesche parzializzate per regolare le portate in quanto il contatto solo parziale tra gli anelli di tenuta del cuneo e del corpo può deteriorarli compromettendone la tenuta a saracinesca chiusa. La saracinesca può essere manovrata direttamente a mano tramite il volantino o può essere azionata, anche a distanza, mediante motori elettrici. Per basse pressioni d’esercizio le saracinesche sono a corpo

93


piatto mentre al crescere della pressione si passa a quelle a corpo ovale e quindi a corpo cilindrico, caratterizzate da ingombri, pesi e costi crescenti.

Le valvole a farfalla sono costituite da un tronchetto di tubazione munita di flange entro il quale è posizionato un disco circolare di diametro pari al diametro interno del tubo, libero di ruotare intorno ad un asse trasversale. Inizialmente usate solo come organi di regolazione, grazie ai miglioramenti della tenuta in condizioni di completa chiusura le valvole a farfalla vengono attualmente utilizzate anche come organo di intercettazione. Sono spesso preferite alle saracinesche per il limitato ingombro ed il costo più contenuto (figura 9.17), ma presentano perdite di carico non trascurabili anche in condizioni di completa apertura.

a) b)

Figura 9.17 – Valvole di regolazione. a) valvola a farfalla; b) idrovalvola

Le valvole automatiche di regolazione (idrovalvole), illustrate anch’esse nella figura 9.17, sono costituite da un corpo valvola entro il quale un setto interno, dotato di una luce di passaggio e di un organo otturatore, separa una camera di monte da una camera di valle. Il movimento dell’otturatore dipende dalle pressioni nelle due camere di monte e di valle e dalla pressione in una terza camera delimitata da un pistone o da una membrana elastica solidali con l’otturatore. In quest’ultima camera la pressione è controllata dal flusso in un circuito idraulico che collega le camere di monte e di valle e consente di realizzare funzionamenti che mantengano costanti la pressione di monte, quella di valle o la differenza tra le due.

Oltre a quelle sopra descritte, esistono in commercio molti altri tipi di valvole. A scopo illustrativo nella figura 9.18 e 9.19 sono riportate le sezioni di valvole di ritegno a fuso ed a clapet, di valvole a galleggiante e di valvole di fondo.

a) b)

Figura 9.18 – Valvole di ritegno a fuso (a) ed a klapet (b).

94

E. Piga

c) d)

Figura 9.19 – Valvola a galleggiante (c) e valvola di fondo (d).

9.5. I blocchi d’ancoraggio Le condotte in pressione sono sottoposte alle sollecitazioni trasmesse dal fluido

trasportato, che possono richiedere l’adozione di blocchi d’ancoraggio per evitare movimenti della tubazione che poterebbero comprometterne l’integrità e la tenuta dei giunti.

Nei tratti rettilinei a pendenza non elevata le sollecitazioni sono di modesta entità; in particolare, nelle condotte interrate l’ammorsamento del terreno è di regola sufficiente ad assicurare la stabilità della tubazione. In corrispondenza alle curve sia planimetriche che altimetriche ed a punti singolari quali le estremità cieche, i cambiamenti di diametro, le diramazioni e gli organi di intercettazione e regolazione, queste sollecitazioni possono invece assumere valori assai elevati e, anche nel caso di posa in trincea, rendere indispensabile l’ancoraggio della condotta. Poiché i blocchi devono contrastare queste spinte grazie al peso proprio ed alla reazione vincolare del terreno, il loro dimensionamento deve soddisfare le verifiche allo scorrimento ed al ribaltamento nonché quelle sulle massime tensioni ammissibili nel calcestruzzo e nel terreno.

Per determinare l’entità delle sollecitazioni occorre fare riferimento alle condizioni più critiche, che si verificano in fase di collaudo durante il quale la condotta viene sottoposta a pressioni superiori a quelle d’esercizio. A favore della sicurezza, inoltre, non si tiene conto dell’eventuale ricoprimento del blocco e si considera una tensione ammissibile nel calcestruzzo di piccola entità, in considerazione del fatto che le prove di collaudo vengono spesso eseguite prima della completa maturazione del getto.

La varietà delle situazioni nelle quali è richiesto l’impiego di un blocco d’ancoraggio non consente l’illustrazione di tutti i casi possibili. A titolo d’esempio, viene considerata nel seguito una curva in un piano orizzontale, riportata nella figura 9.20.

La spinta S esercitata dall’acqua sulla curva e da questa trasmessa al blocco d’ancoraggio e quindi al terreno risulta dalla applicazione dell’equazione globale dell’equilibrio al volume compreso tra le due sezioni 1 e 2:

AGMMS +−++=−= 22110 ΠΠΠ ,

dove 0Π rappresenta la spinta esercitata dalla parete solida sul volume liquido

compreso tra le due sezioni, AG è il peso di questo volume mentre 1Π , 1M , 2Π ed 2M sono rispettivamente le spinte e le quantità di moto nelle due sezioni. Poiché 1M ed 2M

95


sono di entità trascurabile rispetto a 1Π e 2Π ed inoltre AG è diretto perpendicolarmente al piano della curva, la componente orizzontale S della spinta risulta dalla composizione di

o

1Π ed 2Π .

S

H

H

RS

G

R

1

2

P

0

B

a

GT

GA

D

LR

P 0

1

1

2

2

L1

D

Ra

Figura 9.20 – Pianta e sezione di un blocco di ancoraggio per una curva planimetrica.

Indicando con D il diametro esterno della condotta, con aγ il peso specifico dell’acqua, con α l’angolo descritto dalla curva e con h il carico massimo sull’asse della condotta (corrispondente alla pressione di collaudo), la componente orizzontale S risulta: o

22

4

2 απγ senDhS ao ⋅⋅⋅

⋅⋅= .

Questa spinta deve essere contrastata dall’attrito R tra il blocco ed il terreno e, se le condizioni di posa lo consentono, dalla spinta passiva R della terra in corrispondenza alla parete posteriore dello scavo a contatto con il blocco. Il suo dimensionamento deve soddisfare la verifica allo scorrimento sul piano di base, la verifica degli sforzi massimi cui è sottoposto il calcestruzzo e la verifica della resistenza del terreno alla sollecitazione esercitata dal blocco. Nel caso esaminato la verifica al ribaltamento è usualmente soddisfatta in quanto la coppia ribaltante, dovuta alle diverse linee d’azione di S , ed

, è equilibrata dai pesi del blocco, del tubo e dell’acqua.

a

p

o aR

pR

Per l’equilibrio allo scorrimento la spinta S deve essere inferiore alla somma della reazione d’attrito sulla superficie di base e della spinta passiva della parete dello scavo. La reazione d’attrito R è espressa dalla relazione:

o

aR pR

a

)GGG(fR ATBa ++⋅= ,

dove f è il coefficiente d’attrito tra il terreno ed in calcestruzzo, che assume valori tra 0.3 e 0.7 a seconda dell’angolo di attrito interno ϕ del terreno, mentre G , e G sono rispettivamente il peso del blocco d’ancoraggio, quello del tubo e quello dell’acqua nel tronco considerato. La spinta passiva R può essere valutata mediante l’espressione:

B TG A

p

96

E. Piga

)HH(LKR ptp21

222

1−⋅⋅⋅⋅= γ ,

nella quale tγ rappresenta il peso specifico del terreno, L la larghezza della faccia posteriore del blocco, ed H la profondità di posa e l’altezza di rinterro del blocco mentre K è il coefficiente di spinta passiva dato da:

2H 1

p

)(tgK op 2

452 ϕ+= .

Lo sforzo massimo nel calcestruzzo si presenta in corrispondenza alla superficie di contatto tra il blocco ed il tubo e deve essere inferiore alla massima tensione ammissibile

cs.ammσ nel calcestruzzo che, per quanto detto precedentemente, si può assumere pari a 200 N/cm2. Con riferimento allo schema riportato nella figura 9.20, la verifica delle tensioni massime nel calcestruzzo csσ sarà soddisfatta se risulterà:

cs.ammo

cs DLS

σσ ≤⋅

=1

.

Allorquando, come si verifica sovente, il peso del tronco di tubazione e quello dell’acqua contenuta sono assai inferiori al peso del blocco, in prima approssimazione si può trascurare l’eccentricità della risultante dei pesi e valutare lo sforzo di compressione massimo terrσ trasmesso dal blocco al terreno mediante l’espressione:

terr.ammATB

terr AGGG

σσ ≤++

= ,

dove A rappresenta la superficie di base del blocco. Ovviamente il valore di terrσ deve essere inferiore alla massima tensione ammissibile terr.ammσ nel terreno.

9.6. Il collaudo delle opere Le prove di tenuta dell’acquedotto sono di regola eseguite durante il collaudo, secondo

le prescrizioni del capitolato d’appalto. Usualmente vengono sottoposte a prova tratte di lunghezza pari a circa 500-1000 metri, portandole, come già accennato, ad una pressione pari al maggiore tra i due valori 1.5 Pe e Pe+2 kgf/cm2. Viene effettuata una prima prova a giunti scoperti della durata di 6 ore, ed una seconda prova di 2 ore dopo il completo rinterro della condotta, durante le quali la pressione rilevata mediante un manometro registratore deve rimanere costante. Nelle condotte in materiali lapidei le prove vengono eseguite alcuni giorni dopo il loro riempimento in modo da non considerare le perdite dovute all’iniziale assorbimento di acqua da parte del materiale costituente la tubazione. Nelle condotte posate in cunicolo o in galleria, non essendovi interventi successivi alla posa della condotta, viene effettuata solamente la prima prova. La norma dà facoltà al collaudatore di accettare i risultati di prove di pressione effettuate e verbalizzate dalla direzione dei lavori.

97


10. LE OPERE LUNGO LINEA

Come accennato nell’introduzione, lungo l’acquedotto esterno sono presenti numerosi manufatti e opere d’arte, necessari per l’esercizio ed il controllo del sistema. Nel seguito sono sommariamente descritti alcuni di questi manufatti, rinviando per maggiori approfondimenti e per il disegno delle opere non illustrate ai numerosi testi tecnici esistenti.

10.1. I pozzetti di scarico e di sfiato I pozzetti di scarico e di sfiato, riportati nelle figure 10.1 e 10.2, sono dei manufatti in

calcestruzzo di piccole dimensioni ubicati in corrispondenza ai punti più bassi e più alti del profilo allo scopo di ospitare gli scarichi, gli sfiati ed eventuali altre apparecchiature di regolazione e di intercettazione. La condotta che attraversa il pozzetto è posata su selle d’appoggio di calcestruzzo o d’acciaio ed è posizionata in prossimità ad una delle pareti; essa è usualmente realizzata in acciaio con giunti a flangia ed è dotata di giunti di smontaggio. L’impiego dell’acciaio non dipende dall’esistenza di particolari sollecitazioni meccaniche, ma è legato alla facilità di realizzare e modificare in opera i pezzi speciali che costituiscono l’arredamento interno del manufatto. I pozzetti hanno una altezza interna di circa 2 metri e dimensioni in pianta adeguate a contenere la condotta e consentire agevoli interventi di manutenzione. L’accesso avviene da un chiusino in acciaio o in ghisa ubicato sulla copertura, in corrispondenza al quale è murata in parete una scala metallica. Il fondo del manufatto presenta una debole pendenza verso un piccolo pozzetto di drenaggio ubicato in un angolo, che raccoglie le eventuali perdite dei giunti.

Figura 10.1 – Pozzetto a scarico forzato.

98

E. Piga

Nei pozzetti di scarico la condotta principale presenta una diramazione laterale con uguale quota del fondo tubo, munita di saracinesca. Nei pozzetti detti a scarico libero, rappresentati nella figura 1.6 del primo capitolo, la tubazione di scarico collega il pozzetto con la sezione più prossima della rete di dreno naturale, ove viene immessa la portata scaricata. Nei pozzetti a scarico forzato (figura 10.1) la tubazione di scarico è collegata ad un tronco di tubo verticale posto fuori dal pozzetto, che viene vuotato mediante una pompa di esaurimento.

Nei pozzetti di sfiato, la tubazione presenta una diramazione verso l’alto munita di saracinesca, alla quale viene collegato mediante flange l’apparecchio di sfiato automatico. In questo manufatto il pozzetto di drenaggio disperde direttamente nel terreno le piccole perdite che possono manifestarsi dai giunti e dall’apparecchiatura di sfiato.

Figura 10.2 – Pozzetto di sfiato.

Nelle condotte di maggiori dimensioni gli sfiati e gli scarichi vengono spesso realizzati inglobando in un blocco di calcestruzzo un pezzo speciale costituito da un corto tronco della condotta principale dotato di una diramazione laterale o verso l’alto a seconda che si tratti di scarichi o di sfiati. A queste diramazioni sono collegate le apparecchiature di sfiato o gli scarichi forzati (figura 10.3).

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Figura 10.3 – Scarichi di grandi condotte.

10.2. I partitori La diramazione laterale da una linea principale di un acquedotto viene realizzata con

un manufatto ripartitore, mediante il quale la portata complessiva in arrivo al nodo viene ripartita nelle due portate previste per le due condotte in uscita. A seconda della altezza piezometrica in corrispondenza al nodo, la partizione può avvenire a pelo libero mediante un sistema di vasche collegate da luci a stramazzo o in pressione mediante una semplice condotta che si dirama dalla linea principale. L’impiego di partitori a pelo libero comporta l’inserzione di una disconnessione tra le piezometriche in ingresso e in uscita, che assicura, come già accennato, minori carichi massimi nelle condotte a valle ma presenta l’inconveniente di rendere meno elastica la gestione del sistema.

I partitori a pelo libero sono costituiti da una vasca d’arrivo nella quale viene sversata la portata in ingresso, dotata di un setto forato con funzioni di calma della corrente (figura 10.4). Attraverso delle luci a stramazzo di adeguata larghezza, la portata viene ripartita nelle proporzioni richieste e sversata nelle vasche di presa dalle quali si dipartono le tubazioni in partenza. Le vasche sono dotate di sfioratori di troppo pieno e di scarichi di fondo. Tutte le tubazioni, con l’eccezione di quella di sfioro, sono dotate di saracinesche. Per garantire la conservazione dei requisiti di potabilità, il sistema di vasche è usualmente inserito in un manufatto non finestrato, per evitare che l’illuminazione naturale favorisca la crescita di alghe.

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Figura 10.4 – Partitore a pelo libero.

Come indicato nella figura 10.5, nei partitori in pressione le condotte, i pezzi speciali e le apparecchiature sono ubicati in un cunicolo interrato, accessibile da una camera fuori terra. Le due condotte a valle della diramazione sono dotate di saracinesche, di valvole di regolazione e di misuratori di portata. Per garantire la precisione delle misure, questi strumenti devono essere preceduti e seguiti da tratti di condotta rettilinea privi di componenti che disturbino la corrente, il che richiede la realizzazione di cunicoli di una certa lunghezza. Nel partitore viene spesso ubicato uno sfiato o uno scarico, a seconda dell’andamento altimetrico della condotta. Per le ragioni già precedentemente illustrate, la tubazione entro il manufatto è usualmente realizzata in acciaio.

Figura 10.5 – Partitore in pressione – a) pianta.

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Figura 10.5 – Partitore in pressione – b) sezione.

10.3. I manufatti d’attraversamento I manufatti d’attraversamento vengono realizzati laddove il tracciato dell’acquedotto

incrocia corsi d’acqua, canali, strade e ferrovie. Essi debbono essere progettati in funzione della duplice esigenza di difendere la condotta dalle sollecitazioni indotte dalla corrente idrica o dal traffico stradale e ferroviario nonché, per un altro verso, di proteggere il rilevato stradale e ferroviario dai possibili cedimenti dovuti a perdite dalle tubazioni. In particolare, gli attraversamenti ed i parallelismi dell’acquedotto con le linee ferroviarie, tranviarie, di funivia e simili impianti extraurbani sono regolati dal D.M. del 23 febbraio 1971.

10.3.1. Attraversamenti di corsi d’acqua e di canali Attraversamenti sotterranei. Negli attraversamenti dei corsi d’acqua, non è mai

conveniente posare la condotta direttamente sopra il fondo dell’alveo, anche se è protetta con calcestruzzo o mediante altri provvedimenti, in quanto i fenomeni di erosione del fondo e le sollecitazione indotte dalla stessa corrente ne comprometterebbero in breve tempo la stabilità.

Per l’attraversamento di fossi, compluvi minori e, in genere, di piccoli corsi d’acqua asciutti nella maggior parte dell’anno, può essere ancora adottata l’ordinaria posa in fossa interrata, che risulta assai più economica delle altre alternative. In questo caso è tuttavia opportuno adottare una profondità di posa maggiore del normale e proteggere eventualmente l’alveo dall’erosione mediante interventi di stabilizzazione.

Laddove serva una maggiore protezione della condotta, l’attraversamento può essere effettuato disponendo un tubo guida di lamiera zincata protetta da un getto di calcestruzzo in un cavo di posa praticato trasversalmente all’alveo. Entro il tubo guida viene successivamente inserita la tubazione, spesso dotata di collari distanziatori (figura 10.6). In alternativa, allorquando la sistemazione del corso d’acqua richieda la realizzazione di un sistema di briglie, la condotta può essere posata direttamente in un cunicolo ricavato nel corpo della briglia stessa (figura 10.7).

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Figura 10.6 – Attraversamento di un piccolo corso d’acqua.

Figura 10.7 – Attraversamento in briglia.

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Attraversamenti aerei. Nei corsi d’acqua maggiori si adottano di regola degli attraversamenti aerei. Essi possono essere realizzati in differenti modi: sospendendo le condotte a ponti esistenti, adottando tubazioni autoportanti o realizzando strutture di attraversamento indipendenti destinate a sostenere la tubazione.

L’utilizzo di ponti stradali esistenti necessita dell’autorizzazione dell’ente gestore della strada e viene solitamente adottato nel caso di condotte di piccolo diametro. La disposizione più frequente è quella di sospendere la tubazione all’esterno della spalletta del ponte mediante apposite mensole.

Nella soluzione con tubi autoportanti (ponte-tubo) la tubazione viene direttamente ancorata a due blocchi di calcestruzzo realizzati sulle due sponde e, negli attraversamenti di lunghezza superiore ad una decina di metri, viene anche sostenuta da pile intermedie. Lo spessore della tubazione deve essere in grado di sopportare sia le sollecitazioni legate alla pressione interna che quelle, di tipo flessionale, dovute al peso proprio (figura 10.8). Per migliorare la resistenza a queste ultime, la tubazione è spesso dotata di corniere d’irrigidimento e di sistemi di tiranti.

Figura 10.8 – Ponte tubo.

La soluzione con strutture di sostegno indipendenti viene usualmente adottata in presenza di grandi luci. Essa consiste in un sistema di travi in acciaio (figura 10.9) o in cemento armato sia ordinario che precompresso, che poggiano sulle spalle e sulle pile intermedie e sostengono una passerella sulla quale è posata mediante selle d’appoggio (boggioli) la tubazione. Alcune soluzioni prevedono l’impiego di travi con sezione ad U chiuse superiormente da lastre amovibili, nel cui cavo viene sistemata la condotta (vedi primo capitolo, figura 1.5).

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Figura 10.9 – Attraversamento aereo in acciaio.

10.3.2. Attraversamenti stradali Gli attraversamenti stradali sono di regola sotterranei e la condotta può essere posata

in fossa interrata, entro un tubo guida o in un cunicolo. Il primo tipo di attraversamento viene adottato unicamente nelle strade rurali, con

traffico veicolare assente o assai modesto. Come negli attraversamenti dei fossati, anche in questo caso è opportuno aumentare la profondità di posa e proteggere eventualmente la tubazione con un ricoprimento in calcestruzzo. Nelle strade di maggiore traffico è invece indispensabile posare la condotta in un tubo guida o in un cunicolo, che la sottragga alle sollecitazioni indotte dal traffico stradale (figura 10.10). Per la posa del tubo guida è sempre più utilizzata la tecnica dello spingi-tubo, la quale consente di evitare l’apertura di una trincea trasversale alla strada ed il conseguente costo di realizzazione di deviazioni temporanee che aggirino l’interruzione. Essa consiste nel praticare a distanza di pochi metri dal bordo stradale uno scavo a partire dal quale mediante un sistema di martinetti idraulici viene progressivamente infisso sotto il rilevato stradale un tubo guida costituito da anelli di acciaio o di calcestruzzo dotati di incastri di collegamento (vedi figura 10.11). Man mano che l’avanzamento procede, vengono aggiunti nuovi elementi anulari di tubo e viene eliminata la terra al loro interno. Entro il tubo guida viene successivamente inserita la tubazione dell’acquedotto munita di collari distanziatori. Alle due estremità dell’attraversamento vengono realizzati due pozzetti dotati di saracinesche, destinate ad isolare il tratto di condotta in caso di perdite che possano pregiudicare la stabilità del rilevato. Il pozzetto più profondo è inoltre dotato di uno scarico. Anche in questi attraversamenti vengono spesso utilizzati tubi in acciaio, che facilitano la realizzazione in opera della linea.

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Figura 10.10 – Attraversamento strada secondaria mediante tubo guida.

Figura 10.11 – Attraversamento strada principale mediante spingi-tubo.

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10.3.3. Attraversamenti ferroviari Gli attraversamenti ed i parallelismi di acquedotti con linee ferroviarie sono regolati,

come già accennato, dal DM del 23 febbraio 71, “Norme tecniche per gli attraversamenti ed i parallelismi di condotte e canali convoglianti liquidi e gas con ferrovie ed altre linee di trasporto”.

Gli attraversamenti vengono distinti in interrati, superiori e inferiori, a seconda che la condotta sia interrata al di sotto dei binari, attraversi la linea ferrata dall’alto mediante strutture portanti proprie o altri manufatti o sia posata in corrispondenza alle luci libere al di sotto dei ponti ferroviari. Negli attraversamenti interrati le condotte debbono essere posate entro un tubo di protezione, ad eccezione delle tubazioni in cemento armato di diametro superiore a 800 mm. Il tracciato dell’attraversamento deve essere per quanto possibile rettilineo e perpendicolare all’asse dei binari. Il decreto citato fissa la lunghezza dell’attraversamento esternamente ai binari estremi, la distanza di rispetto da opere e manufatti ferroviari e l’altezza di ricoprimento sull’estradosso del tubo di protezione (figura 10.12).

Figura 10.12 – Attraversamento ferroviario con spingitubo. Anche negli attraversamenti superiori la tubazione deve essere contenuta in un tubo di

protezione, che si può omettere solo nel caso in cui la condotta sia contenuta in un cavo di posa foggiato a canale in grado di trasportare l’intera portata. Nel caso di attraversamenti superiori su manufatti esistenti, la condotta deve essere inserita in un tubo guida posizionato all’interno di spallette continue e stagne nei confronti della ferrovia sottostante; in particolare è fatto esplicito divieto di posare le condotte su mensole ed appoggi esterni al manufatto. Norme analoghe prescrivono con dettaglio la posa delle condotte negli attraversamenti inferiori, sia che la condotta venga interrata, posata allo scoperto o

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disposta in cunicolo. In tutti i casi la condotta deve presentare una pendenza non inferiore al due per mille verso una estremità, dove deve essere ubicato un pozzetto di scarico.

Nel decreto sono indicate, per i diversi materiali, le caratteristiche delle tubazioni, le pressioni di dimensionamento e collaudo nonché i carichi da considerare per il dimensionamento del tubo di protezione.

10.4. I serbatoi I tipi costruttivi più comuni dei serbatoi urbani sono i serbatoi interrati o seminterrati ed i

serbatoi pensili. In particolari situazioni morfologiche e di stabilità delle formazioni rocciose vengono talvolta realizzati serbatoi in caverna.

Serbatoi interrati e seminterrati. Come già illustrato nei capitoli precedenti, questi serbatoi hanno un costo dell’ordine della metà di quello di un serbatoio pensile di pari capacità e vengono di regola adottati non appena esiste in prossimità del centro urbano un sito favorevole, che presenti una quota del terreno circa pari o poco inferiore alla quota di sfioro. Sono costituiti da due o più vasche indipendenti in cemento armato a pianta rettangolare o più raramente circolare, con altezza dell’acqua di circa 4 m (figura 10.13). Nei serbatoi interrati le vasche vengono realizzate in uno scavo di profondità circa pari all’altezza d’acqua nel serbatoio, cosicché la quota di sfioro risulta prossima a quella del piano di campagna. Nei serbatoi seminterrati lo scavo è meno profondo e la struttura è parzialmente fuori terra.

Sul solaio di copertura viene disposto uno strato di terra di circa un metro, che assicura sia la protezione termica all’acqua che la protezione meccanica del manto di impermeabilizzazione. A difesa dall’erosione dovuta alla pioggia, il terreno di copertura viene di regola inerbato con essenze vegetali dotate di apparati radicali superficiali. Tra le pareti perimetrali del sistema di vasche e le pareti dello scavo viene realizzato un vespaio, che ha la funzione di drenare sia l’acqua piovana proveniente dalla copertura delle vasche che le eventuali perdite dal serbatoio, recapitandole ad un punto di scarico.

Solamente i serbatoi di piccola dimensione vengono realizzati con strutture monolitiche. In alternativa, le pareti e la copertura sono semplicemente poggiate alla struttura sottostante e l’impermeabilità è conseguita tramite degli elementi di tenuta in materiale sintetico (water stop) inglobati nel getto. I serbatoi di maggiori dimensioni presentano giunti di dilatazione con tenute idrauliche anche sulla platea, sulle pareti e sulla copertura (figure 10.14).

Entro le vasche sono disposti dei setti in calcestruzzo con interasse di circa 4-5 m, che svolgono la duplice funzione di assicurare la circolazione ed il ricambio dell’acqua e di fornire degli appoggi intermedi alla copertura, riducendone la luce libera ed il costo. Il fondo delle vasche presenta una pendenza di poche unità per mille verso un pozzetto per facilitare il completo vuotamento durante le operazioni di pulizia.

L’accesso alle vasche avviene attraverso la camera di manovra che si estende fuori terra, nella quale passano tutte le tubazioni in ingresso ed in uscita dal serbatoio e sono ubicate le apparecchiature di controllo e regolazione. Ogni vasca è dotata di uno scarico di fondo, di uno sfioratore di troppo pieno, di una tubazione di alimentazione e di una tubazione di presa, tutte dotate di saracinesche eccetto quella di sfioro. Le tubazioni di presa e di arrivo sono collegate inoltre da un by-pass che consente di alimentare provvisoriamente il centro urbano in caso di disservizio dell’intero serbatoio. Per le ragioni già viste, tutte le tubazioni della camera di manovra sono di norma realizzate in acciaio con giunti a flangia.

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Figura 10.13 – Serbatoio interrato: pianta, sezione e particolari costruttivi.

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a) b)

c)

Figura 10.14 – Giunti di dilatazione water stop in parete (a) e sul fondo (b); giunti di scorrimento tra parete e fondo in un serbatoio a pianta circolare in cemento armato precompresso (c).

Serbatoi pensili.

I serbatoi pensili sono usualmente costituiti da un’unica vasca di pianta circolare, con fondo e copertura di forma troncoconica (vedi Figura 10.15). Lo stelo di sostegno della vasca è costituito da una canna cilindrica in cemento armato, entro la quale trovano alloggio le diverse tubazioni e le scale di accesso alle vasche.

La realizzazione dei serbatoi pensili viene affidata sempre più frequentemente mediante un appalto concorso, nel quale le imprese partecipanti presentano sia il progetto che l’offerta economica per la costruzione dell’opera. Poiché una delle voci di costo più rilevanti è costituita dagli oneri dei ponteggi e delle cassaforme da realizzare in quota, le tecniche messe a punto dalle varie imprese sono spesso basate su elementi prefabbricati realizzati in stabilimento o a piè d’opera. In alcuni casi vengono realizzati in cantiere dei settori di superficie conica, i quali vengono successivamente issati in cima allo stelo ed uniti a costituire il fondo e la copertura delle vasche. Altri procedimenti prevedono la costruzione a terra intorno allo stelo dell’intera vasca, che viene successivamente issata in quota mediante un sistema di sollevamento con cavi in acciaio.

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Figura 10.15 – Tipi di serbatoi pensili.

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BIBILIOGRAFIA

Arredi F.: “Costruzioni Idrauliche”, UTET, Torino, 1988. Da Deppo L., Datei C., Fiorotto V., Salandin P.: “Acquedotti”, Libreria Cortina, Padova, 2003. Frega G.: “Lezioni di Acquedotti e Fognature”, Liguori Editore, Napoli, 2002. Ippolito G.: “Appunti di Costruzioni Idrauliche”, Liguori Editore, Napoli, 1993. Marchetti M.: “Acquedotti”, Libreria Editrice Politecnica Cesare Tamburini, Milano, 1949. Milano V.: “Acquedotti”, Hoepli Editore, Milano, 1996.

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