Progetto Di Un Acquedotto [PDF]

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Anno Accademico 2010-2011 Corso di “Costruzioni idrauliche” Prof. Antonio Castorani

PROGETTAZIONE DELLA RETE DI APPROVVIGIONAMENTO IDRICO PER IL COMUNE DI Ruvo di Puglia

Corso di Laurea in Ingegneria Civile 3° Anno La progettazione di cui ci si occupa riguarda il dimensionamento della rete idrica e fognaria per il comune di Ruvo di Puglia (BA). 1.1 RETE IDRICA

Nella progettazione di un acquedotto risulta di estrema importanza la determinazione dei quantitativi d’acqua necessari per soddisfare la domanda idrica che si avrà dopo un periodo di circa 50 anni, che rappresenta la durata tecnico-economica delle opere da realizzare. L’assumerlo perciò pari a 50 anni non esclude che alcune delle opere dell’acquedotto possano avere una vita ben più lunga, significa semplicemente che l’acquedotto stesso deve avere una buona funzionalità per tale durata. A tale scopo appare opportuno in fase di progetto effettuare la stima della domanda idropotabile proiettata a 50 anni, valutando la dotazione idrica pro capite e ipotizzando, con riferimento alle leggi di crescita demografica, quale sarà la popolazione futura in funzione dei dati di popolazione al momento disponibili. Per la progettazione in esame si ricavano i dati di popolazione dai dati disponibili presso l’Anagrafe Comunale per gli anni dal 1973 al 2010: Anno di riferimento 1973 1974 1975 1976 1977 1978 1979 1980 1981 1982 1983 1984 1985 1986 1987 1988 1989 1990 1991 1992 1993 1994 1995 1996 1997 1998 1999 2000 2001 2002 2003 2004 2005 2006 2007 2008 2009 2010

Dato di popolazione 23466 23476 23631 23696 23837 23931 24043 24120 23720 23878 23963 24015 24040 24101 24140 24280 24417 24523 24845 24958 25074 25111 25384 25495 25565 25611 25674 25698 25741 25821 25910 25924 25900 25922 25973 25809 25803 25808

Tab. 1 – Dati di popolazione del Comune di Ruvo di Puglia

Una volta rappresentati i dati in un diagramma (Fig. 1 ), si procede a calcolare la proiezione della popolazione al 2060, applicando dei metodi matematici di previsione fondati sull’adattamento di opportune leggi matematiche, le cosiddette leggi di crescita, alla serie storica di popolazione di cui disponiamo.

Fig. 1 – Dati di popolazione del comune di Ruvo di Puglia

Disposti quindi tali dati in un piano di coordinate cartesiane aventi in ascissa i tempi t (misurati in anni n) e in ordinate la popolazione N, si valuta preliminarmente quale legge di crescita sia più adatta al caso in esame. Le leggi di crescita prese in esame sono:   

aritmetica (Fig. 2); geometrica (Fig. 3); dell’interesse composto (Fig. 4), utilizzando come valore del tasso di crescita τ il valor medio dei tassi 1

 N  ni di crescita τi tra coppie consecutive di anni, ricavati con l’espressione  i   i   1 , dove N  N i 1  

indica il dato di popolazione e n l’intervallo temporale tra i due dati di popolazione considerati; logistica (Fig. 5), con il metodo del limite di saturazione S fissato (con S pari a 51342).

Popolazione 2060 = 30136

Fig. 2 – Legge di crescita aritmetica

Popolazione 2060 = 30660

Fig. 3 – Legge di crescita geometrica

Popolazione 2060 = 29398

Fig. 4 – Legge di crescita dell’interesse composto

Popolazione 2060 = 30478

Fig. 5 – Legge di crescita logistica

Si utilizza come valore di popolazione al 2060 quello determinato con la legge di crescita logistica: P2060= 30478 Al fine di valutare la dotazione idrica pro capite, sono state ricavate le stime delle popolazioni turistica e fluttuante proiettate al 2060, ipotizzando valida la legge di crescita dell’ interesse composto, la quale ha fornito i seguenti valori: PTURISTICA = 343 PFLUTTUANTE=2782 Alla popolazione fluttuante giornaliera, presente per l’intero anno solare si è attribuita una dotazione pro capite lorda di 150 l/ab x giorno, ed alla popolazione turistica, in quanto extralberghiera ( per il comune in oggetto) e assunta presente per 75 giorni, si è assegnata una dotazione lorda di 350 l/ab x giorno. I volumi pertanto stimati sono: VRESIDENTE=30478* 300*365 = 3.337.341.000 l VTURISTICA=343*350*75 = 9.003.750 l VFLUTTUANTE=2782*150*365=152.314.50 l Sommati i tre volumi si ricava il seguente valore di dotazione idrica :

d

VTOT PRESIDENTE  365

 314.5

l ab  giorno

La portata Q sulla quale dimensionare l’acquedotto sarà quindi pari a:

Q

P2060  d 30478  314.5 l m3   110,54  0.11054 86400 86400 s s

(Portata media del giorno di massimo consumo)

1.2 COMPONENTI PRINCIPALI DI UN ACQUEDOTTO Schematicamente un acquedotto è composto (Fig. 6) da: 

un’opera di presa;



l’acquedotto esterno;



una disconnessione idraulica con funzione di compensazione e/o riserva;



l’acquedotto interno;

ACQUEDOTTO ESTERNO

OPERA DI PRESA

ACQUEDOTTO INTERNO

SERBATOIO

Fig. 6 – Principali componenti di un acquedotto

CENTRO URBANO

Nel progetto che segue verranno dimensionati tutti i componenti del sistema, fatta eccezione per l’opera di presa. Si prevede una presa un carico da acquedotto già esistente (adduttore principale), con quota piezometrica pari a 15 metri, da cui è possibile derivare la portata richiesta per il Comune in oggetto.

1.3 DIMENSIONAMENTO DELL’ACQUEDOTTO ESTERNO Sono assegnati i punti A (punto di presa) e B (serbatoio) (Fig. 8). Si individua il tracciato più conveniente dal punto di vista idraulico (scegliamo, cioè, di realizzare un’opera a gravità dato che l’orografia del territorio lo consente), cercando di appoggiarci il più possibile a strade esistenti (in modo da limitare gli espropri e non avere la necessità di realizzare un’apposita viabilità di servizio per la manutenzione).

Fig. 8 – Tracciato adduttore

Date le caratteristiche del terreno di natura calcarea, si è deciso di adottare tubazioni in acciaio giuntate a bicchiere, acquistate dalla Boldarino S.P.A. con sede a Brescia .

Una volta scelto il tracciato, si dimensiona l’adduttore esterno con la nota formula: Y=

, dove:

L=16988m Q = 0,11054 m3/s HA=492m HB=238m Y = HA - HB = 254m e avendo assegnato al coefficiente β (che dipende dalla scabrezza del materiale e dal diametro), tra le varie formule presenti in letteratura, quella che permette di dissipare più carico per un assegnato diametro di tentativo ( 0.3 m ).

Tab. 2

In questo caso tale formula risulta essere quella di Kutter:

Adottando come valore dell’indice di scabrezza di Kutter per tubazioni in acciaio usate (con tubercolizzazione diffusa) m = 0.35, si ricava come valore di diametro teorico: D = 0,306697m Poiché il diametro teorico, nella maggior parte dei casi, non è commerciale, si scelgono due diametri commerciali immediatamente più piccolo e più grande rispetto a quello teorico. Si ha dunque: DN300 → u300 = 1,383833 DN350 → u350 = 0,588069 Si dimensiona quindi il sistema utilizzando due tronchi di diametri DN300 e DN350, di lunghezza rispettivamente L300 e L350: 2 2 Y  u350  Q2060  L350  u300  Q2060  L300  L  L350  L300

Risolvendo il sistema, si ricava:

L350  3420m  L300  13568m

Fig. 9 – Profilo longitudinale per il funzionamento al 2060

Dato l’andamento altimetrico del terreno e dovendo garantire in ogni punto della condotta una pressione minima di 5 m di colonna d’acqua, è necessario collocare prima il tronco con DN350 (in modo da dissipare un carico minore e mantenere quindi la piezometrica più alta), come evidenziato dalla Fig. 9. 1.4 Pressione nominale in condotta Nella scelta delle tubazioni da impiegare per l’adduttore esterno non è sufficiente calcolare esclusivamente i diametri, ma è necessario determinare le pressioni alle quali le condotte saranno sottoposte in fase di esercizio. Il D.M. 12/12/1985 stabilisce le regole per l’individuazione della classe nominale di pressione idonea, mediante il confronto con la pressione equivalente PE. Si considerano quindi, per entrambi i tratti di condotta a DN 350 e DN 300, i punti in cui si registrano le massime pressioni e per ognuno si scelgono come Pressione Nominale il massimo valore risultante tra la Pressione Idrostatica in quel punto e la Pressione ( P + ∆P )

Tratto a DN 350 Diametro

DN

350 mm

Velocità

V

1.149 m/s

Densità

d

1000 kg/mc

Celerità

c

1000 m/s

P idrostatica kgf/cm2 ∆P

Pressione in condotta

P

Sovrappressione( ρcV ) ∆P

kgf/cm2

6

3

6 – 10

3-4

10 – 20

4-5

20 - 30

5-6

Pressione idrostatica

PI

46.06 m = 4.60 kgf/cm2 117.10 m = 11.71 kgf/cm2 71.63 m = 7.16 kgf/cm2

Dalla lettura della Tabella si osserva come le sovrappressioni dovute al colpo d'ariete risultano essere elevate per l'intervallo a cui appartiene la pressione idrostatica. Per questo motivo si interviene con organi di regolazione delle sovrappressioni come le casse d'aria. Con tali regolatori la sovrappressione ∆P deve abbassarsi e raggiungere valori massimi di 4 kgf/cm2 .

La pressione nominale risulta essere: PN = max (Pin condotta + ΔP ; Pidrostatica) = max (4.60 + 4 ; 7.16) = 8.60 kgf/cm2

Tratto a DN 300 Diametro

DN

300 mm

Pressione in condotta

Velocità

V

1.563 m/s

Sovrappressione( ρcV ) ∆P

159.30 m = 15.93 kgf/cm2

Densità

d

1000 kg/mc

Pressione idrostatica

141.5 m = 14.14 kgf/cm2

Celerità

c

1000 m/s

P idrostatica kgf/cm2 ∆P

kgf/cm2

6

3

6 – 10

3-4

10 – 20

4-5

20 - 30

5-6

P

PI

97.10 m = 9.71 kgf/cm2

Dalla lettura della Tabella si osserva come le sovrappressioni dovute al colpo d'ariete risultano essere elevate per l'intervallo a cui appartiene la pressione idrostatica. Per questo motivo si interviene con organi di regolazione delle sovrappressioni come le casse d'aria. Con tali regolatori la sovrappressione ∆P deve abbassarsi e raggiungere valori massimi di 5 kgf/cm2 .

La pressione nominale risulta essere: PN = max (Pin condotta + ΔP ; Pidrostatica) = max (9.71 + 5 ; 14.14) = 14.71 kgf/cm2

1.5 VALVOLA DI REGOLAZIONE Una volta dimensionato il sistema al 2060, si procede a verificarne il funzionamento al 2010 con tubi nuovi, con m=0,25 (quindi con dissipazioni minori).

u350  0.42005 u300  0.97575 P2060  d l m3  94  0.094 86400 s s 2 2  u350  Q2060  L350  u300  Q2060  L300  179.3

Q2010  YTN

H excess  YTU  YTN  254  129.5  74.7m Con il funzionamento a tubi nuovi (Fig.10) viene dissipato un carico inferiore rispetto a quello disponibile. È necessario dunque prevedere dispositivi di dissipazione di energia durante le fasi di normale esercizio, dispositivi che andranno dimensionati con riferimento alla condizione di tubazione nuova.

Fig. 10 – Funzionamento a tubi nuovi

Pertanto, in una sezione compresa tra il serbatoio di valle e l’intersezione tra la condotta e la piezometrica a tubi nuovi tracciata a partire dal serbatoio di valle, è necessario inserire una valvola di regolazione che introduca una perdita di carico localizzata pari al ΔHexcess. che si riduce progressivamente nel tempo con l’uso della condotta e con l’aumento della portata da addurre. Poiché la valvola di regolazione deve essere posizionata all’interno di una struttura di controllo fornita di alimentazione elettrica e di viabilità per raggiungerla, si preferisce collocarla in una sezione in cui esista una struttura già realizzata (a valle o a monte). È necessario dunque valutare il coefficiente di perdita kv nelle condizioni iniziali di funzionamento :

kv 

H excess H excess   607.87 2 2 v Q2010 2 2 g 2  g  A300

valutandolo con riferimento all’energia cinetica nella sezione immediatamente a monte della valvola (avendo deciso di posizionare la valvola presso il serbatoio di valle, la sezione sarà quella relativa al DN300). Il dispositivo scelto è una valvola di regolazione a fuso della ditta Brandoni S.p.a. . Il grado di apertura della valvola, in relazione al coefficiente di perdita calcolato, sarà del 26% circa nel funzionamento a tubi nuovi al 2010, da aumentare progressivamente man mano che aumentano la portata richiesta e il carico dissipato (Fig. 11).

Fig. 11 – Grado di apertura valvola

1.6 DIMENSIONAMENTO SFIATO E SCARICO È necessario prevedere per il buon funzionamento delle condotte adduttrici l’installazione di altre apparecchiature speciali all’ interno di appositi manufatti, facilmente accessibili dall’ esterno e in genere costituiti da semplici pozzetti in muratura interrati, muniti di chiusino di accesso. Pertanto nei massimi relativi del profilo si dispongono gli sfiati e in quelli minimi gli scarichi,opportunamente dimensionati; dispositivi che permettono il vuotamento dei due tratti adiacenti di tubazione (Fig. 12).

Fig. 12 – Sfiato e scarico dimensionati

Lo sfiato che si è scelto di dimensionare( acquistato dalla ditta C.S.A. s.r.l. ) è a tripla funzione (a doppio galleggiante) che compie le seguenti funzioni principali: 

uscita d’aria in grande quantità;



degasaggio dell’aria in pressione;



entrata d’aria in grande quantità.

Per il dimensionamento della fase di degasaggio continuo si utilizza la formula: = 4,76mm Per il dimensionamento delle fasi di svuotamento e riempimento della condotta si utilizza la formula:

avendo assegnato a v un valore di 0,4m/s e a d un valore di tentativo pari a 0,3m, e verificando che la pressione all’interno della condotta risultasse maggiore di quella critica. La portata di evacuazione è dunque costante (regime sonico) e pari a:

Calcolata inoltre nel punto di posizionamento dello sfiato la sovrappressione in espulsione che è risultata essere: ΔP = 6,56 bar dalla tabella deflusso aria (Fig. 13), il diametro relativo alla fase di riempimento della condotta è risultato essere pari a 0,75 pollici (19mm).

Fig.13 – Tabella deflusso aria

Per quanto riguarda lo scarico, si dimensiona la bocca di efflusso in modo che il tempo necessario per svuotare completamente il serbatoio sia di 2 – 3 ore: si procederà per tentativi, assegnando vari diametri. Trattandosi di un efflusso sotto battente, si opera alle differenze finite, suddividendo il carico H (pari a 37m) in 10 intervalli Δh:

 d 2 Qi      4   0.6 Ti 

   2  g  H i 

Vi Qi

T   Ti i

Si sceglie come diametro D = 0.05 m, in modo che il tratto della condotta possa essere completamente svuotato in un intervallo di tempo pari a 2 ore e mezza circa (Tab. 3).

Tab. 3 – Scarico condotta

1.7 DIMENSIONAMENTO BLOCCHI DI ANCORAGGIO Lungo la condotta andranno realizzati una serie di blocchi d’ancoraggio atti a scaricare sul terreno gli sforzi che agiscono sulla condotta, da realizzare in caso di curve planimetriche e altimetriche, variazioni di diametro, estremità e diramazioni, tratti fortemente pendenti. Nel caso in esame si è scelto di dimensionare un blocco a gravità di forma trapezoidale in corrispondenza di una curva planimetrica (Fig. 14), di dimensioni: l = 390 cm l1 = 155 cm h = 180 cm h1 = 315

Fig. 14 – Curva planimetrica

DIAMETRO PRESSIONE DELL’ACQUA ANGOLO PLANIMETRICO

300 mm 65,07 m 105°

Si determina una spinta sul blocco :

R  2 * Pcollaudo * A * sen

 De 2    * 2sen  107.282,03N  1.5hG   2 2  4 



Sono state effettuate le seguenti verifiche: 

verifica a scorrimento



 cls  verifica a schiacciamento del calcestruzzo



 max/ min verifica a ribaltamento

R   amm. L1 * Di G  6e  1    Abase  h1 

1.7.1 VERIFICA SCORRIMENTO Posti: W = 205838,69 N f = 0,75 vs = 1,54

R

f *W

R = 107.282.03 N < 178.456,16 N

s

1.7.2 VERIFICA A SCHIACCIAMENTO DEL CALCESTRUZZO Posti:

2,307 N/cm2 < 200 N/cm2

1.7.3 VERIFICA A RIBALTAMENTO 1.6.3.1CALCOLO E VERIFICA DELL’ ECCENTRICITÀ

x = 134,86 cm y = 22,63 cm e’ = 28,98 cm e = y + e’ = 51.62 cm

Si verifica che la risultante ricade all’interno del terzo medio in quanto e < 52,5 cm 1.6.3.2 VERIFICA A RIBALTAMENTO

7,697 N/cm2 < 50 N/cm2

1.8 DIMESIONAMENTO DEL SERBATOIO Si inserisce tra l’acquedotto esterno e quello interno un serbatoio (si tratterà quindi di un serbatoio di testata), che assolve la duplice funzione di disconnessione idraulica (per preservare l’adduttore esterno dalle sollecitazioni per colpo d’ariete che si originano nel centro urbano e si propagano attraverso l’acquedotto interno) e di riserva (per garantire l’alimentazione per un certo periodo di tempo anche in caso di interruzioni sull’adduttore). Si dimensiona il serbatoio valutando tre componenti: 

il volume di riserva VR, calcolato come frazione del volume giornaliero Vgmax, valutato con proiezione al 2060:

Vg max  P2060  d  30478  314,5  9585331l  9585m3 VR    Vg max  1  9585  9585m3 

il volume di compenso VC (compenso giornaliero tra le portate di massimo e di minimo consumo), anch’esso calcolato come frazione del volume giornaliero Vgmax (al 2060), valutando il coefficiente di proporzionalità α in funzione del centro abitato:

VC    Vg max  0.20  9585  1917m3 

il volume antincendio, valutato fissando il numero di focolai contemporanei (2) e il tempo di spegnimento per il singolo incendio (4h)

VA  QA  ni incendi  t spegnimento  33,12  2  4  3600  953970l  953,97m3 dove, con riferimento alla regola di Conti la portata antincendio è:

QA  6 

P2060 l  33,12 . 1000 s

Il volume totale di dimensionamento del serbatoio sarà:

V  VR  VC  VA  12456,367m3 Sulla base del volume ottenuto, scegliendo come sezione di base un rettangolo avente i lati nel rapporto 2:3, si suddivide il serbatoio in sei vasche di dimensioni 24  16  6 (questi ultimi comprensivi di franco pari a 0,5m), ciascuna di esse dotata di un setto centrale. È previsto, inoltre, un rinterro di 5m.

1.8.1 SCARICO DI SUPERFICIE Si dimensiona ora lo scarico di superficie, costituito da una soglia sfiorante sagomata a imbuto e raccordata alla tubazione verticale di scarico, che deve essere priva di qualsiasi organo di intercettazione. Esso viene dimensionato per la più critica situazione che può verificarsi, che è quella di massima portata in arrivo dall’adduttrice con serbatoio pieno e con consumo in rete nullo. Pertanto nel caso in cui il livello idrico nel serbatoio superi la quota massima fissata, l’acqua in eccesso viene allontanata in maniera automatica, senza inserimento di alcun organo di regolazione. La soglia sfiorante viene posta alla quota del massimo livello liquido stabilito durante il normale esercizio e deve avere uno sviluppo Ls che consenta lo smaltimento della portata Q2060 con un carico zs pari a 0,10m. Risulta perciò:

Q    Ls  hs 2  g  hs μ = 0,41 hs = 0,10

Q2060

Ls 

  hs  2  g  hs Ls

Ds 





0,11054 0.41  0.10  2  9.81  0.10

m  1,93m

 0,61m

Considerando i diametri commerciali assumeremo Ds pari a 0,6m e il diametro della tubazione per trasferire la portata sfiorata al pozzetto di scarico (da cui poi l’acqua sarà allontanata verso l’esterno attraverso un canale a pelo libero) è pari a D/2:

d  0,3m 1.8.2 SCARICO DI FONDO Lo scarico di fondo viene posizionato nel punto più basso di ciascuna vasca (in modo ad ottenere il completo vuotamento per effettuare le operazioni periodiche di pulizia e manutenzione); l’imbocco della tubazione di scarico è ubicato all’interno di un pozzetto ricavato al di sotto del fondo della vasca, nel quale possono essere convogliate le sostanze melmose presenti dopo aver vuotato la vasca stessa. Si dimensiona la bocca di efflusso in modo che il tempo necessario per svuotare completamente il serbatoio sia di 3 – 4 ore: si procederà per tentativi, assegnando vari diametri. Trattandosi di un efflusso sotto battente con carico idraulico variabile, si opera alle differenze finite, suddividendo l’altezza totale in 20 intervalli Δh pari a 0,275m (Tab. 4):

Qi    A  2  g  H i

  0.6 Ti 

V Qi

T   Ti i

Si sceglie come diametro: D = 0,25m in modo che il serbatoio possa essere completamente svuotato in un intervallo di tempo di poco superiore alle tre ore e mezza.

Tab. 4 – Calcolo del diametro della bocca di efflusso

1.9 IMPIANTO DI SOLLEVAMENTO Data l’ ubicazione del serbatoio nei confronti del centro abitato si rende necessaria la realizzazione di un serbatoio pensile (di altezza pari a 35m e distante 5m dal serbatoio seminterrato) (Fig15) con relativo impianto di sollevamento (Fig 16).

Le dimensioni del serbatoio pensile con pianta a corona circolare sono: Altezza = 3 m Diametro interno = 1,5 m Diametro esterno = 7 m

Fig. 15 – Pianta serbatoio pensile

Fig. 16 – Schema impianto di sollevamento

Per il dimensionamento idraulico del diametro della condotta premente è stata realizzata l’ equazione di continuità:

Q  0,28m3 / s

v  1,4m / s  D 2   Q  v    4  Si adopera dunque un tubo di acciaio DN = 500 per una lunghezza di 40m. Si stabilisce dunque la prevalenza della pompa con la formula :

H  Hg 

 D

5

 L  Q 2  34,5m  0,68m  35,18m

Si è deciso di utilizzare due pompe in parallelo centrifughe multistadio (Etanorm R/RSY 200-400 Φ 360) (Fig. 17a, 17b) acquistate dall’ azienda KSB Italia.

Fig. 17a – Pompa Etanorm R/Etanorm RSY

Fig. 17b – Curva caratteristica interna

Tracciata la curva caratteristica interna relativa alle pompe scelte e la curva caratteristica esterna dell’impianto (approssimata a costante), dall’intersezione delle due emerge che il punto di funzionamento è in linea con i valori di portata e prevalenza da soddisfare con l’impianto di pompaggio (Fig. 18).

Fig. 18 – Punto di funzionamento

Dalla curva del cosiddetto Net Positive Suction Head (NPSH) disposto dall’utente, si ricava il valore del carico assoluto netto all’aspirazione necessario affinché non si verifichino all’interno della pompa le condizioni che danno luogo alla cavitazione. Si è quindi accertato che il Net Positive Suction Head disponibile (Fig. 19a) sia maggiore di quello richiesto, avendo adottato una diametro ( DN 400 mm ) per la condotta di aspirazione :

Fig. 19a - NPSHNECESSARIO

Fig. 19b – Potenza assorbita

La potenza assorbita da una singola pompa (Fig.19b) è di 62KW, quindi la potenza totale assorbita è pari a 124 KW con un rendimento totale del 77,84% .

1.10 DIMENSIONAMENTO DELLA RETE Ci si occupa adesso della rete di distribuzione urbana al fine di portare la risorsa idrica alle singole utenze private ed ai servizi pubblici con condotte che percorrono il sottosuolo. Per il comune di Ruvo di Puglia è prevista una tipologia di rete con serbatoio in testata in cui viene creata una disconnessione idraulica tra l’adduttrice e la rete posizionando lo sbocco dell’adduttrice a quota superiore al massimo livello liquido nel serbatoio in modo che le oscillazioni di carico nella rete di distribuzione, dovute alle variazioni di consumo, non si propaghino nell’adduttrice stessa. Il serbatoio pensile è collegato alla rete di distribuzione interna da una condotta di avvicinamento di 770 metri. Le condotte costituenti l’ acquedotto interno sono realizzate in ghisa sferoidale acquistate dalla Boldarino S.p.a La rete urbana deve essere in grado di trasportare la portata massima ( Qmax ) del giorno di massimo consumo, ottenuta moltiplicando la portata di dimensionamento dell’acquedotto esterno ( Qmed ) per il coefficiente di punta cP , dato dalla relazione:

0, 2 c p  20  P2060  2,53

Qmax  cP  Qmed  2,53  0.11054 Qmed  0.11054

m3 m3  0.281 s s

m3 s

Si realizza una rete a maglie chiuse in modo da coprire l’intero centro abitato. Si dimensiona la rete concentrando in alcuni nodi puntuali la portata:

Qconc  Qmax  QP2010

e distribuendo sulla rete la portata di picco al 2010:

QP2010 

c p2010  P2010  d 2010 86400

m3  0,238 s

essendo: 0 , 2 c p2010  20  P2010  2,62

d 2010 

Q2010  86400 l  304,2 c p2010  P2010 s

Si calcola la portata da distribuire lungo ciascun tronco mediante la formula:

qtroncoj 

Ptroncoj  d 2010  c p2010 86400

essendo stati distribuiti gli abitanti di ogni singola maglia (calcolati valutando gli indici di fabbricabilità territoriale forniti dal Piano Regolatore Generale) proporzionalmente alla lunghezza del tronco stesso rispetto alla lunghezza totale della maglia ( Ptronco j ) (Tab. 5).

Tab. 5 – Caratteristiche delle maglie e calcolo della portata distribuita lungo ciascun tronco

Analizzando le portate distribuite lungo ciascun tronco ricaviamo per ogni nodo le portate transitanti. Per i nodi 1 e 13(futuri nodi di espansione) si è aggiunta anche il valore di portata concentrata pari a 21,55 l/s (Tab.6)

Tab. 6 – portate transitanti nei nodi

Per il dimensionamento della rete si utilizza il software “epanet” in cui si riproduce la planimetria della rete di distribuzione (fig. 20), assegnando ad ogni nodo la quota geodetica e la portata transitante, e ad ogni tronco la lunghezza e la scabrezza della tubazione. Si procede assegnando ad ogni tronco un valore di tentativo del diametro individuando la combinazione per la quale si ottengono velocità comprese tra i 0,4 e 2,5 m/s e pressioni nei nodi le cui altezze rappresentative siano comprese tra 20 e 80 metri circa.

Fig. 20 – Schema idraulico

Di seguito sono riportati i risultati estrapolati dal Software.

Le tubazioni in Ghisa sferoidale sono state acquistate dalla Boldarino S.P.A. con sede a Brescia .