1

POLITECHNIKA WROCŁAWSKA

WYDZIAŁ INŻYNIERII ŚRODOWISKA

INSTYTUT INŻYNIERII OCHRONY ŚRODOWISKA

ZAKŁAD NAUKOWY USUWANIA ŚCIEKÓW

WYBRANE ZAGADNIENIA Z KANALIZACJI

Część I – Systemy kanalizacyjne

Przewodnik do wykładów 1 ÷ 9

LITERATURA PODSTAWOWA:

1. Heidrich Z., Kalenik M., Podedworna J., Stańko G.: Sanitacja wsi. Wyd. Seidel-

Przywecki, Warszawa 2008 [65],

2. Kaźmierczak B., Kotowski A.: Weryfikacja przepustowości kanalizacji deszczowej w

modelowaniu hydrodynamicznym. Oficyna Wydawnicza Politechniki Wrocławskiej,

Wrocław 2012 [77],

3. Kotowski A.: Podstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień terenów. Wyd. Seidel-

Przywecki, Warszawa 2011 [102],

4. Kotowski A., Kaźmierczak B., Dancewicz A.: Modelowanie opadów do wymiarowania

kanalizacji. Wyd. Komitet Inż. Lądowej i Wodnej PAN, Warszawa 2010 [106].

LITERATURA UZUPEŁNIAJĄCA:

1. Bień J., Cholewińska M.: Kanalizacja podciśnieniowa i ciśnieniowa. Wyd. Politechniki

Częstochowskiej. Częstochowa 1995.

2. Błaszczyk W., Roman M., Stamatello H.: Kanalizacja. Tom I. Wyd. Arkady, Warszawa

1974.

3. Błaszczyk W., Stamatello H., Błaszczyk P.: Kanalizacja. Sieci i pompownie. Wyd.

Arkady, Warszawa 1983.

4. Edel R.: Odwadnianie dróg. Wyd. Komunikacji i Łączności, Warszawa 2009.

5. Geiger W., Dreiseitl H.: Nowe sposoby odprowadzania wód deszczowych. Oficyna

Wydawnicza Projprzem EKO, Bydgoszcz 1999.

6. Mielcarzewicz E. W., Wartalski J.: Systemy zaopatrzenia w wodę i usuwania ścieków -

wybrane zagadnienia. Wyd. Politechniki Wrocławskiej, Wrocław 1990.

7. Wytyczna ATV-A116: Specjalne systemy kanalizacji; Kanalizacja podciśnieniowa i

ciśnieniowa. DVWK, Hennef 1992.

Wrocław, 2013 r.

2

TREŚCI PROGRAMOWE – studia dzienne II stopnia (mgr)

Forma zajęć - wykład Liczba godzin

Wy1 Program wykładów. Wprowadzenie 2

Wy2 Charakterystyka konwencjonalnych i niekonwencjonalnych systemów

usuwania ścieków 2

Wy3 Zasady projektowania ciśnieniowej kanalizacji bytowo-gospodarczej i

przemysłowej 2

Wy4 Zasady projektowania podciśnieniowej kanalizacji bytowo-

gospodarczej i przemysłowej 2

Wy5 Zasady bezpiecznego projektowania konwencjonalnych systemów

odwodnień terenów 2

Wy6 Podstawy modelowania opadów do wymiarowania kanalizacji 2

Wy7 Zasady modelowania systemów odwodnień terenów zurbanizowanych 2

Wy8 Weryfikacja przepustowości kanalizacji w modelowaniu SWMM 2

Wy9 Wpływ zmian klimatu na działanie kanalizacji w przyszłości 2

Wy10 Metody projektowania i modernizacji przelewów burzowych 2

Wy11 Podstawy wymiarowania udoskonalonych przelewów burzowych 2

Wy12 Zasady wymiarowania udoskonalonych separatorów objętości 2

Wy13 Zasady projektowania i wymiarowania zbiorników retencyjnych 2

Wy14 Podstawy projektowania i doboru regulatorów hydrodynamicznych 2

Wy15 Zasady doboru separatorów sedymentacyjno-flotacyjnych 2

Suma godzin 30

TREŚCI PROGRAMOWE – studia dzienne II stopnia (mgr)

Forma zajęć - projekt Liczba godzin

Pr1

Program ćwiczenia projektowego z kanalizacji niekonwencjonalnej

(ciśnieniowej lub podciśnieniowej): wydanie tematu, omówienie treści

i zakresu projektu, określenie wymagań

2

Pr2 Sporządzenie bilansu odpływu ścieków komunalnych 2

Pr3 Sporządzenie grafu obliczeniowego sieci kanalizacyjnej (z

wariantowaniem tras przepływu ścieków) 2

Pr4

Wstępny dobór średnic przewodów i wariantowe obliczenia

hydrauliczne sieci kanalizacyjnej (podczas normalnego działania, z

ewentualną korektą średnic)

6

Pr5 Wariantowe obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej (podczas

płukania, z ewentualną korektą średnic) 4

Pr6 Wykonanie profilu podłużnego głównego przewodu (z liniami

ciśnienia podczas normalnego działania i podczas płukania systemu) 2

Pr7 Sporządzenie planu sieci kanalizacji niekonwencjonalnej z obiektami 2

Pr8 Obliczenia hydrauliczno-techniczne wybranego urządzenia

zbiornikowo-tłocznego ścieków (z doborem urządzeń i armatury) 3

Pr9 Projekt wybranego urządzenia zbiornikowo-tłocznego ścieków 5

Pr10 Sporządzenie opisu technicznego projektu 2

Suma godzin 30

3

TREŚCI PROGRAMOWE – studia zaoczne II stopnia (mgr)

Forma zajęć - wykład Liczba godzin

Wy1 Program wykładów. Wprowadzenie. 2

Wy2 Charakterystyka niekonwencjonalnych systemów usuwania ścieków 2

Wy3 Zasady projektowania ciśnieniowej kanalizacji bytowo-gospodarczej i

przemysłowej 2

Wy4 Zasady projektowania podciśnieniowej kanalizacji bytowo-

gospodarczej i przemysłowej 1

Wy5 Zasady bezpiecznego projektowania konwencjonalnych systemów

odwodnień terenów 2

Wy6 Podstawy modelowania opadów do wymiarowania kanalizacji 2

Wy7 Zasady modelowania systemów odwodnień terenów zurbanizowanych 2

Wy8 Weryfikacja przepustowości kanalizacji w modelowaniu SWMM 2

Wy9 Wpływ zmian klimatu na działanie kanalizacji w przyszłości 2

Wy10 Metody projektowania i modernizacji przelewów burzowych 1

Wy11 Podstawy wymiarowania udoskonalonych przelewów burzowych 1

Wy12 Zasady wymiarowania udoskonalonych separatorów objętości 1

Wy13 Metody projektowania i wymiarowania zbiorników retencyjnych 2

Wy14 Zasady projektowania i doboru regulatorów hydrodynamicznych 1

Wy15 Zasady doboru separatorów sedymentacyjno-flotacyjnych 1

Suma godzin 24

TREŚCI PROGRAMOWE – studia zaoczne II stopnia (mgr)

Forma zajęć - projekt Liczba godzin

Pr1

Program ćwiczenia projektowego z kanalizacji niekonwencjonalnej:

wydanie tematu, omówienie treści i zakresu projektu, określenie

wymagań

2

Pr2 Sporządzenie bilansu odpływu ścieków komunalnych 1

Pr3 Sporządzenie grafu obliczeniowego sieci kanalizacyjnej z

wariantowaniem tras przepływu ścieków 1

Pr4

Wstępny dobór średnic przewodów ciśnieniowych i wariantowe

obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej (podczas normalnego

działania, z ewentualną korektą średnic)

2

Pr5 Wariantowe obliczenia hydrauliczne sieci kanalizacyjnej (podczas

płukania, z ewentualną korektą średnic) 1

Pr6

Wykonanie profilu podłużnego głównego przewodu kanalizacji (z

liniami ciśnienia podczas normalnego działania i podczas płukania

systemu)

1

Pr7 Sporządzenie planu sieci kanalizacyjnej z obiektami 1

Pr8 Obliczenia hydrauliczno-techniczne wybranego urządzenia

zbiornikowo-tłocznego ścieków (z doborem urządzeń i armatury) 1

Pr9 Projekt koncepcyjny wybranego urządzenia zbiornikowo-tłocznego

ścieków 1

Pr10 Sporządzenie opisu technicznego projektu 1

Suma godzin 12

4

1. WPROWADZENIE

„KANALIZACJA” oznacza historycznie dwa pojęcia:

zespół budowli inżynierskich do spełniania określonych celów,

nauka stosowana o projektowaniu, budowie i eksploatacji sieci i obiektów systemu do

odprowadzania oraz unieszkodliwiania ścieków, tj. wód zużytych i opadowych.

Współcześnie, kanalizacja rozumiana jako system powierzchniowego odwadniania

terenów zurbanizowanych - mieszcząca się w pojęciu hydrologii miejskiej, jest często

wspomagana melioracjami terenów, jako systemem służącym do regulacji poziomów wód

podziemnych - mieszczącym się z kolei w pojęciu hydrogeologii miejskiej.

Cele kanalizacji na terenach zurbanizowanych to:

1) utrzymanie warunków higienicznych (sanitarnych) przez zbieranie i odprowadzanie

ścieków do oczyszczalni, gdzie następuje ich unieszkodliwienie;

2) zapobieganie szkodom związanym z zalewaniem bądź podmakaniem terenów i obiektów,

3) utrzymanie powierzchni komunikacyjnych: jezdni, przejść pieszych, w tym podziemnych,

w stanie używalności - woda co najwyżej do poziomu krawężników (fot. 1).

Fot. 1. Wylanie z kanału deszczowego pod przejazdem

5

STAN PRAWNY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI

Zgodnie z Ustawą o normalizacji z 2002 r. stosowanie Polskich Norm - PN jest

dobrowolne, podobnie też Norm Europejskich - EN, w tym tzw. Norm zharmonizowanych -

PN-EN, a także Norm Międzynarodowych - ISO. Normy nie są więc obecnie aktami

prawnymi. Rangę prawną mają natomiast np. ustawy czy rozporządzenia do ustaw. Ustawa z

2002 r. dostosowała krajową normalizację do reguł europejskiego systemu prawnego [102].

Dla projektantów, wykonawców czy eksploatatorów obiektów budowlanych branży

sanitarnej (i nie tylko), od lat przyzwyczajonych do obowiązkowego stosowania polskich

norm (w tym branżowych - BN), jest to istotna zmiana. Nie oznacza to jednak, że nie należy

stosować norm, a zwłaszcza zaleceń wynikających z treści („ducha”) norm, jako źródła

przepisów pozaprawnych, podobnie jak i aktualnych wytycznych technicznych projektowania

(WTP) czy też publikowanych wyników z prac badawczych (odnośnie np. metod

wymiarowania kanalizacji, sposobów oznaczania wskaźników zanieczyszczeń czy technologii

budowy sieci i instalacji, itp.).

Obecny stan prawny nakłada więc na projektantów i wykonawców obiektów

budowlanych większą odpowiedzialność i obowiązek starannego, w tym bezpiecznego

projektowania i wykonywania obiektów – zgodnie ze sztuką budowlaną, wynikającą z

najlepszej dostępnej wiedzy technicznej (BAT – best available techniques).

Idea ta znajduje zastosowanie w niniejszym wykładzie m.in. w odniesieniu do zasad

projektowania i wymiarowania systemów kanalizacyjnych – m.in. wg zaleceń najnowszej

normy PN-EN 752:2008. Uwzględniono przy tym branżowe propozycje Niemieckiego

Stowarzyszenia Gospodarki Wodnej, Ściekowej i Odpadowej (Deutsche Vereinigung für

Wasserwirtschaft, Abwasser und Abfall e. V.) - DWA-A 118:2006 oraz postulat

Europejskiego Komitetu Normalizacji (CEN) - osiągnięcia w państwach UE ujednolicenia

poziomu wymagań co do ochrony terenów zurbanizowanych przed wylewami z systemów

kanalizacyjnych. Uwzględniono także najnowsze doniesienia literaturowe o wzroście

intensywności opadów w przyszłości (do 2100 r.).

Do projektowania kanalizacji bytowo-gospodarczej i przemysłowej oraz deszczowej

bądź ogólnospławnej, stosowane są różne metody obliczeniowe do określania miarodajnego

odpływu ścieków. W zależności od zastosowanej metody uzyskuje się różniące się wyniki.

Konsekwencją doboru niewłaściwej metody obliczeniowej (np. bilansu ścieków, modelu

6

opadów czy algorytmu wymiarowania kanałów) jest więc możliwość zaprojektowania

kanałów przewymiarowanych, co byłoby ekonomicznie nieuzasadnione, bądź też częściej

kanałów o niedostatecznej przepustowości, co powoduje przeciążenie sieci i stwarza

niebezpieczeństwo zalania ulic, piwnic i podtopień terenów.

Bezpieczne projektowanie i wymiarowanie systemów kanalizacyjnych ma na celu

zapewnienie odpowiedniego standardu odwodnienia terenu, który definiuje się jako

przystosowanie systemu do przyjęcia maksymalnych (prognozowanych) strumieni wód

opadowych z częstością równą dopuszczalnej (akceptowalnej społecznie) częstości

wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (tab. 1.1).

Tab. 1.1. Zalecane częstości projektowe deszczu obliczeniowego i dopuszczalne częstości wystąpienia

wylania wg PN-EN 752:2008 [102] Częstość deszczu

obliczeniowego

[1 raz na C lat]

Rodzaj zagospodarowania terenu

Częstość wystąpienia

wylania

[1 raz na C lat]

1 na 1 I. Tereny pozamiejskie 1 na 10

1 na 2 II. Tereny mieszkaniowe 1 na 20

1 na 5 III. Centra miast, tereny usług i przemysłu 1 na 30

1 na 10 IV. Podziemne obiekty komunikacyjne,

przejścia i przejazdy pod ulicami, itp.

1 na 50

Co nas czeka w przyszłości - kilka faktów: Zaobserwowany w XX wieku wzrost średniej rocznej temperatury globu wywołuje

zwiększoną cyrkulację wody w cyklu hydrologicznym oraz nasilenie się ekstremalnych

zjawisk pogodowych - susze, powodzie, trąby powietrzne.

1. Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu IPCC:2007, w bieżącym stuleciu

temperatura globu może się podnieść od 1,7oC do 4,4

oC, a na każdy stopień wzrostu

temperatury szacuje się ok. 7% wzrost intensywności opadów - wg [*].

[*] Landerink G., Meijgaard E.V.: Increase in hourly precipitation extremes beyond expectations from

temperature changes. Nature Geosci., 2008.

2. Z powodu ocieplenia klimatu zmieniać się będzie wysokość i intensywność opadów

regionalnych i lokalnych w Polsce - w projekcji do 2100 roku - wg [**].

[**] Pińskwar I.: Projekcje zmian w ekstremach opadowych w Polsce. Monografia Kom.Gosp.Wod. PAN, 2010.

3. Na podstawie badań podjętych na PWr., na przestrzeni ostatnich 50 lat (1960-2009)

nastąpił we Wrocławiu wzrost intensywności opadów o około 13% - wg [***].

[***] Kaźmierczak B., Kotowski A.: Trendy zmian wysokości i intensywności opadów maksymalnych do

modelowania kanalizacji we Wrocławiu. Gaz, Woda i Technika Sanitarna nr 5, 2013.

7

Nasilające się w ostatnich latach ekstremalne zjawiska przyrodnicze, takie jak gwałtowne

bądź długotrwałe opady i związane z nimi powodzie, czy wylewy z kanalizacji, powodują

znaczne straty gospodarcze. Zmuszać to nas powinno do ciągłego doskonalenia zasad

projektowania i wymiarowania systemów kanalizacyjnych - na perspektywę do 100 lat.

Wymiarowanie kanalizacji deszczowej czy modernizacja ogólnospławnej w Polsce

napotyka na podstawową trudność, wynikającą z braku wiarygodnego modelu opadów do

określania miarodajnego natężenia deszczu. Stosowany dotychczas wzór Błaszczyka, oparty

na deszczach zarejestrowanych 100 lat temu, zaniża bowiem wyniki obliczeń strumieni

deszczy o rząd 40%, co wykazano m.in. na przykładzie opadów zmierzonych na stacji

meteorologicznej IMGW we Wrocławiu z okresu 50 lat (1960-2009) [77, 102, 106].

Ma to swoje konsekwencje przy wymiarowaniu odwodnień terenów wg zaleceń

europejskiej normy PN-EN 752:2008 - dostosowanej do dyrektywy Europejskiego Komitetu

Normalizacji (CEN) odnośnie ujednolicenia do 2050 r. wymagań w zakresie ochrony terenów

przed wylewami z kanalizacji w państwach członkowskich Unii Europejskiej, wpływając

bezpośrednio na większą częstość występowania tych niekorzystnych zjawisk w Polsce.

Pilna stała się potrzeba zastąpienia modelu opadów Błaszczyka w wymiarowaniu

systemów odwodnień terenów w Polsce, dokładniejszymi modelami - o zasięgu lokalnym, na

podstawie których możliwe będzie w przyszłości opracowanie atlasu opadów maksymalnych

w Polsce - na wzór atlasu KOSTRA (z 1997 r.) w Niemczech. Zastosowanie mają tutaj

współczesne modele fizykalne i probabilistyczne opadów maksymalnych.

Dla przykładu, dane o opadach dla polskich miast przygranicznych, takich jak Szczecin,

Gubin czy Zgorzelec, mieszczących się w zasięgu atlasu KOSTRA, czy też zmierzone we

Wrocławiu, wskazują na znacznie wyższe natężenia deszczy niż obliczane z wzoru

Błaszczyka.

Zjawisko opad-odpływ w zlewni zurbanizowanej jest zagadnieniem niezmiernie

złożonym i trudnym do uogólnienia. Obliczanie miarodajnego do wymiarowania systemów

(sieci i obiektów) kanalizacji deszczowej bądź ogólnospławnej strumienia ścieków

deszczowych- tzw. metodami czasu przepływu (zwanymi też stacjonarnymi) - opiera się

z konieczności na założeniach upraszczających. Mianowicie zakłada się, że

zlewnia zasilana jest deszczem o stałym natężeniu (opad blokowy), a

rozdział powierzchniowy opadu jest równomierny (zlewnia homogeniczna),

wówczas uzyskuje się największy strumień odpływu wód deszczowych, przy czasie trwania

deszczu równym czasowi spływu wód.

8

Dotychczas stosowana w Polsce, metoda granicznych natężeń (MGN) – z wzorem

Błaszczyka zaniża wyniki obliczeń strumieni spływu wód opadowych nawet o 100%, co

skutkuje zaniżeniem średnic kanałów rzędu 30% - w porównaniu do innych metod czasu

przepływu, stosowanych w Europie (np. MWO, MZWS).

Ma to negatywne skutki przy weryfikacji dopuszczanych normą PN-EN 752:2008

częstości wylewów z kanałów w Polsce, co wykazano m.in. w pracach [77, 102].

Do wymiarowania systemów kanalizacji deszczowej w Polsce zalecana jest obecnie

metoda maksymalnych natężeń (MMN) - z polskimi modelami opadów maksymalnych z

okresów pomiarowych 1960-1990-2009 [102].

W Europie odchodzi się obecnie od idei pełnego odwodnienia terenów zurbanizowanych,

tj. odprowadzania do kanalizacji deszczowej bądź ogólnospławnej wszystkich wód

opadowych.

Prawidłowa gospodarka wodna w zlewniach rzek powinna polegać na pozostawianiu na

miejscu jak największej ilości „czystych” wód deszczowych, tak aby:

opóźnić spływ powierzchniowy wód opadowych do odbiorników,

zapobiec trwałemu obniżaniu się poziomów wód podziemnych w miastach.

Stosuje się w tym celu odpowiednie kształtowanie (plantowanie) powierzchni terenu, w

tym zbiorniki retencyjno-infiltracyjne, oczka wodne czy ostatnio lansowane „zielone dachy”.

Unikać też należy nadmiernego uszczelniania powierzchni terenu.

Przyczyni się to do lepszej ochrony przeciwpowodziowej miast - mniejsze maksymalne

stany i przepływy wody w rzekach.

W Polsce, wg Rozporządzenia MŚ z 2006 r. odnośnie ścieków opadowych i roztopowych

pochodzących z zanieczyszczonych powierzchni szczelnych: terenów przemysłowych i

składowych, baz transportowych, portów, lotnisk, budowli kolejowych, miast, dróg (w tym

autostrad), parkingów (o powierzchni powyżej 0,1 ha), obowiązujący jest wymóg ich

podczyszczania dla strumienia odpływu, który powstaje z deszczu o natężeniu jednostkowym

co najmniej q = 15 dm3/s ha, do wartości stężenia maksymalnie:

100 mg/dm3 zawiesiny ogólnej, oraz

15 mg/dm3 substancji ropopochodnych.

9

2. CHARAKTERYSTYKA KONWENCJONALNYCH

I NIEKONWENCJONALNYCH SYSTEMÓW USUWANIA ŚCIEKÓW

2.1. RODZAJE ŚCIEKÓW

Definicje podstawowych pojęć - wg Ustawy z dnia 18 lipca 2001 r. Prawo Wodne (Dz.

U. RP z dnia 11 października 2001 r., Nr 115, poz. 1229):

ścieki bytowe – rozumie się przez to ścieki z budynków przeznaczonych na pobyt

ludzi, z osiedli mieszkaniowych oraz terenów usługowych, powstające w

szczególności w wyniku ludzkiego metabolizmu oraz funkcjonowania gospodarstw

domowych (w żargonie inżynierskim tzw. „sanitarne”);

ścieki komunalne – rozumie się przez to ścieki bytowe lub mieszaninę ścieków

bytowych ze ściekami przemysłowymi albo wodami opadowymi lub roztopowymi

(tzw. „ogólnospławne”);

ścieki przemysłowe – rozumie się przez to ścieki odprowadzane z terenów, na

których prowadzi się działalność handlową lub przemysłową albo składową,

niebędące ściekami bytowymi lub wodami opadowymi;

ścieki opadowe lub roztopowe – rozumie się przez to wody opadowe lub roztopowe

ujęte w systemy kanalizacyjne, pochodzące z powierzchni zanieczyszczonych, w tym

z centrów miast, terenów przemysłowych i składowych, baz transportowych oraz dróg

i parkingów o trwałej nawierzchni (tzw. „deszczowe”).

2.2. KLASYFIKACJA SYSTEMÓW USUWANIA ŚCIEKÓW

Kanalizacja to zespół urządzeń (czyli system) do zbierania i odprowadzania ścieków (wód

zużytych) i wód opadowych (deszczowych i roztopowych) z terenów zurbanizowanych i

przemysłowych do oczyszczalni ścieków, gdzie następuje ich unieszkodliwienie.

Elementy składowe systemu kanalizacyjnego jako całości to:

kanalizacja wewnętrzna (instalacje wewnętrzne) - w budynkach z przyborami

sanitarnymi (WC, wanny, umywalki, natryski, wpusty podłogowe, itp.);

kanalizacja zewnętrzna:

o sieć osiedlowa lub zakładowa (komunalna, wspólnotowa, prywatna),

o sieć zbiorcza miejska (komunalna),

o obiekty sieciowe (pompowanie, zbiorniki retencyjne, przelewy burzowe,

separatory, regulatory, syfony, wpusty uliczne, studzienki rewizyjne, …),

oczyszczalnie ścieków.

10

Budowane obecnie systemy usuwania ścieków można ogólnie podzielić na (rys. 2.2):

konwencjonalne - o grawitacyjnym przepływie ścieków,

niekonwencjonalne - o przepływie wymuszonym pod- bądź nadciśnieniem.

Rys. 2.2.

Rys. 2.1. Generalny podział systemów kanalizacyjnych ze względu na przepływ ścieków

2.3. KANALIZACJA KONWENCJONALNA

Kanalizacja grawitacyjna, tj. działająca pod wpływem siły ciążenia, stosowana jest

powszechnie od zarania rozwoju inżynierii sanitarnej (- szczegółowo omówiona na I stopniu

wg [102]).

Rys. 2.2. Podział kanalizacji konwencjonalnej

Grawitacyjne systemy kanalizacyjne:

1. System ogólnospławny (jednoprzewodowy) - obecnie nie budowany,

2. System rozdzielczy (dwu lub więcej przewodowy) - składający się z kanałów bytowo-

gospodarczych i przemysłowych oraz deszczowych,

3. System półrozdzielczy (dwu lub więcej przewodowy) - składający się z kanałów bytowo-

gospodarczych i przemysłowych oraz deszczowych z separatorami strumieni ścieków.

Kanalizacja Konwencjonalna

(tradycyjna)

Niekonwencjonalna

(specjalna)

Mieszana

oparta na grawitacyjnym

przepływie ścieków - ze swobodną

powierzchnią przy ciśnieniu

barometrycznym

oparta na wymuszonym przepływie

ścieków - podciśnieniem bądź

nadciśnieniem

fragmentami kanalizacja

konwencjonalna i fragmentami

niekonwencjonalna

Kanalizacja konwencjonalna

Grawitacyjna Grawitacyjno-

pompowa

11

Rodzaje kanałów ściekowych:

kanał bytowo-gospodarczy i/lub przemysłowy - w żargonie inżynierskim „sanitarny”,

kanał deszczowy - na ścieki opadowe (deszczowe i roztopowe),

kanał ogólnospławny - na wszystkie rodzaje ścieków komunalnych.

Ad 1. System ogólnospławny

Rys. 2.3. Schemat funkcjonalny kanalizacji ogólnospławnej

P.b. - przelew burzowy; zb.r. - zbiornik retencyjny; O.Ś.- oczyszczalnia ścieków

Do odciążenia hydraulicznego sieci i oczyszczalni ścieków (podczas trwania opadów

deszczu) stosowane są przelewy burzowe i zbiorniki retencyjne:

Przelew burzowy:

Zbiorniki retencyjne:

na boczniku

na kolektorze

odpływ awaryjny

Rys. 2.4. Schematy ideowe sposobów odciążeń kanalizacji ogólnospławnej

12

Ad 2. System rozdzielczy

Rys. 2.5. Schemat funkcjonalny kanalizacji rozdzielczej

Ad 3. System półrozdzielczy

Rys. 2.6. Schemat funkcjonalny kanalizacji półrozdzielczej (s. – separator)

System kanalizacji półrozdzielczej - stosowany jest przy modernizacjach istniejących

systemów rozdzielczych bądź przebudowywanych ogólnospławnych.

Zawiera kanały deszczowe i kanały ściekowe (bytowo-gospodarcze i przemysłowe),

połączone separatorami. Separatory - instalowane na kanałach deszczowych, służą do

kierowania zanieczyszczeń spłukiwanych ze zlewni (zwłaszcza po okresie suchej pogody) do

kanałów ściekowych i do oczyszczalni ścieków.

13

2.4. KANALIZACJA NIEKONWENCJONALNA

Już na początku XX wieku, w oparciu o nowe możliwości techniczne, zaczęły pojawiać

się różnego rodzaju koncepcje konstruowania sieci kanalizacyjnych o przepływie

wymuszonym - w przewodach zamkniętych, z wykorzystaniem nad- lub podciśnienia, jako

czynników do transportu ścieków.

Rys. 2.7. Podział niekonwencjonalnych systemów kanalizacyjnych

Możliwość stosowania kanalizacji ciśnieniowej bądź podciśnieniowej (tzw.

próżniowej) zaistniała dopiero z końcem lat sześćdziesiątych, dzięki opracowaniu na

zachodzie Europy i w USA konstrukcji małych i niezawodnych urządzeń do usuwania

ścieków łącznie z zawartymi w nich ciałami stałymi.

Urządzenia te, instalowane na poszczególnych posesjach, usuwają okresowo, zbierane w

zbiornikach ścieki do przewodu kanalizacyjnego, ułożonego na niewielkiej głębokości.

Dostępność tych urządzeń powoduje, że kanalizacja niekonwencjonalna staje się coraz

częściej rozwiązaniem alternatywnym do układów konwencjonalnych (grawitacyjnych).

Zastosowanie kanalizacji niekonwencjonalnej uzasadnione jest zwłaszcza, gdy występuje:

pasmowa zabudowa terenu - o małej gęstości zaludnienia,

mały - niekorzystny spadek terenu,

wysoki poziom wód podziemnych,

podłoże skaliste - trudne warunki fundamentowe,

sezonowy odpływ ścieków (np. z kempingów, zajazdów, obozowisk).

Kanalizacja niekonwencjonalna

(Nad)ciśnieniowa

(tłoczna)

Podciśnieniowa

(próżniowa)

Pneuma-

tyczna

Hydrauliczna

(pompowa)

Dwu

przewo-

dowa

Jedno przewo-

dowa

14

Kanalizacja niekonwencjonalna ma następujące zalety – generalnie tańsza w budowie w

porównaniu do tradycyjnego - grawitacyjnego sposobu odprowadzania ścieków:

możliwe jest płytkie układanie przewodów ściekowych - „równolegle” do powierzchni

terenu (na głębokościach porównywalnych z przewodami wodociągowymi), co

przyczynia się do skrócenia czasu i kosztów realizacji inwestycji (zmniejszanie

objętości robót ziemnych, eliminacja odwodnienia wykopów, itp.);

uzyskuje się istotne zmniejszenie średnic przewodów ściekowych wskutek większych

prędkości przepływu (pełnym przekrojem), co przyczynia się do zmniejszenia

kosztów budowy sieci;

łatwe jest rozwiązywanie kolizji z innymi instalacjami uzbrojenia podziemnego terenu

(analogicznie jak w przypadku sieci wodociągowej);

lepiej spełnia warunki ochrony środowiska - ze względu na wymaganą szczelność

przewodów kanalizacyjnych. Ograniczona jest zarówno eksfiltracja ścieków do gruntu

jak i infiltracja wód podziemnych do kanałów, co prowadzi do zmniejszenia

wymiarów i kosztów oczyszczalni ścieków.

Strumień ścieków może być mniejszy w stosunku do kanalizacji konwencjonalnej nawet

do 50%, wskutek m.in. braku infiltracji wód podziemnych oraz wód deszczowych z błędnych

podłączeń czy też dopływających przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek !.

Kanalizacja niekonwencjonalna posiada jednak istotne wady – generalnie droższa w

eksploatacji, ze względu na:

konieczność ciągłego i niezawodnego dostarczania zmiennego w czasie strumienia

energii elektrycznej (coraz droższa!);

konieczność dokonywania regularnych przeglądów i konserwacji urządzeń przez

wykwalifikowanych pracowników;

większą zawodność działania - możliwość awarii elementów mechanicznych i

elektrycznych, w tym automatyki, mogących prowadzić do skażenia środowiska.

Ponadto, kanalizacja niekonwencjonalna ma ograniczony zasięg działania, limitowany:

wysokością ciśnienia w sieci – w praktyce do 0,4 MPa (4 Bary), co ogranicza

zastosowanie do ok. 15000 Mk,

wysokością podciśnienia w sieci – w praktyce do 0,06 MPa (0,6 Bara), co ogranicza

zasięg działania do ok. 2 km wokół centralnej stacji próżniowej (CSP) i liczbę

mieszkańców do ok. 1500 Mk.

O wyborze systemu odprowadzania ścieków powinna decydować każdorazowo

analiza techniczno - ekonomiczna opłacalności inwestycji, tj. łącznie kosztów budowy i

eksploatacji systemu.

15

3. KANALIZACJA CIŚNIENIOWA

3.1. ZASADY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ

Kanalizacja nadciśnieniowa, zwana potocznie ciśnieniową, składa się z:

1. Wewnętrznych instalacji kanalizacyjnych (w budynkach, obiektach),

2. Urządzeń zbiornikowo-tłocznych (typu: pneumatycznego bądź hydraulicznego),

3. Ciśnieniowych przyłączy domowych i przewodów sieci zewnętrznych,

4. Pneumatycznych stacji do płukania i przewietrzania przewodów (PSP),

5. Oczyszczalni ścieków.

Rys. 3.1. Schematy ideowe kanalizacji ciśnieniowej z urządzeniami zbiornikowo-tłocznymi typu:

hydraulicznego - pompowego (po lewej) i pneumatycznego (po prawej)

a) sytuacje terenowe; b) profile podłużne

Ad 1. Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne budowane są analogicznie jak w przypadku

konwencjonalnej kanalizacji grawitacyjnej (piony i poziomy, podłączenia instalacji: wpusty

podłogowe, natryski, wanny, w-c, umywalki, zlewozmywaki, …).

Elementem dodatkowym jest czasami osobny przewód wentylacyjny, wyprowadzony

ponad połać dachową, służący do na- i odpowietrzania urządzenia zbiornikowo-tłocznego

zlokalizowanego np. w piwnicy;

16

Ad 2. Urządzenia zbiornikowo-tłoczne pełnią funkcję małych pompowni ścieków, co

umożliwia ich stosowanie w pojedynczych obiektach – np. budynkach jednorodzinnych.

Produkowane obecnie zblokowane urządzenia zbiornikowo-tłoczne mają rozmaite

rozwiązania konstrukcyjne, spośród których można wyróżnić dwa zasadnicze typy:

pneumatyczne - oparte na zasadzie wytłaczania ścieków sprężonym powietrzem z

ciśnieniowego zbiornika zamkniętego - najwcześniej wprowadzone do użytku w

Europie zachodniej (w latach 70-tych XX wieku);

hydrauliczne (pompowe) - wyposażone w pompę śrubową, sprzęgniętą wspólnym

wałem z rozdrabniarką, umieszczone w zbiorniku bezciśnieniowym - zastosowane po

raz pierwszy w USA (w latach 80-tych XX wieku).

Niezależnie od konstrukcji, urządzenia zbiornikowo-tłoczne umieszcza się poniżej wylotu

kanału z wewnętrznych instalacji dla umożliwienia ich grawitacyjnego napełniania się.

Mogą być instalowane zarówno w piwnicach budynków, jak i na zewnątrz obiektów.

Urządzenia te działają okresowo, a czynnikiem sterującym jest poziom ścieków w

zbiorniku wyrównawczym.

Rys. 3.2. Schemat urządzenia zbiornikowo-tłocznego typu pneumatycznego

(zastosowanego w kanalizacji Olsztyna).

Rys. 3.3. Schemat urządzenia zbiornikowo-tłocznego typu hydraulicznego

- z pompą śrubową sprzęgniętą z rozdrabniarką (FAREL GP210)

17

Małe pompownie ścieków - budowane według klasycznych schematów - wyposażone są

w pompy zatopione w ściekach o konstrukcji odpornej na zapychanie się (wirniki

odpowiedniego kształtu, kraty bądź kosze na zanieczyszczenia na dopływie) bądź też pompy

wyposażone w rozdrabniarki.

Ostatnio zaleca się do stosowania tzw. tłocznie ścieków, tj. pompownie ścieków

zblokowane z urządzeniami do separacji ciał stałych (dawniej znane jako pompownie sitowe).

Rys. 3.4. Przykładowa tłocznia ścieków - z pompą zamontowaną na „mokro”

(1 - pompa; 2 – złącze; 3 – prowadnice montażowe pompy; 4 - krata; 5 – dopływ ścieków; 6 - zawór

zwrotny kulowy; 7 – osadnik; 8 – kolano rewizyjne; 9 – przewód tłoczny; 10 – klapa zwrotna)

Działanie przykładowej tłoczni (wg rys. 3.4): do wlotów pomp (1) dopływają tylko

„podczyszczone ścieki”, a tłoczone ścieki przepływają przez osadnik (7) i płuczą go z

odłożonych tam zanieczyszczeń grubo dyspersyjnych - włóknistych (brak zagniwania

ścieków w zbiorniku retencyjnym). Strumieniem ścieków steruje kulowy zawór zwrotny (6).

18

Rys. 3.5. Przykładowa tłocznia ścieków - z pompami zamontowanymi na „sucho”

Studnie zbiorcze pompowni czy też tłoczni ścieków powinny mieć odpowiednią objętość

retencyjną:

użytkową (Vu) do sterowania pracą pomp - cykle włączeń i wyłączeń,

buforową (Vb) na wypadek zaniku zasilania elektrycznego czy awarii pomp.

Wg wytycznych ATV A-116 pojemność buforowa wynosić powinna co najmniej 30 dm3

na dobę i mieszkańca.

Przykłady pompowni ścieków różnych producentów

19

20

W obiektach pompowni wymagana jest sygnalizacja awarii: akustyczna i optyczna - z

powiadomieniem służb eksploatacyjnych.

Zawory zwrotne - jako klapy zwrotne lub kulowe zawory zwrotne lokalizować się

powinno na pionowych przewodach tłocznych - większa pewność działania.

Ad 3. Ciśnieniowe przyłącza domowe i przewody sieci zewnętrznych

Zasadą jest prowadzenie przewodów ciśnieniowych poniżej granicy przemarzania

gruntów, z zapewnieniem możliwości ich odwodnienia i odpowietrzenia.

Uzbrojenie sieci stanowią:

zawory zwrotne i odcinające - na przyłączach domowych,

zasuwy działowe, odwodnienia i odpowietrzenia w węzłach sieci zewnętrznej,

rewizje do płukania sieci - umieszczone na końcówkach sieci i na trasie przewodów w

odległościach do 300 m.

Sieci kanalizacyjne systemu ciśnieniowego są zawsze rozgałęźne. Na schematach

upodobniają się często do układów „obwodowych - pierścieniowych” - umożliwiając jedynie

okresową zmianę kierunku przepływu ścieków. Takie pseudo „pierścieniowe” układy

zwiększają niezawodność działania systemu.

Zmiany kierunku przepływu ścieków w przewodach odbywają się okresowo w punktach

węzłowych, poprzez zamykanie i otwieranie odpowiednich zasuw działowych. Tak więc z

pozoru sieć „pierścieniowa” jest tutaj nadal siecią rozgałęźną - sterowaną.

Z dotychczasowych doświadczeń w zakresie projektowania, budowy i eksploatacji

kanalizacji ciśnieniowej wynika, że kanalizacja niskiego ciśnienia - do 2,5 Bara (0,25 MPa

czyli ok. 25 m H2O) zasilana przez pompy zanurzone w ściekach jest tańsza, od kanalizacji

wysokiego ciśnienia - do 4 Barów (ok. 40 m H2O) zasilanej przez urządzenia pneumatyczne,

zarówno ze względu na koszt samych urządzeń jak i na zużycie energii.

Zewnętrzne przewody kanalizacji ciśnieniowej buduje się zwykle z ciśnieniowych rur

tworzywowych (tj. podobnie jak przewodów wodociągowych):

o PCV-U – o ciśnieniu nominalnym do 16 Barów (PN16),

o PE-HD – do 10 Barów (PN10),

o GPR (żywice poliestrowe wzmacniane włóknem szklanym) – do 6 Barów (PN6),

projektowanych na żywotność ok. 50 lat eksploatacji. Jednakże, ze względu na podwyższoną

temperaturę ścieków - do +35ºC, w stosunku do wody +20ºC, najczęściej stosuje się armaturę

i rurociągi tworzywowe (z PCV-U lub PE-HD) o ciśnieniu nominalnym PN10 - przy

wymaganym obniżonym ciśnieniu działania - do 6 Barów (PN6).

21

Średnice nominalne ciśnieniowych przyłączy domowych - z pompowni do sieci

zewnętrznych należy przyjmować:

co najmniej 80 mm (Qmin = 4,0 dm3/s) dla pomp bez rozdrabniarek ścieków,

65 mm (Qmin = 2,5 dm3/s) dla pomp z rozdrabniarkami.

Gwarantuje to samooczyszczanie się – płukanie przewodów tłocznych pomp (υ ≥ 0,7 m/s).

Średnice nominalne przewodów ulicznych – najczęściej nie mniejsze niż 100 mm,

tylko wyjątkowo 80 mm - na końcówkach sieci rozgałęźnych (maksymalnie do 300 m),

gdyż mniejsze przekroje są podatne na zapychanie się.

Hydranty płuczące z zasuwami odcinającymi rozmieszcza się w węzłach sieci i na

odcinkach o długości do 300 m.

Rys. 3.6. Schemat rozmieszczenia hydrantów (do płukania sieci) z zasuwami odcinającymi

Ad. 4. Pneumatyczne stacje płuczące (PSP).

Doświadczenia eksploatacyjne wskazują na celowość instalowania na końcówkach sieci

(bądź w tzw. węzłach newralgicznych) urządzeń płuczących – zwykle przedmuchujących sieć

sprężonym powietrzem - kilka razy w ciągu doby (szczególnie w godzinach nocnych – przy

małych strumieniach przepływu ścieków).

Przedmuchiwanie, które trwa zwykle od 5 do 10 minut, poza tym, że usuwa odłożone

osady oraz skraca czas przebywania ścieków w sieci, natlenia je i usuwa H2S i siarczki.

PSP wyposażone są w sprężarki (kompresory) ze zbiornikami powietrza. Lokalizuje się je

pod ziemią bądź w budynkach wolnostojących.

Dopuszczalna wartość imisji hałasu wynosi 36 dB - dla terenów mieszkaniowych w UE.

22

3.2. ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI CIŚNIENIOWEJ

Kanalizacja ciśnieniowa może być stosowana do transportu ścieków bytowo-

gospodarczych i/lub przemysłowych. Uwarunkowania techniczno-ekonomiczne wykluczają

najczęściej jej zastosowanie do transportu ścieków deszczowych czy ogólnospławnych.

Wymiarowanie kanalizacji ciśnieniowej odbiega w zasadniczy sposób od schematów

przyjętych przy obliczaniu sieci grawitacyjnej i jest o wiele bardziej skomplikowane.

Kanalizacja ciśnieniowa działa w skutek samoczynnie uruchamiających się pojedynczych

urządzeń zbiornikowo-tłocznych (pompowni).

Momenty włączania poszczególnych urządzeń zbiornikowo-tłocznych nie zależą od siebie,

gdyż są zależne wyłącznie od intensywności dopływu ścieków do tych urządzeń.

Dobór i rozmieszczenie urządzeń zbiornikowo - tłocznych należy dokonywać na

podstawie szczegółowych planów zagospodarowania przestrzennego terenu, w oparciu o

analizę techniczno-ekonomiczną różnych wariantów ich liczby i rozmieszczenia.

W pewnych przypadkach zabudowy bardziej uzasadnione może okazać się zainstalowanie

jednego urządzenia do obsługi kilku nieruchomości (pompownia sieciowa), niż oddzielnych

dla każdego budynku.

Dobór podstawowych parametrów sieciowych urządzeń zbiornikowo – tłocznych, takich

jak: wydajność pomp (Q) i objętość użytkowa (Vu) zbiornika wyrównawczego, można

wykonać w oparciu o analogiczne zasady jak przy obliczaniu urządzeń hydroforowych.

Przyjmując za podstawę częstotliwość (i) włączeń pomp na godzinę, równą liczbie cykli

pracy (najczęściej i = 4 ÷ 10), objętość użytkową zbiornika określa wzór:

i

QTVu (3.1)

gdzie:

Vu - objętość użytkowa zbiornika - do sterowania działania pompy, dm3,

Q - wydajność pompy ściekowej, dm3/s,

T - cykl działania pompy, s: T = tr + tp , (3.2)

przy czym czas ruchu tr:

sr

ur

QQ

Vt

, (3.3)

a czas postoju tp:

sr

up

Q

Vt (3.4)

gdzie:

Qśr - średni dopływ ścieków w poszczególnych cyklach (zmienny w dobie), dm3/s,

23

i - częstotliwość włączeń urządzenia na godzinę: dla T = 900 ÷ 360 s (tj. T = 15÷6 min)

wówczas i = 4 ÷ 10 włączeń na godzinę.

Wydajność (Q) urządzenia zbiornikowo-tłocznego dobiera się zwykle z nadmiarem w

stosunku do maksymalnego dopływu ścieków (w czasie trwania jednego cyklu pracy

urządzenia), obliczanego z wzoru:

sść AWKQQ 2,12,1 (3.5)

gdzie:

qść - obliczeniowy odpływ ścieków z obiektu (Qść ≥ AWsmax = 1,2÷2,5 dm3/s), dm

3/s;

K - charakterystyczny współczynnik jednoczesności odpływu ścieków z obiektu, dm3/s:

K = 0,5 - dla budynków mieszkalnych, w tym restauracji, biur;

K = 0,7 - dla dużych obiektów typu szkoły, szpitale, hotele, zakłady gastronomiczne;

AWs - równoważnik odpływu ścieków z urządzenia:

AWs = 1,2÷2,5 - dla miski ustępowej (o zbiornikach na wodę 4÷9 dm3);

AWs = 0,8÷1,3 - dla wanny, zlewozmywaka,

AWs = 0,5÷0,8 - dla pralki automatycznej,

AWs = 0,3÷0,8 - dla pisuaru;

AWs = 0,2÷0,8 - dla zmywarki do naczyń;

AWs = 0,3÷0,5 - dla natrysku, umywalki, bidetu, itd.

Zwykle przyjmuje się, aby przy minimalnym dopływie ścieków do zbiornika, pompa

ściekowa włączała się raz na 15 minut (T = 900 s), wówczas niezbędna objętość użyteczna

zbiornika Vu (w dm3) wyniesie:

)(900

min

mind

du QQ

Q

QV

(3.6)

gdzie:

Q - wydajność pompy ściekowej, dm3/s,

Qd min - minimalny dobowy dopływ ścieków, dm3/s:

mindQ = 0,5 śrdQ (3.7)

tj. przyjmuje się, że mindQ wynosi 50% średniego dobowego dopływu ścieków Qd śr (w dm3/s):

86400

LMq

t

VQ

jdśćśrd

(3.8)

gdzie:

Vśc - dobowa objętość ścieków, dm3,

qjd - jednostkowy dobowy strumień ścieków od mieszkańca, dla miast qjd =150 dm3/d∙Mk,

LM - liczba mieszkańców.

24

W przypadku małych pompowni (np. dla pojedynczych budynków jednorodzinnych),

wydajności dobieranych pomp ściekowych (Q) wynikają z minimalnych dopuszczalnych

średnic przewodów tłocznych ścieków - gwarantujących samooczyszczanie (υ ≥ 0,7 m/s):

Qmin = 4,0 dm3/s - dla pomp bez rozdrabniarek i przewodów o średnicy 80 mm,

Qmin = 2,5 dm3/s - dla pomp z rozdrabniarkami i przewodów o średnicy 65 mm.

Wówczas objętość zbiornika wyrównawczego projektowana jest na czas przetrzymania

ścieków – nawet do 1 doby.

Najbardziej złożonym zagadnieniem jest kwestia racjonalnego doboru średnic

ciśnieniowych przewodów kanalizacyjnych. Kryteriami są tutaj:

minimalna prędkość przepływu ścieków,

maksymalna wysokość ciśnienia.

Kryterium minimalnej prędkości (υ min) ma na celu zapewnienie transportu cząstek

stałych zawieszonych w ściekach lub wleczonych przy dnie, tak by nie dopuścić do ich

osadzania się.

Kryterium maksymalnej wysokości ciśnienia (Hmax) ma z kolei gwarantować, że w

każdym punkcie sieci ciśnienie nie powinno przekroczyć wartości granicznej - wynikającej z

charakterystyki (H, Q) urządzenia tłocznego zainstalowanego w tym punkcie. Takie

„zablokowane" urządzenie mogłoby bowiem doprowadzić do przepełnienia jego zbiornika

(objętości użytkowej i buforowej).

Tak więc projektowana sieć powinna spełniać dwa warunki:

w każdym odcinku sieci powinna być okresowo osiągana prędkość samooczyszczenia

(niezbędna do rozmycia i transportu odłożonych osadów):

υ υmin

maksymalne ciśnienie, w najbardziej niekorzystnie położonych punktach sieci, nie

powinno przekroczyć wartości granicznej (dla zapewnienia minimalnej żądanej

wydajności urządzenia):

H Hmax

Jak łatwo zauważyć, oba warunki są przeciwstawne sobie - odnośnie wymaganych

średnic przewodów (d):

o mniejsze średnice to większe prędkości przepływu (υ) ścieków,

o większe średnice to mniejsze straty ciśnienia (∆h),

wynika to z analizy wzoru Weisbacha:

gd

lh

2

2 (3.9)

25

Współczynnik liniowych oporów tarcia (λ) należy obliczać w oparciu o (znany z

wodociągów) wzór Colebrooka-White’a [102]:

)71,3

/

Re

51,2lg(2

1 dk

(3.10)

lub wzór Zigranga-Sylwestra, który jest nieuwikłaną postacią wzoru Colebrooka-White’a

(3.9) o wysokiej zgodności (do 0,1%):

)]}Re

13

7,3

/lg(

Re

02,5

7,3

/lg[

Re

02,5

7,3

/lg{2

1

dkdkdk

(3.11)

dla k ≥ 0,25 mm - dla tworzyw sztucznych - wg ATV-A110.

Liczba (k) pracujących jednocześnie urządzeń, z pośród ich liczby (n) w całym systemie,

ulega znacznym zmianom. Skutkiem tego występują duże wahania ciśnienia w sieci. W

konsekwencji różne są też czasy działania poszczególnych urządzeń, zależnie od aktualnego

ciśnienia w sieci, jak i kształtu charakterystyki dobranego urządzenia tłocznego.

Przykładowo, z nomogramu (na rys. 3.7) dla założonego stosunku tr / tp = 0,016 można

określić liczbę k jednocześnie pracujących urządzeń przy globalnej ich liczbie n - na

założonym poziomie prawdopodobieństwa Pn(k), a mianowicie:

Pn(k) = 0,1% - odnośnie nie przekraczania maksymalnego ciśnienia: Hrzecz Hmax ,

Pn(k) = 10% - odnośnie osiągania prędkości samooczyszczenia: Vmin 0,7 m/s.

Rys. 3.7. Nomogram do obliczania prawdopodobieństwa Pn(k) jednoczesnej pracy k spośród n

urządzeń w systemie, przy stosunku tr/tp = 0,016.

26

Określenie położenia w sieci pracujących urządzeń nie jest jednak możliwe. Można

jedynie określić, dla jakich zakresów wartości n, tj. dla jakiej liczby urządzeń

zainstalowanych powyżej, przepływ w danym odcinku sieci jest funkcją pracy k urządzeń.

Przykładowo, przy Pn(k) = 0,1%:

dla n[1; 3] urządzeń, strumień przepływu jest funkcją pracy k = l urządzeń;

dla n[4; 12] - k = 2, a

dla n[13; 28] - k = 3 itd.,

przy czym w każdym przypadku każde rozmieszczenie pracujących urządzeń jest jednakowo

prawdopodobne (w zakresie od l do n).

Przyjmując zatem prawdopodobieństwo wystąpienia przepływów i prędkości

maksymalnych na poziomie Pn(k) = 0,1% - z warunku Hrzecz Hmax oraz

prawdopodobieństwo wystąpienia prędkości samooczyszczenia na poziomie Pn(k) = 10% - z

warunku Vrzecz Vmin, ustalić można dwa różne strumienie obliczeniowe „miarodajne” dla

zwymiarowania danego odcinka sieci.

Ideę linearnego modelu obliczeniowego kanalizacji ciśnieniowej, dla n [1; 100]

urządzeń przy tr/tp = 0,016, zobrazowano na rysunku 3.8.

Rys. 3.8. Idea obliczeń dla linearnego modelu kanalizacji ciśnieniowej (n [1; 100] oraz tr/tp = 0,016)

Jak widać liczba pracujących jednocześnie urządzeń, spośród n = 100 urządzeń, z

prawdopodobieństwem Pn(k) = 0,1% wynosi k = 7, a z prawdopodobieństwem Pn(k) = 10%

wynosi k = 3.

Ekstremalne wartości ciśnienia wystąpią dla przypadku lokalizacji k urządzeń na początku

danego odcinka obliczeniowego li - o przyjętej średnicy di(ki).

27

Kierując się minimalizacją kosztów eksploatacji (zużywanej energii), średnicę danego

odcinka di(ki) dobierać należy jako największą z możliwych – przy zapewnieniu prędkości

samooczyszczania (PSP).

Zabezpieczeniem przed przepełnianiem się zbiorników pomp jest pojemność buforowa.

Podstawą doboru średnic przewodów ciśnieniowych nie jest wartość maksymalnego

godzinowego przepływu ścieków (jak to ma miejsce przy wymiarowaniu grawitacyjnej

kanalizacji bytowo-gospodarczej) lecz parametry pracy (H, Q) urządzeń zbiornikowo-

tłocznych (pomp) - w mniejszym interwale czasu.

Wg DWA-A 118, maksymalny godzinowy strumień ścieków bytowo-gospodarczych z

terenów mieszkaniowych wynosi:

Qbg = 0,005 dm3/s·Mk

Do wymiarowania sieci kanalizacji ciśnieniowej, wg wytycznej ATV-A116, przyjmuje się

wskaźnik scalony odpływu szczytowego (qs) w wysokości:

qs = 1,5 x 0,005 = 0,0075 dm3/s·Mk,

gdzie mnożnik „1,5” uwzględnia przeciążenie systemu - występujące w mniejszym niż

godzinowy interwale czasu (kilkuminutowym).

Stąd maksymalny - szczytowy Qs (w dm3/s) strumień odpływu ścieków oblicza się z wzoru:

Qs = qs ∙ LM = 0,0075 ∙ LM (3.12)

Obliczenia wysokości strat ciśnienia przeprowadza się przy założeniu ustalonego

odpływu ścieków przy szczytowym obciążeniu całego systemu. W wymiarowanym

systemie należy wariantowo wyznaczyć najbardziej niekorzystną drogę przepływu ścieków –

dla której wystąpią najwyższe straty ciśnienia przy transporcie ścieków od najdalszego

budynku do wylotu na oczyszczalnię.

Najczęściej, za minimalny przepływ obliczeniowy na najdalszym - początkowym odcinku

sieci, przyjmuje się Qmin = 4,0 dm3/s, jako odpływ z najdalszej pompowni przy minimalnej

średnicy przyłącza d = 80 mm. Wówczas w przewodzie miejskim o np. dmin = 100 mm

prędkość przepływu wyniesie υ 0,5 m/s < 0,7 m/s – skąd wynika konieczność płukania tego

odcinka.

W najdalszym (początkowym) odcinku sieci rozgałęźnej dopuszcza się wyjątkowo

średnicę przewodu miejskiego d = 80 mm na długości do 300 m. Wówczas przy Qmin = 4,0

dm3/s υ 0,8 m/s.

28

Przykład obliczeniowy kanalizacji ciśnieniowej (z ATV A-116)

Dla schematu kanalizacji tłocznej (rys. 3.7) miasta o LM = 3520 Mk należy dobrać

średnice przewodów. Szczytowe obciążenie całego systemu: Qs = 0,0075 ∙ 3520 = 26,4 dm3/s.

Rys. 3.7. Schemat obliczeniowy przykładowej kanalizacji ciśnieniowej

W pierwszej kolejności należy przyporządkować liczbę mieszkańców do poszczególnych

(10) przewodów - na podstawie planu zagospodarowania przestrzennego (LM7-6 = 700 Mk; LM6-3

= 500 Mk; LM6-5 = 400 Mk; LM6-4 = 300 Mk; LM4-3 = 200 Mk LM3-5 = 200 Mk; LM3-2 = 300 Mk; LM4-2 = 360 Mk;

LM5-2 = 360 Mk; LM2-1 = 200 Mk).

Wstępny dobór średnic rur (np. PCV-U PN10) należy dokonać dla 7 wariantów -

możliwych tras przepływu ścieków, przy podwariantach włączeń pozostałych odcinków (wg

rys. 3.7):

1. wariant: 7-6-4-2-1

2. wariant: 7-6-4-3-2-1

3. wariant: 7-6-3-4-2-1

4. wariant: 7-6-3-2-1

5. wariant: 7-6-3-5-2-1

6. wariant: 7-6-5-3-1

7. wariant: 7-6-5-2-1

Liczbę mieszkańców sumujemy - wg założonej trasy przepływu - od początku sieci (PSP).

Miarodajny do doboru średnicy pierwszego i kolejnego odcinka sieci jest strumień ścieków

obliczony w połowie jego długości.

Rys. 3.8. Linia ciśnienia w najmniej korzystnej trasie przepływu ścieków (7-6-3-5-2-1)

- najbardziej niekorzystna trasa

(największa wysokość podnoszenia w węźle 7.

przy zaznaczonych zamkniętych zasuwach

„ ”)

29

Różnica wysokości węzła 7. względem węzła 1. (tzw. deniweleta) wynosi np. – 4.0 m.

Ponieważ na kilku początkowych odcinkach trasy 7-6-3-5-2-1, dla dobranych średnic nie

uzyskuje się prędkości samooczyszczania się rurociągów (υ < 0,7 m/s), należy przewidzieć

stację płuczącą (PSP).

Pneumatyczną stację płuczącą (PSP) - sprężonym powietrzem - wymiaruje się również

dla najmniej korzystnej drogi przepływu ścieków w systemie (np. 7-6-3-5-2-1). Wówczas

największa wysokość tłoczenia przy płukaniu wystąpi w punkcie początkowym systemu, tj. w

węźle 7 (z PSP).

Ciśnienie płukania należy dobrać tak, aby osiągnąć prędkość υ = 0,7 m/s w rurociągu o

największej średnicy - 225 mm (o powierzchni czynnego przekroju F225/203,4 0,0325 m2).

W początkowym rurociągu 160 mm (o F160/144,6 0,0164 m2) będzie wtedy prędkość

znacznie większa - ok. 2 razy (tj. 1,39 m/s), ponieważ pole przekroju jest około 2 razy

mniejsze.

Oznacza to, że musi być zapewniony strumień płuczący:

Qpł = F225/203,4 ∙ υ = 0,0325 ∙ 0,7 = 0,02275 m3/s = 22,75 dm

3/s.

Dla tego strumienia wyznacza się straty ciśnienia, idąc od węzła 1. aż do węzła 7.

Uzyskuje się dla danych przykładowych: H7 pł = 30,5 m - czyli ok. 3,1 bara (< 6 bara - jako

dopuszczalne przy płukaniu).

Uwaga: Zakłada się, że przed rozpoczęciem płukania, przewody w systemie wypełnione są

ściekami. Zadaniem płukania jest jednak osiągnięcie prędkości płuczącej υ ≥ 0,7 m/s w

każdym miejscu systemu, a nie opróżnienie wszystkich przewodów ze ścieków !

Efektywne jest stosowanie w PSP zbiornika sprężonego powietrza (mniejsze wymagane

sprężarki i o mniejszej mocy). Czas płukania przyjmuje się z zakresu: tpł = 5÷10 min.

Zbiornik sprężonego powietrza projektuje się najczęściej na czas płukania wynoszący 10

minut, co przy przykładowej prędkości płukania rurociągu 160/144,6 mm wynoszącej 1,39

m/s da zasięg początkowe odcinki (rurociągi na trasie 7-6-3) na długości 834 m:

t

l 834600/39,1 seksmtl m.

30

Do obliczeń zapotrzebowania powietrza należy więc rozpatrywać początkowe odcinki

systemu, tj. na trasie 7-6-3. Objętość rurociągów wyniesie:

8344

1446,014,3

4

22

płrur ld

V

= 13,7 m3

Przyjmując maksymalne ciśnienie w zbiorniku sprężonego powietrza Pmax = 10 bar, przy

ciśnieniu barometrycznym Pb = 1 bar i wymaganym cienieniu płukania Ppł = 3,1 bara

(przyjęto 3,5 bara – łącznie ze stratami w instalacji sprężarki), pojemność zbiornika wyniesie:

6,50,10,10

0,15,37,13

max

.

b

bpł

rurpłzbPP

PPVV m

3

Przyjęto np.: płzbV . 6 m3

i sprężarkę o wydajności 12 m3/h, z mocą zainstalowaną 2,2 kW.

31

4. KANALIZACJA PODCIŚNIENIOWA

4.1. ZASADY PROJEKTOWANIA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ

Podział kanalizacji podciśnieniowej:

Rys. 4.1. Podział kanalizacji podciśnieniowej

W kanalizacji komunalnej miast i wsi, bardziej praktycznym sposobem odprowadzanie

ścieków jest obecnie jednoprzewodowy układ kanalizacji podciśnieniowej (rys. 4.2).

Rys. 4.2. Schemat kanalizacji podciśnieniowej osiedla mieszkaniowego

(centralna stacja próżniowa - CSP)

Kanalizacja podciśnieniowa

(próżniowa)

Dwuprzewodowa Jednoprzewodowa

oparta na wymuszonym

podciśnieniem przepływie ścieków

32

Rys. 4.3. Schemat ideowy kanalizacji podciśnieniowej (jednoprzewodowej)

Idee daleko posuniętej oszczędności zużycia wody a także minimalizacji kosztów

oczyszczania ścieków (np. na statkach dalekomorskich, stacjach kosmicznych) doprowadziły

do powstania kanalizacji podciśnieniowej - dwuprzewodowej.

Oddzielnymi przewodami odprowadzane są ścieki:

fekalne z WC oraz

pozostałe ścieki z wanien, natrysków, zlewów, wpustów posadzkowych, itp.

Podstawową zasadą układu dwuprzewodowego jest więc podział ścieków na:

silnie zanieczyszczone ścieki fekalne (z ciałami stałymi),

mało stężone pozostałe ścieki,

i oddzielne ich oczyszczanie.

Zaletą powyższego systemu jest duża oszczędność wody - głównie na spłukiwanie misek

ustępowych. Klasyczna miska ustępowa „zużywa” od 5 do 10 litrów wody na jedno

zadziałanie zbiornika spłuczki. Miska ustępowa wyposażona w zawór opróżniający -

sterowany podciśnieniem, zużywa tylko ok. 1.5 litra wody i do 100 litrów powietrza na

zassanie zawartości miski. Pozwala to na zaoszczędzenie wody (3 do 6 razy).

Taki układ kanalizacji jest zwłaszcza celowy do zastosowania tam, gdzie stosowany jest

podwójny (dwuprzewodowy) system wodociągowy, rozprowadzający wodę o

zróżnicowanej jakości. Np. woda, powstała po uproszczonym oczyszczeniu ścieków (tzw.

szara) - poza fekalnymi, używana jest ponownie do spłukiwania misek ustępowych.

W kanalizacji podciśnieniowej ścieki są zasysane do zbiorników próżniowych (wodno-

powietrznych) w centralnej stacji próżniowej (CSP), skąd następnie odprowadzane są do

oczyszczalni ścieków.

System ten ma ograniczony zasięg (zwykle do 2 km wokół CSP, oraz do 1500

mieszkańców). Obszary większe czy o większej liczbie ludności należy dzielić na rejony,

każdy z odrębną stacją próżniową.

33

Elementy tworzące kanalizację podciśnieniową:

Rys. 4.4. Elementy składowe systemu kanalizacji podciśnieniowej

1. Grawitacyjny odpływ ścieków z budynku - przykanalik z pionem wentylacyjnym

2. Studzienka zbiorcza z zaworem opróżniającym

3. Przewód podciśnieniowy

4. Rewizja

5. Budynek centralnej stacji próżniowej (CSP)

6. Zbiornik wodno-powietrzny (próżniowy) do gromadzenia ścieków

7. Pompa próżniowa

8. Pompa ściekowa tłocząca ścieki do oczyszczalni (w układzie hydraulicznym)

Wewnętrzne instalacje kanalizacyjne rozwiązywane są tak samo, jak w typowych

układach grawitacyjnych:

piony kanalizacyjne, z wentylacją wyprowadzaną pod dach,

przewody poziome - przykanaliki, odprowadzają ścieki do studzienki zbiorczej z

zaworem opróżniającym.

W latach 70-tych były podejmowane próby modyfikacji instalacji wewnętrznych poprzez

umieszczanie zaworów opróżniających na pionach bądź poziomach, czyli z pominięciem

studzienek zbiorczych. Były to próby całkowicie nieudane, ze względu na:

brak całkowitej szczelności wewnętrznych instalacji,

panujący hałas przy pracy opróżniającej,

wysysanie ścieków z zamknięć wodnych – syfonów wannowych, ustępowych, itp.

znaczne koszty inwestycyjne i eksploatacyjne.

Rys. 4.5. Lokalizacja zaworu opróżniającego na przykanaliku bądź na poziomych odcinkach

wewnątrz budynku - praktycznie brak retencji ścieków

34

Najlepszym więc rozwiązaniem jest więc budowa studzienki zbiorczej z retencją ścieków,

do której w grawitacyjny sposób dostają się ścieki, i w niej umiejscowienie zaworu

opróżniającego.

Studzienki zbiorcze z zaworami opróżniającymi służą do gromadzenia ścieków

dopływających z wewnętrznych instalacji (grawitacyjnych), skąd są okresowo usuwane

poprzez otwieranie się zaworu opróżniającego - sterowanego poziomami ścieków.

Studzienki zbiorcze muszą być szczelne, tak aby:

nie dostawały się tam wody podziemne - infiltracyjne (zasysane w momencie obniżania

się zwierciadła ścieków - opróżniania studzienki), które przyczyniają się do zwiększenia

strumienia - rozcieńczonych ścieków,

nie wydostawały się ścieki ze studzienki do otoczenia - eksfiltracja ścieków do gruntu -

skażenie środowiska (przy niskich stanach wody podziemnej).

W studzience zbiorczej musi być odpowiednia przestrzeń retencyjna – użytkowa oraz

buforowa (min. 30 dm3 na jednego mieszkańca wg ATV A-116).

Rys. 4.6. Klasyczna lokalizacja zaworu opróżniającego - w studzience zbiorczej (retencyjnej)

Zawór opróżniający czerpie ścieki z dna studzienki przewodem o minimalnej średnicy 40

mm. Przewody podciśnieniowe łączące zawór opróżniający z siecią miejską powinny mieć

średnicę nominalną minimum 65 mm.

Przewody ściekowe, z rur ciśnieniowych PN10 (10 barów), układa się ze spadkiem w

kierunku przewodu zbiorczego, aby zapobiec gromadzeniu się ścieków przy zaworze

opróżniającym w fazie spoczynku. Połączenie od góry pod kątem 45º do kierunku przepływu.

Podciśnienie w studzience zbiorczej (na poziomie zaworu opróżniającego) nie może być

mniejsze niż 25 kPa (2,5 m H2O), a wysokość podnoszenia ścieków w studzience nie powinna

być większa niż 1,5 m.

35

Przykładowe rozwiązania zaworów opróżniających:

a) zawór pływakowy,

b) zawór o pulsacyjnym działaniu - klapowy,

c) zawór dwupołożeniowy (firmy E-VAC).

Rys. 4.7. Przykłady rozwiązań zaworów opróżniających:

l - studzienka zbiorcza. 2 - przykanalik dopływowy, 3 - separator, 4 - pływak otwarty, 5 - grzybek,

6 - wlot ścieków, 7 - gniazdo, 8 - przewód podciśnieniowy. 9 - pływak, 10 - zawór klapowy, 11 -

dźwignia, 12 - zawór trójdrogowy, 13 - zawór opróżniający, 14 - przewody impulsowe podciśnienia

Sieć przewodów podciśnieniowych.

Podstawowym wymogiem funkcjonowania systemu jest szczelność przewodów

podciśnieniowych. Zwykle, próbę szczelności sieci uważa się z pozytywną, gdy podciśnienie

0,7 bara w ciągu 1 godziny nie zmniejszy się więcej niż 10%.

Stosuje się tutaj najczęściej materiały tworzywowe, jak:

utwardzony polichlorek winylu PCV-U (PN 10),

gęsty polietylen PE-HD (PN 10).

Jako złącza rur PCV-U stosuje się złącza kielichowe z uszczelkami z elastomeru lub złącza

klejone. Rury PE-HD łączy się zgrzewami doczołowymi lub przy pomocy muf

elektrooporowych.

Rys. 4.8. Sposoby połączeń rurociągów z PEHD:

zgrzew doczołowy i mufa elektrooporowa

36

Stosowane są następujące średnice (zewnętrzne) rur tworzywowych (PVC-U, PEHD):

65; 75; 90; 110; 125; 160; 180; 200; 225 mm

Uwaga: w rurach tworzywowych katalogi podają średnicę zewnętrzną. Średnica

wewnętrzna zależy od klasy ciśnienia rury i rodzaju materiału.

Przewody układa się najczęściej na głębokościach 1,5÷2,0 m p.p.t.

Rys. 4.9. Sposób ułożenia przewodu w płaskim terenie wg ATV-A116

Gdy it ≠ 0 korzystne są krótkie odcinki wzniosu i dłuższe odcinki spadku. Generalnie

sposób układania przewodów podciśnieniowych zależy od ukształtowania terenu (Chodzi

tutaj o uniemożliwienie oddzielenia się powietrza od ścieków).

4.2. ZASADY WYMIAROWANIA KANALIZACJI PODCIŚNIENIOWEJ

Do wymiarowania kanalizacji podciśnieniowej zaleca się stosowanie metody

wskaźnikowej. Jednostkowy strumień ścieków przyjmuje się w wysokości q = 150 dm3/d Mk.

Oblicza się gęstość zaludnienia w Mk na mb sieci danej gałęzi systemu. Zalecenia do tej

metody przedstawiono w tabeli 4.1.

Tab. 4.1. Zalecenia do doboru średnic wg ATV-A116

Wskaźnik gęstości

zasiedlenia w

[Mk/mb sieci]

- danej gałęzi sieci

Maksymalna długość (gałęzi) w [m]

o określonej średnicy przewodu [mm]

65 80 100 125

0,04 ÷ 0,06

> 0,06 ÷ 0,12

> 0,12 ÷ 0,20

200

150

100

800

650

300

1000

900

800

–

300

800

2000

2000

2000

min max

37

Z powyższej tabeli dobiera się średnice przewodów – odpowiednie ze względów

hydraulicznych i eksploatacyjnych, tzn. takie, które zagwarantują nie niższe niż 25 kPa -

podciśnienie w najdalszej studzience zbiorczej (danej gałęzi systemu).

Powyższe zalecenia uwzględniają następujące warunki brzegowe pracy systemu:

1/ Maksymalny stosunek strumienia powietrza do strumienia ścieków wynosi 15:1,

2/ Do jednej gałęzi, tj. przewodu podciśnieniowego (od stacji próżniowej do najbardziej

odległej studzienki zbiorczej) nie powinno być podłączonych więcej niż ok. 500 Mk,

3/ Całkowita długość jednej gałęzi (LG) nie powinna przekraczać:

LG < 5000 m - dla wskaźnika zasiedlenia 0,04÷0,06 Mk/mb

(wówczas otrzymamy max 200÷300 Mk),

LG < 4000 m - dla 0,06÷0,12 Mk/mb (max 240÷480 Mk),

LG < 3000 m - dla > 0,12÷0,20 Mk/mb (max 360÷600 Mk).

Jeżeli warunki 2/ lub 3/ nie są spełnione, to sieć należy podzielić na większą liczbę gałęzi

wychodzących z CSP.

Centralna stacja próżniowa (CSP)

Zadaniem CSP jest wytworzenie i utrzymywanie podciśnienia, niezbędnego do

wymuszania przepływu ścieków od studzienek zbiorczych z zaworami opróżniającymi do

zbiornika ścieków w CSP.

Schematy stacji próżniowych:

z hydraulicznym odtransportowaniem ścieków - wg rys. 4.10,

z pneumatycznym - wg rys. 4.11.

Rys. 4.10. Schemat stacji próżniowej z hydraulicznym (pompowym) odtransportowaniem ścieków do

oczyszczalni ścieków (najczęściej stosowany)

38

Rys. 4.11. Schemat stacji próżniowej z pneumatycznym (powietrznym) odtransportowaniem ścieków

do oczyszczalni

Stacje próżniowe wyposaża się zwykle w:

dwa zbiorniki próżniowe,

dwie pompy próżniowe,

dwie pompy ściekowe - przy hydraulicznym odtransportowaniu ścieków,

dwie sprężarki - przy pneumatycznym odtransportowaniu ścieków,

zapasowe źródło energii (agregat prądotwórczy),

system kontroli i alarmów.

Zaleca się stosowanie dodatkowego - zapasowego zbiornika próżniowego (rys. 4.12).

Rys. 4.12. Schemat wyposażenia stacji próżniowej z hydraulicznym odtransportowaniem ścieków do

oczyszczalni ze zbiornikiem próżniowym osuszającym powietrze (zapasowym)

1 - zawór odcinający, 2 - przyrząd pomiarowy, 3 - zawór odcinający, 4 - zbiornik ścieków, 5 - czujniki

poziomu ścieków, 6 - pompy ściekowe, 7 - przewody wyrównawcze ciśnienia, 8 - zawór zwrotny, 9 -

główny przewód tłoczny, 10 - zbiornik próżniowy osuszający powietrze (zapasowy), 11 - zawór

bezpieczeństwa, 12 - pompy próżniowe, 13 - wentylator, 14 - szafa sterownicza

39

Zbiorniki próżniowe (główne i zapasowe) są najczęściej wykonane ze stali z

zabezpieczeniem antykorozyjnym (korozja H2S). Główne zbiorniki próżniowe gromadzą

ścieki. Zapasowy zbiornik próżniowy – ma za zadanie poprzez eliminator agresywnej wilgoci

- zapewnić odpowiednie warunki pracy pomp próżniowych i stanowi dodatkową rezerwowę

przestrzeni podciśnienia. W wypadku awarii pomp ściekowych stanowi dodatkową objętość

buforową stacji.

Pompy próżniowe pracują okresowo - w miarę zmian podciśnienia w sieci, przy pełnej

automatyce.

Pompy ściekowe - sterowane są systemem cieczowskazów i przewodów

wyrównawczych-upustowych. Tłoczą ścieki albo do kanału grawitacyjnego albo

bezpośrednio do oczyszczalni.

Obliczenia technologiczne i hydrauliczne stacji próżniowych (CSP)

A/. Wydajność pomp próżniowych

Niezbędną wydajność pomp próżniowych, mierzoną strumieniem objętości powietrza,

ustalić można ze wzoru:

śćp VfV (4.1)

gdzie:

pV - objętość powietrza odprowadzana w dobie, odniesiona do 0º C oraz 100 kPa (1 Bar),

m3

f - współczynnik bezwymiarowy zależny od długości gałęzi, liczonej od najdalszego

przyłącza do stacji próżniowej oraz od gęstości zasiedlenia (wg tabeli 4.2),

śćV - objętość ścieków, m3 (dla 0,15 m

3/d Mk: śćV = 0,15 x LM).

Tab. 4.2. Zalecenia do doboru wartości współczynnika f wg ATV-A116

Długość gałęzi od

najdalszej studni

zbiorczej do stacji

próżniowej, w m

Wartość współczynnika f w zależności od gęstości zasiedlenia

0,04 ÷ 0,06 Mk/mb 0,06 ÷ 0,12 Mk/mb 0,12 ÷ 0,20 Mk/mb

500

> 500 ÷ 1000

> 1000 ÷ 1500

> 1500 ÷ 2000

> 2000 ÷ 2500

5,0

7,5

10,0

12,5

15,0

4,0

6,0

8,0

10,0

12,0

3,0

5,0

7,0

9,0

-

40

Aby zapewnić odpływ ścieków w kierunku CSP w najbardziej niekorzystnych warunkach

(w czasie i w przestrzeni) przyjmuje się łączny czas działania pomp próżniowych

tpp = 5 h/dobę, wówczas wydajność pomp Qpp w m3/h powinna wynieść:

5

p

pp

VQ (4.2)

Sprawność pomp próżniowych z pierścieniem wodnym przy podciśnieniu p = 0,6 bara

jest rzędu = 0,3. Stąd moc wymagana

pQP

pp

p

, [W], gdy Qpp w [m

3/s].

B/. Pompy ściekowe są wymiarowane na maksymalny dopływ ścieków do CSP, ale muszą

być dostosowane też do:

- przepustowości kanału odpływowego,

- przepustowości oczyszczalni ścieków (Qh max).

Najczęściej przyjmuje się łączny czas pompowania ścieków – 5 h/dobę. Stąd wydajność

pomp ściekowych Qp ść w m3/h:

5

ść

śćp

VQ (4.3)

Wymagana moc pompy Ppść w watach:

HQgP

śćp

śćp

(4.4)

przy czym = 1000 kg/m3, g = 9,81 m/s

2, śćpQ w m

3/s, H w m.

C/. Cykl pracy pomp próżniowych (tcp) powinien być krótszy od 3 minut (180 s), ale dłuższy

od 1 minuty (60 s). obliczamy go ze wzoru:

2

1lg3.2

P

P

Q

Vt

pp

śćcp (4.5)

gdzie:

śćV - objętość ścieków, m3

ppQ - średnia wydajność pompy próżniowej, m3/s

P1 , P2 - ciśnienie początkowe (1) i końcowe (2), hPa

Gdy cpt 3 min - to należy zwiększyć wydajność pompy próżniowej (Qpp min = 0,07 m3/s),

gdy cpt 1 min - to należy zwiększyć pojemność zapasowego zbiornika próżniowego.

!

41

Zasady eksploatacji i konserwacji kanalizacji podciśnieniowej

Konserwacja obejmuje: zawory opróżniające oraz stacje próżniowe. Kontrola CSP:

codziennie – sprawdzanie poziomu oleju w pompach próżniowych, wykresów

zapisu pracy pomp, sprężarek, …

co tydzień – sprawdzanie baterii zapasowego generatora prądu, wymiana taśm

zapisu pracy urządzeń

co miesiąc – oczyszczanie szklanych wzierników, sprawdzanie połączeń pomp,

wymiana oleju i filtrów w pompach próżniowych

co rok – przesmarowanie silników, wymiana filtrów wlotów powietrza, …

co 5 lat – kontrola i dopuszczenie do pracy przez Dozór Techniczny zbiorników,

połączeń i pomp.

42

5. ZASADY BEZPIECZNEGO PROJEKTOWANIA

KONWENCJONALNYCH SYSTEMÓW ODWODNIEŃ TERENÓW

5.1. Kanalizacja bytowo-gospodarcza i przemysłowa

Podstawą bezpiecznego projektu kanalizacji bytowo-gospodarczej i/lub przemysłowej jest

właściwy bilans strumieni ścieków. Obecnie odstępuje się od sporządzania szczegółowych

bilansów wodnych na rzecz bilansów opartych na wskaźnikach scalonych – najczęściej na

perspektywę ≥ 50 lat.

Z jednej strony zapotrzebowanie na wodę w miastach maleje, co jest skutkiem m.in.

oszczędnego gospodarowania wodą (wymuszonego wzrostem ceny wody, opomiarowaniem

jej poboru, likwidacją przecieków w instalacjach, większą liczbą zmywarek do naczyń i

pralek w gospodarstwach domowych, instalacją kabin natryskowych zamiast wanien

kąpielowych, stosowania zamkniętych obiegów wody w przemyśle, itd.), lecz z drugiej strony

wzrastać będzie gęstość zaludnienia i zabudowy terenów zurbanizowanych, zwłaszcza w

perspektywie > 50 lat.

Odpływ ścieków z terenów mieszkaniowych - w miastach

Do sporządzania bilansów ścieków bytowo-gospodarczych na terenach mieszkaniowych

należy szacować jednostkowy strumień odpływu ścieków na poziomie nie niższym niż

150 dm3 na dobę i na mieszkańca (łącznie z drobnymi usługami - w budynkach

mieszkalnych), tzn: qj ≥ 150 dm3/d·Mk – wg DWA-A 118:2006.

Z braku perspektywicznych danych w polskiej literaturze, dotyczących zwłaszcza

współczynników nierównomierności dobowej (Nd) i godzinowej (Nh) odpływu ścieków

bytowo-gospodarczych, można posługiwać się wskaźnikiem scalonym - wg PN-EN 752:2008

i DWA-A 118:2006, jako miarodajnym - maksymalnym godzinowym odpływem:

qbg = 0,004÷0,005 dm3/s·Mk

Przykładowo: dla qj = 150 dm3/d·Mk przy Nd = 1,25 i Nh = 2,3 otrzymamy: qbg = qj ∙ Nd ∙ Nh =

150/86400 ∙ 1,25 ∙ 2,3 = 0,005 dm3/s·Mk.

Na tej podstawie, strumień ścieków bytowo-gospodarczych Qbg (w dm3/s) na terenach

mieszkaniowych obliczyć można z wzoru:

Qbg = qbg ∙ Z ∙ Fbg (5.1)

gdzie:

Z - gęstość zaludnienia, Mk/ha,

Fbg - powierzchnia zlewni ścieków bytowo-gospodarczych, ha.

Zaludnienie terenów (Z) kształtuje się najczęściej od 20 Mk/ha - luźna zabudowa (willowa),

do 300 Mk/ha - centra miast.

43

Odpływ ścieków z terenów przemysłowych

Odnośnie terenów przeznaczonych w przyszłości na przemysł można tutaj również

posługiwać się wskaźnikami scalonymi wg DWA-A 118:2006, skąd strumień ścieków

przemysłowych Qp (w dm3/s) wyniesie:

Qp = qp ·Fp (5.2)

gdzie:

qp(n) = 0,2÷0,5 dm3/s·ha - dla przemysłu niewodochłonnego,

qp(w) = 0,5÷1,0 dm3/s·ha - dla przemysłu wodochłonnego,

Fp - powierzchnia terenów przemysłowych, ha.

Wg dotychczasowych polskich wytycznych z lat 70-tych XX wieku, zalecano:

qp(n) = 0,3÷1,2 dm3/s·ha oraz

qp(w) = 1,2÷5,8 dm3/s·ha.

Były to zdecydowanie większe (od 50% do 480%) wartości wskaźników, świadczące m.in. o

marnotrawstwie (stratach) wody zwłaszcza w przemyśle wodochłonnym, braku stosowania

zamkniętych obiegów wody, czy też braku regulatorów przepływu w zbiornikach

przelewowych, itp. [102].

Miarodajny do wymiarowania kanałów grawitacyjnych strumień objętości Q (w dm3/s)

ścieków bytowo-gospodarczych i przemysłowych oraz wód/ścieków przypadkowych obliczać

należy z wzoru:

Q = Qbg + Qp + Qinf + Qdwd (5.3)

gdzie:

Qbg - strumień ścieków bytowo-gospodarczych (maksymalny godzinowy), dm3/s,

Qp - strumień ścieków przemysłowych (maksymalny godzinowy), dm3/s,

Qinf - strumień wód infiltracyjnych (wody przypadkowe), dm3/s,

Qdwd - strumień dopływu wód deszczowych (wody przypadkowe, dopływające m.in.

przez otwory wentylacyjne we włazach studzienek w okresie opadów), dm3/s.

Wg wytycznych niemieckich (DWA-A 118:2006) do wymiarowania grawitacyjnych

kanałów bytowo-gospodarczych i przemysłowych należy przyjmować następujące wartości

wskaźników tzw. wód przypadkowych:

qinf [0,05; 0,15] dm3/s∙ha - dla wód infiltracyjnych,

qdwd [0,2; 0,7] dm3/s∙ha - dla dopływu wód deszczowych (nie uwzględniany w

dotychczasowych polskich wytycznych),

czyli łącznie:

qprzyp [0,25; 0,85] dm3/s∙ha - dla wód przypadkowych.

Wg polskich wytycznych (z lat 70-tych XX wieku), analizowanych w pracy [102],

zlecano: qinf [0,008÷0,13] dm3/s∙ha - dla zagłębienia kanałów H ≤ 6 m. Były to więc

znacznie mniejsze wartości wskaźnika (qinf) starzenia się kanałów. Mogłoby to sugerować

fałszywą tezę, że budowane w Polsce kanały ściekowe były wykonywane z lepszych

materiałów czy też w dokładniejszy sposób niż w Niemczech.

44

Kanały bytowo-gospodarcze i przemysłowe dobierać należy na wypełnienie względne:

h/D [0,5; 0,7]. Odpowiada to przepustowości całkowitej (Qo = 100%) dla przekroju

kołowego: od 50 do 83% Qo (rys. 5.1).

Rys. 5.1. Krzywe sprawności hydraulicznej kanału o przekroju kołowym [102]

Zaleca się więc pozostawianie rezerwy na przyszłościowy rozwój wynoszącej: od 50 do

17% Qo – w zależności od ważności kanału ściekowego w systemie (wg DWA-A 118 [102]).

Jako minimalną średnicę grawitacyjnych kanałów bytowo-gospodarczych i

przemysłowych przyjmuje się: Dmin = 0,20 m – zwłaszcza dla początkowych odcinków sieci,

przy pasmowej czy luźnej zabudowie. Dla przykanalików dopuszcza się Dmin = 0,15 m.

Wg najnowszych wytycznych DWA-A 118:2006 zaleca się przyjmowanie w miastach:

Dmin = 0,25 m.

Obliczenia hydrauliczne nowoprojektowanych kanałów grawitacyjnych: bytowo-

gospodarczych i przemysłowych, a także kanałów deszczowych i ogólnospławnych, zaleca

się opierać na wzorach Darcy-Weisbacha i Colebrooka-White’a - przy przyjęciu

eksploatacyjnej chropowatości ścian kanałów: k[0,5; 1,5] mm, lub stosowanie wzoru

Manninga - ze współczynnikiem szorstkości eksploatacyjnej: n[0,011; 0,013] s/m1/3

, w

zależności od rodzaju materiału przewodów i wysokości kinet ściekowych (strat) w

studzienkach [102].

Minimalne spadki dna kanałów grawitacyjnych można określać ze znanej formuły –

właściwej jednak dla wypełnień względnych h/D ≥ 0,3:

imin = 1/D (5.4)

gdzie:

D - średnica kanału w metrach, wówczas spadek imin w promilach.

Pierwsze (początkowe) odcinki kanałów powinny mieć większe minimalne spadki dna, ze

względu na hydromechanikę transportu zanieczyszczeń - przy małych wypełnieniach kanałów

h/D < 0,3. Odpowiednie wskazówki w tym względzie podane są m.in. w pracy [102].

45

Minimalne przykrycie gruntem kanałów grawitacyjnych (Hmin) zależy od strefy

przemarzania gruntu (Hz). Zasadniczo przykanaliki i kanały powinny być układane z

przykryciem, co najmniej:

Hmin ≥ Hz + (0,2÷0,4) m.

Zalecenia co minimalnych średnic betonowych studzienek kanalizacyjnych (niezależnie

od systemu kanalizacyjnego) wynikają z norm: PN-B-10729:1999 - branżowej oraz PN-EN

1917:2004 - zharmonizowanej z normą europejską. Unormowane wartości są jedynie

wskazówkami.

Minimalne (wewnętrzne) średnice betonowych studzienek kanalizacyjnych powinny

jednak wynosić:

1,0 m - dla kanałów o średnicach D ≤ 0,3 m (i głębokości do 3 m p.p.t),

1,2 m - dla kanałów o średnicach D [0,4; 0,6] m,

1,4 m - dla kanałów o średnicach D = 0,8 m,

1,6 m - dla kanałów o średnicach D > 0,8 m.

Dopuszczalne jest obecnie stosowanie tzw. nie włazowych studzienek kanalizacyjnych,

tj. o małych średnicach studni rzędu 0,3÷0,6 m - wykonanych z tworzyw sztucznych.

Stosowanie takich studzienek jest możliwe dla małych średnic kanałów o D [0,15; 0,3]

i płytko ułożonych.

Ze względów eksploatacyjnych, na terenach o luźnej zabudowie możliwe jest

lokalizowanie wówczas np. naprzemiennie studzienek włazowych (jako połączeniowych) i

nie włazowych (jako rewizyjnych).

Jak wykazała praktyka, studzienki betonowe, w porównaniu do tworzywowych, lepiej

sprawdzają się:

w gruntach o zmiennym poziomie wód podziemnych,

w warunkach występowania naprężeń dynamicznych (np. od ruchu pojazdów),

w czasie zalania - podtopienia odwadnianego terenu (stabilne),

na etapie budowy - niewrażliwe na wyparcie przez wodę (ze względu na ciężar).

Rozstaw studzienek rewizyjnych nie powinien być większy niż:

na kanałach nie przełazowych - o wysokości przekroju H < 1,0 m: 60÷80 m,

na kanałach przełazowych - do H < 1,4 m: 60÷80 m.

na kanałach przełazowych - o H 1,4 m: 80÷120 m.

46

5.2. Kanalizacja deszczowa

Zaobserwowany w XX wieku wzrost średniej temperatury globu wywołuje zwiększoną

cyrkulację wody oraz nasilenie się ekstremalnych zjawisk pogodowych (susze, powodzie,

trąby powietrzne). Według prognoz opartych na globalnym modelu klimatu IPCC:2007, w

bieżącym stuleciu temperatura globu może się podnieść nawet o kilka stopni C, a na każdy

stopień wzrostu temperatury przewiduje się około 7% wzrost intensywności opadów.

Przykładowo, we Wrocławiu na przestrzeni ostatnich 50 lat (1960-2010) nastąpił wzrost

intensywności opadów o około 13%, co ekstrapolując na 100 lat (tj. na 2060 rok) wyniesie

już około 26%. Stąd też w przyszłości wystąpi jeszcze więcej zdarzeń ekstremalnych

opadów, które będą powodować szkody na obszarach zurbanizowanych w skutek wylewów z

kanałów.

Ponieważ budowane obecnie systemy kanalizacyjne powinny sprawdzać się w działaniu

w horyzoncie czasowym 2100 roku, niezbędne jest już dzisiaj podjęcie odpowiednich

działań zaradczych, w celu zminimalizowania negatywnych skutków takich zdarzeń w

przyszłości - zgodnie z BAT.

Niezawodność działania systemów odwodnień terenów nie jest możliwa w pełni do

osiągnięcia ze względu na losowy charakter opadów. Dążyć należy zatem do bezpiecznego

ich wymiarowania, tzn. gwarantującego osiągnięcia współcześnie wymaganego

standardu odwodnienia terenów zurbanizowanych - wg zaleceń PN-EN 752:2008 - również

w przyszłości.

Wymaga to dostosowania systemu kanalizacyjnego do przyjęcia maksymalnych

prognozowanych strumieni wód opadowych - o częstości występowania równej

dopuszczalnej częstości wystąpienia wylania na powierzchnię terenu (wg tab. 5.1).

Tab. 5.1. Zalecane częstości projektowe opadów deszczu i dopuszczalne

częstości wylewów z kanałów wg PN-EN 752:2008

Rodzaj zagospodarowania terenu

Częstości projektowe:

- opadów - wylewów

[1 raz na C lat]

Tereny wiejskie 1 na 1 1 na 10

Tereny mieszkaniowe 1 na 2 1 na 20

Centra miast, tereny usług i przemysłu 1 na 5 1 na 30

Podziemne obiekty komunikacyjne,

przejścia i przejazdy pod ulicami, itp.

1 na 10 1 na 50

47

Do wymiarowania systemów kanalizacji deszczowej (w tym ogólnospławnej) w Polsce

stosowano historycznie najczęściej dwie metody obliczeniowe:

metodę granicznych natężeń - MGN,

metodę stałych natężeń - MSN (dla zlewni do 50 ha).

Obie metody wykorzystywały wzór Błaszczyka, który oparty został na opadach

zarejestrowanych w Warszawie w latach 1837÷1891 i 1914÷1925 (czyli średnio ponad 100

lat temu), postaci:

q = 6,631·H2/3

·C1/3

·t -2/3

(5.5)

gdzie:

q - jednostkowe natężenie deszczu, dm3/s·ha,

t - czas trwania deszczu, min,

H - średnia wysokość opadu z wielolecia, mm,

C - częstość występowania deszczu o natężeniu q lub większym, lata.

Wzór Błaszczyka zaniża o około 40% obecne wartości maksymalnych natężeń deszczy,

co jest spowodowane m.in. niestacjonarnością - wzrostem intensywności opadów na

przestrzeni wieków.

Tab. 5.2. Porównanie natężeń deszczy obliczonych z modeli różnych autorów względem modelu

Błaszczyka (q/qB) - stosowanego dotychczas do wymiarowania kanalizacji w Polsce [102]

Czę

sto

ść d

eszc

zu

C,

lata

Cza

s tr

wa

nia

des

zczu

t, m

in

Bła

szcz

yk

qB

= 1

,0

(100

%)

Rei

nh

old

q15,1

= 1

00

dm

3/s

ha

Bo

gd

an

ow

icz-

Sta

chy

- r

egio

n p

ółn

ocn

o-

zach

od

ni

Bo

gd

an

ow

icz-

Sta

chy

- r

egio

n c

entr

aln

y

La

mb

or

- W

rocł

aw

Lic

zna

r- Ł

om

oto

wsk

i

- W

rocł

aw-S

wo

jczy

ce

Ko

tow

ski

mo

del

fiz

yk

alny

- W

rocł

aw-

Str

ach

ow

ice

Ko

tow

ski-

Ka

źmie

rcza

k

mo

del

pro

bab

ilis

tycz

ny

- W

rocł

aw-

Str

ach

ow

ice

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

C = 1

10 1,00 1,25 0,50 0,50 1,18 1,27 1,47 1,38

15 1,00 1,30 0,50 0,50 1,21 1,28 1,49 1,40

30 1,00 1,27 0,50 0,50 1,23 1,25 1,48 1,41

60 1,00 1,15 0,50 0,50 1,23 1,19 1,44 1,40

120 1,00 0,98 0,50 0,50 1,21 1,17 1,39 1,38

180 1,00 0,87 0,50 0,50 1,07 1,20 1,36 1,37

C = 2

10 1,00 1,29 1,22 1,46 1,24 1,36 1,58 1,44

15 1,00 1,34 1,25 1,49 1,27 1,46 1,60 1,49

30 1,00 1,31 1,27 1,49 1,29 1,42 1,59 1,53

60 1,00 1,18 1,46 1,46 1,30 1,19 1,55 1,53

120 1,00 1,01 1,39 1,39 1,28 1,12 1,49 1,50

180 1,00 0,90 1,30 1,30 1,27 1,25 1,45 1,48

C = 5

10 1,00 1,31 1,28 1,57 1,44 1,38 1,46 1,30

15 1,00 1,36 1,32 1,61 1,48 1,41 1,50 1,39

30 1,00 1,33 1,34 1,61 1,50 1,31 1,49 1,44

60 1,00 1,20 1,57 1,57 1,50 1,13 1,45 1,44

120 1,00 1,02 1,49 1,49 1,49 1,06 1,39 1,41

180 1,00 0,91 1,38 1,38 1,47 1,13 1,36 1,38

C = 10

10 1,00 1,30 1,20 1,48 1,15 1,25 1,32 1,17

15 1,00 1,35 1,24 1,52 1,17 1,28 1,35 1,25

30 1,00 1,32 1,26 1,52 1,19 1,35 1,34 1,31

60 1,00 1,19 1,48 1,48 1,19 1,32 1,30 1,31

120 1,00 1,01 1,40 1,40 1,18 1,05 1,26 1,28

180 1,00 0,90 1,30 1,30 1,17 0,67 1,23 1,25

48

Ponadto, założenia wyjściowe MGN odnośnie retencji kanałowej i terenowej dodatkowo

redukują strumień spływu wód opadowych, w stosunku do tzw. metod czasu przepływu

stosowanych w Europie.

W rezultacie, MGN zaniża wyniki obliczeń strumieni ścieków opadowych nawet o 100%,

co skutkuje zaniżeniem średnic kanałów o 30%.

Ma to negatywne skutki przy weryfikacji dopuszczanych normą PN-EN 752:2008

częstości wylewów z kanałów, co wykazano m.in. w pracach [77, 102].

Do wymiarowania systemów kanalizacji deszczowej w Polsce zalecana jest obecnie

metoda maksymalnych natężeń (MMN) - z polskimi modelami opadów maksymalnych z

okresów pomiarowych 1960-1990-2009.

Metoda ta wzorowana jest na metodzie współczynnika opóźnienia - MWO, stosowanej w

Niemczech [102].

Współczesne modele opadów do wymiarowania kanalizacji w Polsce

Dzisiejsze związki:

intensywności - IDF (Intensity-Duration Frequency) czy

wysokości - DDF (Depth-Duration Frequency)

opadów deszczu z czasem ich trwania i częstością występowania, opracowane dla wielu

regionów geograficznych Europy, są zbliżone do siebie jakościowo. Nie znaczy to wcale, że

są one identyczne ilościowo, zwłaszcza w skali lokalnej.

O zjawisku opadowym określonego obszaru decyduje bowiem szereg uwarunkowań

środowiskowych, m.in. [106]:

ukształtowanie powierzchni,

wzniesienie nad poziomem morza,

sposób użytkowania terenu.

Ekstremalne opady występujące w warunkach polskich nie różnią się znacząco pod

względem wysokości od notowanych w krajach ościennych, podobnie jak i wysokości

opadów maksymalnych we Wrocławiu w porównaniu do Warszawy (tab. 5.3).

Tab. 5.3. Ekstremalne wysokości opadów (w mm) w wybranych krajach Europy

na tle Wrocławia (Strachowice) i Warszawy (Bielany)

Kraj /

miasto

Czas trwania opadu

minuty godziny doby 5 10 15 30 1 2 3 6 12 1 2 3

Polska 25,3 80 79,8 126 176,1 117,9 220 221,8 - 300 428 557

Niemcy - 126 - 40 200 239 246 112 - 312 379,9 458

Czechy 29,8 39,8 50,2 79,9 92,8 117 126,6 158,5 203,6 345,1 380 536,7

Wrocław 13,1 18,7 24,7 32,9 35,3 57,7 61,9 63,1 64,2 80,1 103,9 116,9

Warszawa 20,6 21,9 28 36,6 40,8 49,5 50,4 57 68 80,1 109,7 113,3

49

Podobnie, natężenia deszczy np. o czasie trwania 10 minut i o danej częstości

występowania (q10,C), dla polskich miast mieszczących się w zasięgu atlasu KOSTRA z 1997

roku, są zbliżone do zmierzonych we Wrocławiu w okresie 1960-2009. Natężenia te są

znacznie wyższe od obliczonych z wzoru Błaszczyka (tab. 5.4).

Tab. 5.4. Natężenia deszczy 10-minutowych dla wybranych polskich miast z atlasu KOSTRA na tle

zmierzonych we Wrocławiu oraz obliczonych z wzorów Błaszczyka i Bogdanowicz-Stachy Lp. Miejscowość /

model opadu

Natężenie deszczu q10,C w dm3/s∙ha

dla częstości występowania:

Okres

pomiarowy,

uwagi C = 1 rok C = 2 lata C = 5 lat C = 10 lat

1 Szczecin 144,7 177,6 221,1 254,0

1960÷1990

2 Gubin 157,1 201,9 261,1 305,9

3 Zgorzelec 147,7 186,9 238,6 277,8

4 Wrocław 148,3 183,3 230,0 261,7 1960÷2009

5 Wg wzoru Błaszczyka 100,9 127,6 172,5 217,3 H = 600 mm

6 Wg Bogdanowicz-

Stachy dla regionu:

R1 50,6 185,2 270,8 322,0 1960÷1990

R2 50,6 154,7 220,9 260,4

Wg modelu opadów maksymalnych Bogdanowicz-Stachy z 1998 roku [106], w regionie

centralnym Polski (R1) natężenia q10,C są wyższe niż w regionie północno-zachodnim (R2).

Obliczane z tego modelu natężenia deszczy, poza C = 1 rok, korespondują z podanymi w

atlasie KOSTRA dla polskich miast przygranicznych.

R1

R1

R1

Wrocław Wrocław Wrocław

R2

R3

R3

c)b)a)

Rys. 5.2. Regiony opadów maksymalnych: a) dla czasów trwania deszczy t [5; 60) min;

b) dla t [60; 720) min; c) dla t [720; 4320] min (R1 - region centralny; R2 - region

północno-zachodni; R3 - regiony południowy i nadmorski)

Probabilistyczny model opadów maksymalnych Bogdanowicz i Stachy powstał na

podstawie ogólnopolskich pomiarów deszczy na 20 stacjach IMGW w latach 1960÷1990.

Oparty został na rozkładzie Fishera-Tippetta typu IIImin:

hmax = 1,42·t0,33

+ α · (- ln p)0,584

(5.6)

gdzie:

hmax - maksymalna wysokość opadu, mm,

t - czas trwania deszczu: t [5; 4320] min,

p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu: p = 1/C (0; 0,5],

α - parametr skali zależny od regionu Polski i czasu t (wg rys. 5.2).

50

Dla C ≥ 2, w regionie centralnym Polski (R1) parametr α obliczany jest z wzorów (rys. 5.2):

- dla t [5; 120) min α = 4,693·ln(t +1) – 1,249

(5.6a)

- dla t [120; 1080) min α = 2,223·ln(t +1) + 10,639 (5.6b)

- dla t [1080; 4320] min α = 3,010·ln(t +1) + 5,173 (5.6c)

Analogicznie, dla regionu północno-zachodniego (R2) – przy czym dla czasów trwania

opadów ≥ 60 minut region R2 zanika, przechodząc w R1:

- dla t [5; 30] min α = 3,920·ln(t +1) – 1,662 (5.6d)

- dla t (30; 60) min α = 9,160·ln(t +1) – 19,60 (5.6e)

Dla regionów południowego i nadmorskiego (R3) parametr α obliczany jest z wzoru:

- dla t [720; 4320] min α = 9,472·ln(t +1) – 37,03 (5.6f)

Uwaga: Model Bogdanowicz i Stachy - o ogólnopolskim zasięgu, nie może być stosowany

dla C = 1 rok i nie obejmuje obszarów górskich i podgórskich - zakreskowane na rys. 5.2.

W skali kraju czy też regionów geograficznych Polski izohiety wysokości czy

intensywności opadów mają w miarę regularny przebieg, podczas gdy w odwzorowaniach

wykonanych dla małych obszarów (np. aglomeracji) przebiegi izolinii stają się bardziej

zawiłe - im większa jest gęstość sieci pomiarowej.

W zależności od skali odwzorowania, wzrasta więc dokładność i praktyczna przydatność

informacji o opadach do celów projektowych.

Przykładowo, dla Wrocławia opracowano probabilistyczny model maksymalnych

wysokości opadów (z okresu 50 lat obserwacji: 1960-2009), oparty na trójparametrowym

uogólnionym rozkładzie wykładniczym, dla zakresu czasu trwania opadów t [5; 4320]

minut i prawdopodobieństwa przewyższenia p [1; 0,01], o postaci:

))1(1ln()0,1885,186(41,758,4 911,00106,0242,0

max ptth (5.7)

który przekształcony na maksymalne jednostkowe natężenie deszczy (qmax = 166,7·hmax /t)

o częstości występowania C [1; 100] lat, przyjmuje postać:

1911,00106,0242,0

max )])/11(1ln()0,1885,186(41,758,4[7,166 tCttq (5.8)

gdzie:

hmax - maksymalna wysokość opadu (o czasie trwania t), mm,

qmax - maksymalne jednostkowe natężenie opadu, dm3/s∙ha,

t - czas trwania deszczu, min,

p - prawdopodobieństwo przewyższenia opadu,

C - częstość występowania opadu (o natężeniu qmax wraz z wyższym): C = 1/p, lata.

51

W tabeli 5.5 zestawiono wyniki obliczeń jednostkowego natężenia deszczu qmax dla

praktycznego do projektowania systemów kanalizacyjnych zakresu czasów trwania opadów:

t[5; 180] minut i częstości występowania: C{1; 2; 5; 10} lat, obliczone z modelu (5.8).

Tab. 5.5. Maksymalne jednostkowe natężenie opadu deszczu we Wrocławiu wg (5.8)

Czas t

[min]

Jednostkowe natężenie qmax [dm3/s∙ha] dla częstości:

C = 1 rok C = 2 lata C = 5 lat C = 10 lat 5 212,0 255,2 308,5 348,2

10 139,3 178,6 227,0 263,2

15 107,7 140,8 181,7 212,2

20 89,3 117,9 153,1 179,4

30 68,3 90,9 118,6 139,4

40 56,3 75,1 98,2 115,5

50 48,4 64,6 84,5 99,4

60 42,7 57,0 74,6 87,7

70 38,4 51,2 67,0 78,8

80 35,0 46,7 61,0 71,8

90 32,3 43,0 56,2 66,0

100 30,0 39,9 52,1 61,2

110 28,1 37,3 48,7 57,2

120 26,4 35,1 45,7 53,7

130 25,0 33,1 43,2 50,7

140 23,7 31,4 40,9 48,0

150 22,6 29,9 38,9 45,6

160 21,6 28,6 37,1 43,5

170 20,7 27,3 35,5 41,6

180 19,9 26,2 34,1 39,9

Na podstawie danych z tab. 5.5 sporządza się krzywe deszczu (IDF) pomocne w

wymiarowaniu kanalizacji deszczowej we Wrocławiu metodą czasu przepływu – MMN.

Metoda bezpiecznego wymiarowania odwodnień terenów w Polsce - MMN

Pod względem wysokości i intensywności opadów maksymalnych warunki hydrologiczne

Polski i Niemiec są zbliżone. Oba kraje położone są w zasięgu stref klimatu kontynentalnego

i morskiego.

Tak więc ogólne zasady wymiarowania i modelowania przeciążeń systemów

kanalizacyjnych wypracowane w Niemczech mogą mieć zastosowane również w Polsce

[102].

W celu zapewnienia bezpieczeństwa działania systemów kanalizacji deszczowej i

ogólnospławnej, budowanych czy modernizowanych w Polsce, zgodnie z wymaganiami PN-

EN 752:2008 pilna stała się potrzeba zmiany dotychczasowych zasad ich wymiarowania, w

tym zastąpienie wzoru Błaszczyka współczesnymi modelami opadów maksymalnych.

52

W zalecanej metodzie maksymalnych natężeń - MMN, na wzór MWO - stosowanej w

Niemczech, wyeliminowano czasy koncentracji terenowej i retencji kanałowej, a więc

uzależniono opóźnienie spływu powierzchniowego jedynie od rzeczywistego czasu trwania

opadu (t) - równego czasowi przepływu ścieków w kanałach (tp).

Bowiem, miarodajne do projektowania systemów odwodnień terenów, maksymalne natężenia

deszczy występują w okresach długotrwałych zjawisk opadowych, trwających nawet kilka

dni. Wówczas znaczenie koncentracji terenowej i retencji kanałowej jest pomijalnie małe.

Ponadto, zalecono przyjmowanie współczynnika spływu powierzchniowego, nie tylko w

zależności od stopnia uszczelnienia terenu, ale także od natężenia deszczu i spadków

powierzchni.

Wg MMN, miarodajny do wymiarowania kanałów deszczowych strumień ścieków

opadowych Qd (w dm3/s) wynosi [102]:

Qd = qmax · ψs · F (5.9)

gdzie:

qmax - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu - o czasie trwania równym czasowi

przepływu (t = tp), dm3/s·ha,

ψs - szczytowy (maksymalny) współczynnik spływu - w zależności od stopnia

uszczelnienia powierzchni, spadków terenu i częstości deszczy obliczeniowych

(wg tab. 5.6), -,

F - powierzchnia zlewni deszczowej, ha.

Tab. 5.6. Szczytowe współczynniki spływu (ψs) w zależności od stopnia uszczelnienia (ψ) i spadków

terenu (it) dla zalecanych częstości projektowych deszczy (C) do MMN Stopień

uszczel

nienia

terenu

ψ, %

Szczytowe współczynniki spływu ψs

Spadki terenu it,, %

it ≤ 1% 1% < it ≤ 4% 4% < it ≤ 10% it > 10%

Częstości projektowe deszczu C, lata

1 2 5 10 1 2 5 10 1 2 5 10 1 2 5 10

0 (*) 0 0 0,1 0,3 0,10 0,15 0,30 (0,46) 0,15 0,20 (0,45) (0,60) 0,20 0,30 (0,55) (0,75)

10 (*) 0,09 0,09 0,19 0,38 0,18 0,23 0,37 (0,51) 0,23 0,28 0,50 (0,64) 0,28 0,37 (0,59) (0,77)

20 0,18 0,18 0,27 0,44 0,27 0,31 0,43 0,56 0,31 0,35 0,55 0,67 0,35 0,43 0,63 0,80

30 0,28 0,28 0,36 0,51 0,35 0,39 0,50 0,61 0,39 0,42 0,60 0,71 0,42 0,50 0,68 0,82

40 0,37 0,37 0,44 0,57 0,44 0,47 0,56 0,66 0,47 0,5 0,65 0,75 0,50 0,56 0,72 0,84

50 0,46 0,46 0,53 0,64 0,52 0,55 0,63 0,72 0,55 0,58 0,71 0,79 0,58 0,63 0,76 0,87

60 0,55 0,55 0,61 0,70 0,60 0,63 0,70 0,77 0,62 0,65 0,76 0,82 0,65 0,70 0,80 0,89

70 0,64 0,64 0,70 0,77 0,68 0,71 0,76 0,82 0,70 0,72 0,81 0,86 0,72 0,76 0,84 0,91

80 0,74 0,74 0,78 0,83 0,77 0,79 0,83 0,87 0,78 0,8 0,86 0,90 0,80 0,83 0,87 0,93

90 0,83 0,83 0,87 0,90 0,86 0,87 0,89 0,92 0,86 0,88 0,91 0,93 0,88 0,89 0,93 0,96

100 0,92 0,92 0,95 0,96 0,94 0,95 0,96 0,97 0,94 0,95 0,96 0,97 0,95 0,96 0,97 0,98

(*) Stopnie uszczelnienia ψ ≤ 10 % wymagają uwzględnienia lokalnych uwarunkowań współczynnika spływu ψmax

53

Najkrótsze czasy trwania deszczu: tmin {5, 10, 15} minut do MMN należy dobierać w

zależności od nachylenia terenu i stopnia uszczelnienia powierzchni (wg ATV A-118) –

zgodnie z tabelą 5.6.

Tab. 5.6. Najkrótsze czasy trwania deszczu (tmin) w zależności

od spadku terenu (it) i stopnia uszczelnienia (ψ) do MMN Średni

spadek

terenu it

Stopień

uszczelnienia

powierzchni ψ

Minimalny

czas trwania

deszczu tmin

< 1 % ≤ 50 % 15 minut

> 50 % 10 minut

1 % do 4 % > 0 % 10 minut

> 4 % ≤ 50 % 10 minut

> 50 % 5 minut

Odnośnie scenariuszy i modeli opadów, do czasu opracowania w Polsce atlasu lokalnych

opadów maksymalnych (na wzór atlasu KOSTRA w Niemczech), zalecenia do MMN podano

w tabeli 5.7.

Tab. 5.7. Zalecane modele i częstości projektowe opadów deszczu do wymiarowania systemów

odwodnieniowych w Polsce wg MMN Rodzaj

zagospodarowania

terenu

Częstości

projektowe

opadów

Zalecane modele i częstości projektowe deszczy:

- do wymiarowania

sieci odwodnieniowych

- do wymiarowania

zbiorników retencyjnych

Tereny

wiejskie

C = 1 rok Modele lokalne dla C = 1 rok

lub wzór Błaszczyka dla C = 2 lata *)

Modele lokalne dla C = 2 lata

lub wzór Błaszczyka dla C = 5 lat *)

Tereny

mieszkaniowe

C = 2 lata Modele lokalne lub model Bogdanowicz-

Stachy dla C = 2 lata,

bądź wzór Błaszczyka dla C = 5 lat *)

Modele lokalne lub model Bogdanowicz-

Stachy dla C = 5 lat,

bądź wzór Błaszczyka dla C = 10 lat *)

Centra miast, tereny

usług i przemysłu

C = 5 lat Modele lokalne lub model Bogdanowicz-

Stachy dla C = 5 lat, bądź wzór

Błaszczyka dla C = 10 lat *)

Modele lokalne lub model Bogdanowicz-

Stachy dla C ≥ 10 lat,

bądź wzór Błaszczyka dla C ≥ 20 lat *)

Podziemne obiekty

komunik., przejścia

pod ulicami, itp.

C = 10 lat Modele lokalne lub model Bogdanowicz-

Stachy dla C = 10 lat, bądź wzór

Błaszczyka dla C = 20 lat *)

Modele lokalne lub model Bogdanowicz-

Stachy dla C ≥ 20 lat,

bądź wzór Błaszczyka dla C ≥ 30 lat *)

*)

Dopuszcza się stosowanie wzoru Błaszczyka (dla t = tp) jedynie na terenach wiejskich oraz podgórskich i górskich.

Tak więc zaleca się:

dla częstości projektowej C = 1 rok (na terenach wiejskich - wg PN-EN 752)

stosowanie lokalnych modeli opadów maksymalnych; z konieczności stosować można

wzór Błaszczyka - z niezbędną korektą częstości deszczy z C = 1 rok na C = 2 lata;

dla częstości projektowych C = 2, 5 i 10 lat (na terenach miejskich - wg PN-EN 752)

stosowanie modeli lokalnych lub modelu Bogdanowicz-Stachy; natomiast na terenach

podgórskich i górskich z konieczności stosować można wzór Błaszczyka - z

niezbędną korektą częstości deszczy:

- z C = 2 lata na C = 5 lat - dla terenów mieszkaniowych,

- z C = 5 lat na C = 10 lat - dla centrów miast, terenów usług i przemysłu,

- z C = 10 lat na C = 20 lat - dla podziemnych obiektów komunikacyjnych, przejść

pod ulicami, itp.

54

Do wymiarowania zbiorników retencyjnych, ze względu na ich wagę w zapewnieniu

bezpieczeństwa działania systemów odwodnieniowych, należy zwiększyć częstości opadów

projektowych - wg tabeli 5.7.

Kanały deszczowe należy dobierać na niecałkowite wypełnienie:

do 0,75h/D – w przypadku kanałów kołowych czy

do 0,79h/H – dla kanałów jajowych, itp.,

tj. do 90% przepustowości całkowitej (Qo) danego przekroju [102].

U podstaw tej zasady leży domniemanie, że dla przyjętych częstości deszczu

obliczeniowego, przy całkowitym wypełnieniu kanału, dopuszczane normą PN-EN 752:2008

częstości wylania nie zostaną przekroczone.

Jednakże związku między częstością deszczu projektowego a wynikowymi wielkościami

obciążenia danego systemu nie da się uogólnić, ponieważ hydrauliczny opis przepływu w

kanałach jest nieliniowy.

Po osiągnięciu całkowitego wypełnienia kanałów i przy dalszym wzroście spiętrzenia

ścieków do poziomu terenu możliwy jest wzrost ich przepustowości. Zależy to głównie od

zagłębienia kanałów i lokalnych uwarunkowań na powierzchni terenu.

Pomocne okazują się tutaj zalecenia wg DWA-A 118:2006 (tab. 5.8), wprowadzające

pojęcie częstości nadpiętrzenia do poziomu terenu do obliczeń sprawdzających przy

pomocy modelowania hydrodynamicznego [102].

Tab. 5.8. Częstości nadpiętrzeń do poziomu terenu do modelowania nowoprojektowanych

bądź modernizowanych systemów kanalizacyjnych wg DWA-A 118

Rodzaj zagospodarowania terenu Częstość nadpiętrzenia

[1 raz na C lat]

Tereny wiejskie 2

Tereny mieszkaniowe 3

Centra miast, tereny usług i przemysłu rzadziej niż 5

Podziemne obiekty komunikacyjne,

przejścia i przejazdy pod ulicami, itp. rzadziej niż 10 *

)

*) Gdy nie są stosowane lokalne środki zabezpieczające, częstość

nadpiętrzenia i wylania należy przyjmować jako 1 raz na 50 lat.

W istniejących, modernizowanych czy nowoprojektowanych systemach kanalizacyjnych

zaleca się obecnie weryfikację przeciążeń hydraulicznych zwymiarowanych kanałów i

obiektów na drodze symulacji hydrodynamicznych, przy różnych scenariuszach obciążenia

zlewni opadami (zmiennymi w czasie i przestrzeni).

Scenariuszami tymi są jak dotychczas:

opady modelowe deszczy - tworzone z lokalnych krzywych IDF lub DDF, lub

rzeczywiste serie intensywnych opadów z wielolecia.

55

Ideą opadów modelowych jest oddanie w sposób zbliżony do rzeczywistości przebiegu

typowych opadów o zmiennej w czasie intensywności. Przykładem modelowego opadu

deszczu jest model Eulera typu II, zalecany do symulacji działania kanalizacji w Niemczech

(wg ATV A-118:2006), a obecnie w Polsce [77, 102].

Model Eulera oparty jest na spostrzeżeniu, iż największa chwilowa intensywność deszczu

występuje na końcu 1/3 czasu jego trwania. Wg tej zasady, z 5-cio minutowym krokiem

dyskretyzacji, wyznacza się interwał o najwyższej intensywności, a kolejne przedziałowe

intensywności zestawia się malejąco na lewo i na prawo od maksymalnego (rys. 5.3).

Rys. 5.3. Opad modelowy Eulera typu II o t = 60 min i C = 3 lata dla Wrocławia

Na rysunku 5.3 przedstawiono dla przykładu opad modelowy Eulera typu II opracowany

dla Wrocławia. Opad ten, o czasie trwania t = 60 min i częstości występowania C = 3 lata,

charakteryzuje się maksymalną intensywnością wynoszącą 100,4 mm/h, występującą

pomiędzy 15-tą a 20-tą minutą trwania deszczu. Sumaryczna wysokość opadu wynosi 23,3

mm.

Czas trwania opadu modelowego powinien być co najmniej dwukrotnie dłuższy od czasu

przepływu w kanalizacji.

Opad modelowy Eulera uznawany jest w przybliżeniu za odpowiadający zmierzonym

seriom opadów nawalnych w wieloleciu.

Modelowanie działania systemów kanalizacyjnych, zalecane normą PN-EN 752:2008 a

nawet wymagane prawem wg Rozporządzenia Ministra Środowiska z 2006 r. - odnośnie

weryfikacji częstości działania przelewów burzowych, jest w Polsce rzadko stosowane z

braku niezbędnych danych, tj. monitoringu sieci i opadów, GIS, jak i dostatecznych podstaw

metodycznych.

56

Częstości projektowe opadów i kryteria do modelowania przeciążeń kanalizacji w

przyszłości

Podstawą oceny przyszłych zagrożeń jest wybór odpowiednich scenariuszy opadów,

opisujących zmiany obecnych wzorców (IDF bądź DDF), spowodowane przez zmiany

klimatu.

Odnośnie współczesnych opadów kryterialnych do projektowania odwodnień terenów - wg

obecnych standardów PN-EN 752:2008 i DWA-A 118:2006 - przewiduje się wzrost częstości

ich występowania w przyszłości.

Ogólnie, dostosowanie obecnych opadów projektowych do wymiarowania czy

modelowania odwodnień terenów można dokonać poprzez korektę:

ich intensywności - krzywych IDF o obecnych częstościach występowania lub

zmieniając częstości występowania współczesnych opadów projektowych.

Wg badań Willemsa (z 2011 r.), dzisiejsze intensywności opadów należałoby zwiększyć o

około 20% dla C = 1 rok do około 50% dla C = 10 lat, lub też częstości występowania

obecnych opadów należałoby zredukować około 2 razy.

Na tej podstawie opracowano wytyczne do identyfikacji przyszłych przeciążeń

hydraulicznych w systemach kanalizacyjnych Flandrii w Belgii.

Oznaczałoby to, np. w odniesieniu do Wrocławia (rys. 5.4), że obecne wartości natężeń

jednostkowych deszczy np. o częstości występowania C = 2 lata będą w przyszłości

odpowiadały w przybliżeniu C = 1 rok, itp.

1 10 100 1000

0

50

100

150

200

250

300

350

400 C=25

C=10

C=5

C=2

C=1

C=0,5

na

tęże

nie

de

szczu

, d

m3/(

s h

a)

czas, min

Rys. 5.4. Obecne krzywe jednostkowych natężeń deszczy (IDF) o C = 0,5÷25 lat

obliczone z modelu probabilistycznego dla Wrocławia - z okresu 1960÷2009

57

Staufer (w 2010 r.) zaproponował korektę częstości opadów projektowych,

przyjmowanych obecnie do weryfikacji nadpiętrzeń i wylewów w Niemczech - wg standardu

DWA-A 118:2006.

Przykładowo, dla terenów mieszkaniowych zalecono scenariusz opadów C = 5 lat zamiast

C = 3 lata do weryfikacji występowania przyszłych nadpiętrzeń oraz scenariusz opadów

ekstremalnych o C = 100 lat dla zapewnienia wymaganej obecnie dopuszczalnej częstości

wylewów raz na 20 lat.

Na tej podstawie Krajowy Urząd ds. Środowiska Bawarii wydał zalecenia do identyfikacji

przyszłych przeciążeń kanalizacji deszczowej i ogólnospławnej w Północnej Nadrenii-

Westfalii (tab. 5.9).

Tab. 5.9. Zalecane zmiany częstości opadów projektowych do identyfikacji przeciążeń kanalizacji

w przyszłości dla Północnej Nadrenii-Westfalii

Rodzaj zagospodarowania terenu

Częstości opadów do symulacji:

- nadpiętrzeń - wylewów

[1 raz na C lat]

Tereny wiejskie 3 zamiast 2 50 zamiast 10

Tereny mieszkaniowe 5 zamiast 3 100 zamiast 20

Centra miast, tereny usług i przemysłu 10 zamiast 5 100 zamiast 30

Wstępem do identyfikacji przeciążeń kanałów i obiektów w przyszłości powinna być

symulacja działania istniejącego bądź nowoprojektowanego systemu odwodnienia odnośnie

nadpiętrzeń i wylewów. Przykładowo dla terenów mieszkaniowych należało jak dotychczas

obciążyć kanalizację deszczem o częstości występowania C = 3 lata - wg tab. 5.8.

Obecnie zaleca się aby symulacje dotyczyły przyszłych scenariuszy obciążenia

kanalizacji. Dla terenów mieszkaniowych będą to dzisiejsze opady o C = 5 lat - do

weryfikacji nadpiętrzeń oraz opady o C = 100 lat - do zapewnienia dopuszczalnych obecnie

częstości wylewów także w przyszłości - wg tab. 5.9.

Na podstawie oceny wyników takich symulacji może być stwierdzona potrzeba adaptacji

systemu, zgodnie z prognozowanym wzrostem strumieni spływu wód opadowych w

przyszłości.

Parametrami kryterialnymi do wykazania konieczności dostosowania danego systemu

odwodnienia do zmian klimatycznych mogą być:

objętość właściwa wylewów (OWW),

stopień zatopienia studzienek (SZS),

stopień wykorzystania kanałów (SWK).

58

Objętość właściwa wylewów - OWW (w m3/ha) wynika z obliczonej objętości wylewów z

kanałów (V w m3) względem uszczelnionej powierzchni zlewni (Fu w ha):

OWW = ∑V / ∑Fu (5.10)

Stopień zatopienia studzienek - SZS ujmuje stosunek liczby zalanych do powierzchni

terenu studzienek (Nz) do ogólnej liczby studzienek (N) danego systemu lub tylko

powiązanych wzajemnie jego części:

SZS = ∑Nz / ∑N (5.11)

Stopień wykorzystania kanałów - SWK pozwala na ocenę średniego ważonego stopnia

wykorzystania przepustowości hydraulicznej całej sieci danego systemu odwadniającego lub

jego części:

SWK = (∑(li · Qmax,i / Qproj,i)) / ∑li

(5.12)

gdzie:

Qmax,i - maksymalna obliczona wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału, m3/s,

Qproj,i - maksymalna projektowa wartość strumienia odpływu i-tego odcinka kanału, m3/s,

li - długość i-tego odcinka sieci kanalizacyjnej, m.

Wartości graniczne parametrów OWW, SZS i SWK powinny być ustalane indywidualnie -

dla danego systemu. Dla przykładu, w Północnej Nadrenii-Westfalii określono wartości

graniczne kryterialnych parametrów oceny na:

OWW > 13 m3/ha, SZS > 0,3 oraz SWK > 1,1,

jako wskazujące na wysoką potrzebę adaptacji badanych systemów kanalizacyjnych do

skutków zmian klimatu.

Do realizacji tego celu niezbędne stają się więc dalsze analizy - na podstawie ocen GIS lub

in-situ, bądź też dodatkowych symulacji w połączeniu z cyfrowym modelem terenu (CMT).

Zalecane jest to w przypadku, gdy co najmniej dwa kryterialne parametry wskazują na

wysoką potrzebę adaptacji całego systemu lub jego istotnych części.

Analizy takie umożliwiają już racjonalny wybór środków zaradczych, tj. np.

rozstrzygnięcie dylematów typu: czy wybrać naturalne zagłębienia terenowe do

przetrzymywania fali powodzi na miejscu, czy też wytyczać uprzywilejowane drogi spływu

wód opadowych po powierzchni np. ulic, i kierowania ich na wybrane tereny (słabo

zagospodarowane) lub do odbiorników.

59

Przydatność prezentowanej metodyki sprawdzono w warunkach wrocławskich, na

modelowej zlewni mieszkaniowej o powierzchni około 2 km2. Dla zwymiarowanej

bezpieczną metodą (MMN) na C = 2 lata kanalizacji deszczowej symulowano przeciążenia

wywołane opadami modelowymi Eulera typu II o częstości występowania C = 3 lata, a

następnie o C = 5 lat. W obu przypadkach nie stwierdzono występowania wylewów z

kanałów. Dla ekstremalnego obciążenia zlewni – opadem o C = 100 lat, stwierdzono już

liczne wylewy z kanałów. Określono wskaźniki: OWW = 25,8 m3/ha i SZS = 0,59, wskazując

tym samym na wysoką potrzebę adaptacji przedmiotowego systemu kanalizacyjnego do

zmian klimatu w przyszłości.

WNIOSKI KOŃCOWE

1. Podstawą bezpiecznego wymiarowania systemów kanalizacyjnych są poprawne bilanse

strumieni ścieków i wód deszczowych.

2. W przypadku kanalizacji deszczowej, nie jest możliwe osiągnięcie w pełni niezawodnego

jej działania, ze względu na losowy charakter opadów. Chodzi więc o ograniczenie częstości

występowania wylewów z kanałów, co jest możliwe do osiągnięcia jedynie w bezpiecznie

zwymiarowanych i zweryfikowanych w modelowaniu hydrodynamicznym systemach

odwodnieniowych.

3. Przy dzisiejszym wymiarowaniu kanałów i obiektów powinniśmy uwzględniać negatywne

skutki przewidywanych zmian klimatycznych w perspektywie 2100 roku.

4. Do bezpiecznego projektowania odwodnień terenów w Polsce, wg obecnych standardów

(PN-EN 752:2008 i DWA-A 118:2006) i obecnych wzorców opadów maksymalnych, należy

zmienić częstości deszczy do symulacji występowania nadpiętrzeń, tak aby odzwierciedlały

one przeciążenia kanałów w przyszłości. Mianowicie, proponuje się sprawdzać nadpiętrzenia

na obecne deszcze o częstościach występowania: C = 3, 5, 10 oraz > 20 lat - odpowiednio do

rodzaju zagospodarowania terenu.

5. Z uwagi na niepewność dzisiejszych prognoz co do przyszłych scenariuszy opadów,

zwłaszcza w dłuższym horyzoncie czasu, proponuje się sprawdzać sieci na obecne deszcze

ekstremalne o częstościach występowania: C = 50, 100, 100 oraz > 100 lat - odpowiednio do

rodzaju zagospodarowania terenu. Wówczas zachowane zostaną prawdopodobnie

dopuszczalne obecnie częstości wylewów z kanałów deszczowych czy ogólnospławnych:

C = 10, 20, 30, 50 lat (zalecane wg PN-EN 752:2008) także w przyszłości.

6. Powyższe ustalenia są obecnie zalecane do projektowania kanalizacji w wielu krajach

Europy. Niezbędne są jednak dalsze badania trendów zmian wysokości i intensywności

opadów, które podjęto na Politechnice Wrocławskiej.

60

6. PODSTAWY MODELOWANIA OPADÓW DO WYMIAROWANIA

KANALIZACJI

6.1. REJESTRACJA OPADÓW

Opady atmosferyczne w naszej szerokości geograficznej występują głównie w postaci

deszczu (ciekłej) oraz śniegu i gradu (stałej). Ze względu na odmienny charakter spływu tych

wód:

natychmiastowy w przypadku deszczu,

przesunięty w czasie w przypadku topnieniu śniegu czy lodu,

do wymiarowania kanalizacji rozważane są wyłącznie opady deszczowe, jako dające

największe chwilowe odpływy.

Ogólnie, zjawisko opadów deszczowych charakteryzują 3 parametry:

intensywność deszczu I = Δh/Δt (zmiany wysokości opadu Δh w czasie Δt),

czas trwania deszczu t,

zasięg terytorialny F.

Do wyodrębnienia opadów maksymalnych - typu: silne deszcze, ulewy czy deszcze

nawalne (wg rys. 6.1), stosowane jest najczęściej kryterium Chomicza [106]:

tU k

k 2 (6.1)

gdzie:

Uk - wysokość opadu kategorii k (dla k [0; 9]), mm,

t - czas trwania deszczu, min.

15

0,75 U0

SILNE DESZCZE

D E S Z C Z E N A W A L N E

S I L N E U L E W Y

U L E W Y

B4 B3 B2 B1

A4

A3

A2

A1

A0

U8U9 U7 U6 U5

U4

U3

U2

U1

U0

czas, min

wyso

ko

ść o

pa

du, m

m

1080 1440 21601800840720600360180 960480240906030 120

150

200

250

100

50

Rys. 6.1. Klasyfikacja opadów deszczu w skali Chomicza

(linią przerywaną oznaczono kryterium silnych deszczy przyjęte dla Wrocławia [106])

61

W kanalizacji posługujemy się częściej pojęciem jednostkowego natężenia deszczu q, w

dm3/(s · ha), zamiast intensywności deszczu I = Δh/Δt, w mm/min.

Między tymi wielkościami zachodzi związek, wynikający z przeliczenia jednostek miar:

q = 166,67∙I (6.2)

i odwrotnie: I = q / 166,67.

Do rejestracji wysokości opadów atmosferycznych powszechnie stosowany jest

deszczomierz Hellmanna. Zmiany intensywności opadów w czasie rejestrują natomiast

pluwiografy pływakowe, wagowe lub korytkowe - z zapisem zdarzeń na pluwiogramach.

Pluwiometry korytkowe typu RG 50 (firmy SEBA) stosowane są w automatycznych

stacjach meteorologicznych IMGW. Wyposażone są w dwa, na przemian napełniane i

opróżniane zbiorniczki, o pojemności 2 cm3. Jeden impuls odpowiada opadowi o wysokości

h = 0,1 mm (tj. 0,1 dm3/m

2).

Rys. 6.2. Fragment zapisu opadu z dnia 7 VII 2009 r. z deszczomierza SEBA na

stacji IMGW w Legnicy (suma wysokości opadu 1820

÷2255

– h = 38,7 mm)

W odniesieniu do tradycyjnych pluwiografów pływakowych, które funkcjonują w już od

kilkudziesięciu lat, pluwiografy automatyczne są wrażliwe na zanieczyszczenia i ulegają

często rozregulowaniu, a co za tym idzie ich wskazania stają się wówczas niemiarodajne.

Przestawiając system pomiarowy wyłącznie na rejestrację elektroniczną, nie można więc

zapominać o okresowych kontrolach - kalibracji tych urządzeń na podstawie tradycyjnych

metod i urządzeń pomiarowych (deszczomierz Hellmanna czy pluwiograf pływakowy).

Rys. 6.3. Deszczomierze na stacji IMGW w Legnicy, od lewej:

62

pluwiografy pływakowy i korytkowy (SEBA) oraz deszczomierz Hellmanna

W monografii [106] przeprowadzono analizę dokładności rejestracji wysokości opadów

deszczowych za pomocą tradycyjnego pluwiografu pływakowego i pluwiografu korytkowego

SEBA, w porównaniu do standardowego deszczomierza Hellmanna.

Dla okresów bilansowych sezon, miesiąc i doba oceniane pluwiografy uznano za

dostatecznie dokładne i w przybliżeniu za równorzędne.

Tab. 6.1. Sumy miesięczne wysokości opadów (w mm) i ich odchylenia względem

deszczomierza Hellmanna (100%) dla stacji IMGW w Legnicy w sezonie V-X 2009 r.

Miesiąc Deszczomierz

Hellmanna (H)

Pluwiograf

pływakowy (P)

P/H

%

Pluwiograf

SEBA (S)

S/H

%

V 81,5 82,1 100,7 79,7 97,8

VI 141,4 140,3 99,2 141,3 99,9

VII 126,3 124,9 98,9 124,0 98,2

VIII 52,3 53,5 102,3 52,4 100,2

IX 11,5 11,2 97,4 11,2 97,4

X 59,3 57,9 97,6 58,7 99,0

Sezon V-X 472,3 469,9 99,5 467,3 98,9

Jednak analiza opadów krótkotrwałych (do 6 godzin) wykazała, że w przypadku bardzo

intensywnych deszczy, osiągających w czasie 5 minut wysokość kilkunastu milimetrów,

niedoszacowanie wysokości opadu przez pluwiograf SEBA jest rzędu 15% w porównaniu do

tradycyjnego pluwiografu pływakowego.

1 10 100

10

15

20

25

30

35

40

45

Pluwiograf

SEBA-1

SEBA-2

wyso

ko

ść o

pa

du

, m

m

czas, min

Rys. 6.4. Różnice przedziałowych wysokości opadów krótkotrwałych dla pluwiografu pływakowego i

deszczomierza SEBA – dla wyników „SEBA-1” i „SEBA-2” - suma ruchoma

Z przeprowadzonej analizy, a także z doniesień literaturowych wynika, że celowe jest

dalsze doskonalenie przyrządów i metod pomiarów opadów, bowiem stosowane obecnie

deszczomierze, w tym najnowszej generacji (korytkowe, wagowe czy laserowe) nie są

pozbawione wad [106].

63

Przeprowadzone w pracy [106] studium czasoprzestrzennego zróżnicowania opadów na

obszarze miasta Wrocławia, wskazało na istotne różnice natężeń opadów maksymalnych -

wyższe średnio o 15% w zachodnich rejonach miasta (Strachowice) w porównaniu do

wschodnich (Swojczyce).

Dążyć należy zatem do optymalnego pokrycia obszaru (293 km2) miasta Wrocławia siecią

stacji automatycznie rejestrujących wysokość opadu w czasie, co w lepszy sposób pozwoli

projektować i modernizować miejską sieć kanalizacyjną.

Przykładowo, sieć obserwacyjna opadów w Monachium (310 km2) liczy 18 stacji, co daje

przeciętną 1 stacja na ok. 17 km2.

6.2. ZASADY TWORZENIA MODELI OPADÓW MAKSYMALNYCH

Wyznaczenie częstości C, bądź prawdopodobieństwa p, występowania opadów deszczu

o danej lub większej wysokości h, bądź intensywności I, bądź też wartości natężenia

jednostkowego q, odbywa się na drodze szeregowania opadów - wg wartości tych

wskaźników w czasie [106].

Odnosić to można zarówno do całego okresu trwania opadu (t) - metoda „średnich

wartości”, jak i do poszczególnych jego fragmentów o znanych przedziałowych wartościach

h, I czy q (zliczanych ruchomą sumą) - metoda „chwilowych-maksymalnych wartości”.

Ta druga metoda jest właściwa do formułowania podstaw bezpiecznego projektowania

systemów odwodnień, bowiem natężenie deszczu nie jest stałe, ani w czasie jego trwania, ani

w przestrzeni objętej opadem. Chwilowe natężenie opadu może być wielokrotnie większe od

średniego. Duża intensywność może też występować raz lub nawet kilkakrotnie podczas

trwania opadu, pojawiając się w dowolnej sekwencji czasu. Zatem dyskretyzacja czasowa

danych pluwiograficznych jest tutaj niezbędna.

Znana z literatury, metoda interpretacji częstości występowania maksymalnych

wysokości opadów (przyjęta przez Bogdanowicz i Stachy) oparta na założeniu, że każdy rok

obserwacyjny może być reprezentowany przez jeden - największy w roku opad nie jest

właściwa. Prowadzi bowiem do znacznego zaniżenia wysokości opadów dla częstości

występowania C = 1 rok.

Z kolei zastosowanie pracochłonnej metody przeglądu zupełnego opadów jest niecelowe,

bowiem analizowanie opadów o małej czy średniej intensywności wydłuża tylko listę

szeregów czasowych opadów znacznie poza interpretowany zakres.

64

Należy więc przyjąć odpowiednie - obiektywne kryterium wyboru próby losowej

opadów do analiz statystycznych, tak aby każdy rok był reprezentowany przez co najmniej

kilka największych w danym roku opadów.

Do uszeregowanych już opadów – z okresu minimum 30 lat, a optimum 50 lat, możliwe do

zastosowania są dwie odmienne metodologie uogólnień wyników badań – tworzenia modeli

opadów. W zależności od przyjętej metodologii modele można podzielić na dwie klasy:

modele fizykalne - oparte na empirycznym przyporządkowaniu częstości występowania

zmierzonych szeregów czasowych opadów - w rzeczywistym okresie ich obserwacji,

modele probabilistyczne - oparte na przyporządkowaniu teoretycznych rozkładów

prawdopodobieństwa występowania zmierzonych szeregów czasowych opadów - w

szerszym niż rzeczywisty okres obserwacji.

6.3. PRZYKŁAD TWORZENIA MODELI FIZYKALNYCH OPADÓW

Materiałem badawczym były archiwalne pluwiogramy ze stacji IMGW Wrocław-

Strachowice za lata 1960÷2009 [106]. Do roku 2006 pomiary opadów rejestrowane były za

pomocą pluwiografu pływakowego, a od 2007 r. przez deszczomierz automatyczny typu RG-

50 SEBA, z zapisem elektronicznym.

Wysokości opracowywanych opadów określano dla następujących 16 przedziałów czasu

ich trwania: 5, 10, 15, 30, 45, 60, 90 i 120 minut oraz 3, 6, 12, 18, 24, 36, 48 i 72 godzin.

Do wyodrębnienia silnych deszczy do analiz statystycznych częstości ich występowania

przyjęto własne kryterium wysokości opadów: h ≥ 0,75t0,5

(rys. 6.1). Przyjęte kryterium

pozwoliło na wyselekcjonowanie dla każdego roku z okresu 1960÷2009 od kilku do

kilkunastu najbardziej intensywnych opadów.

Łącznie z 50 lat obserwacji do analiz statystycznych wyselekcjonowano 514 opadów - co

dało przeciętnie ok. 10 opadów na rok [106].

W interpretacji fizykalnej, uszeregowano malejąco przedziałowe wysokości opadów (o

czasach trwania od 5 minut do 3 dni) z 50 lat obserwacji i poddano interpretacji 50

największych serii czasowych deszczy, przypisując im empiryczne częstości występowania z

wzoru:

C(m, N) = (N + 1)/m (6.3)

gdzie:

m – numer wiersza (szeregu): m = 1, 2, 3,…, 50,

N – liczba lat obserwacji (N = 50).

65

Tab. 6.2. Przykład uszeregowania największych przedziałowych wysokości opadów z 50 lat

obserwacji na stacji IMGW Wrocław-Strachowice - dla C = 50, 25, 10, 5, 2, 1 i 0,5 lat

Nr C

lata

Wysokość opadu hmax (w mm) w czasie trwania t (w minutach)

5 10 15 30 45 60 90 120 180 360 720 1080 1440 2160 2880 4320

1 50 13,1 18,7 24,7 32,9 34,7 35,3 42,7 57,7 61,9 63,1 64,2 72,9 80,1 92,6 103,9 116,9

2 25 11,6 18,0 22,8 30,3 34,7 35,3 37,7 41,5 42,8 50,4 64,2 71,5 77,9 92,5 103,2 111,6

5 10 9,9 15,7 20,1 28,2 32,1 34,7 35,4 36,2 38,4 43,9 54,2 69,1 72,2 85,4 94,5 101,9

10 5 9,3 13,8 17,7 26,7 28,8 30,5 33,9 35,4 35,7 38,7 49,2 57,4 65,0 73,1 76,2 87,5

25 2 8,0 11,0 13,9 17,9 19,9 20,2 24,2 25,6 27,3 35,2 40,8 45,3 48,3 55,2 60,6 63,4

50 1 6,4 8,9 10,1 13,7 14,8 15,3 16,3 17,9 20,0 26,2 32,0 36,5 39,9 45,2 48,1 49,0

100 0,5 4,5 6,6 7,7 9,6 10,3 10,9 12,8 13,7 15,5 19,2 23,0 24,5 26,7 29,6 31,8 35,2

I tak, szereg czasowy w 50. wierszu (tab. 6.2) odpowiada częstości występowania C = 1

rok, i odpowiednio, deszcz w 25. wierszu odpowiada C = 2 lata,…, a w 1. - C = 50 lat.

Dodatkowo zamieszczono 100. szereg czasowy odpowiadający częstości występowania

C = 0,5 roku - czyli występujący dwa razy w roku.

Na rysunku 6.5 zobrazowano serie czasowe opadów syntetycznych, tj. uszeregowanych

przedziałowo: wysokości opadów hmax w czasie t - o częstości występowania C = 0,5 ÷ 25 lat.

Z rysunku wynika, że zależności h(t, C) stanowią rodzinę krzywych typu DDF (Depth-

Duration Frequency), o ogólnym równaniu hmax(t, C) = atn (gdzie: a, n – współczynniki

empiryczne, które należy wyestymować).

1 10 100 1000

0

20

40

60

80

100

120

C=25

C=10

C=5

C=2

C=1

C=0,5

wysoko

ść o

pa

du

, m

m

czas, min

Rys. 6.5. Trendy zmierzonych przedziałowych wysokości opadów o C = 0,5÷25 lat

W celu sformułowania modelu fizykalnego, na maksymalną wysokość opadów we

Wrocławiu, przyjęto wstępnie dwuparametrowe równanie - postaci modelu Lindley’a

[106]:

)(

max )(),( CntCaCth , (6.4)

dla której wyestymowano wartości współczynników a i n w funkcji częstości C (metodą

najmniejszych kwadratów).

66

Współczynnik a(C) ma wyraźnie krzywoliniowy - wykładniczy kształt, określony dla 100

szeregów czasowych - o częstości występowania od C = 50 do C = 0,5 (rys. 6.6).

0 20 40 60 80 1002

4

6

8

10

12

14

numer serii czasowej

wsp

ółc

zyn

nik

a

Rys. 6.6. Trend zmian wartości współczynnika a w równaniu wyjściowym (6.4)

0 20 40 60 80 100

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0,35

0,40

wsp

ółc

zyn

nik

n

numer serii czasowej

Rys. 6.5. Trend zmian wartości współczynnika n w równaniu wyjściowym (6.4)

Natomiast współczynnik n(C) nie wykazuje wyraźnego trendu zmian (rys. 6.5). Średnią

wartość wykładnika n = 0,275 przyjęto więc za miarodajną - stałą wartość wykładnika n w

równaniu wyjściowym (6.4), które przyjmuje teraz uszczegółowioną postać:

275,0

max )() ,( tCaCth (6.5)

Dla uszczegółowionej postaci (6.5), wyestymowano nowe wartości współczynnika a(C).

Skąd ustalono:

0,17 93,11)( 218,0 CCa (6.6)

- przy R = 0,998 (rys. 6.6).

67

0 10 20 30 40 504

6

8

10

12

14

Cpara

metr

a

Rys. 6.6. Dopasowanie funkcji (6.6) do modelu postaci (6.5) dla C = 1÷50

Zatem dwuparametrowy model fizykalny na maksymalną wysokość opadów we

Wrocławiu-Strachowicach (hmax w mm) przyjmuje postać:

275,0218,0

max 0,1793,11) ,( tCCth (6.7)

Zaproponowano też w [106] trójparametrowy model fizykalny, o postaci zbliżonej do

modelu Reinholda:

)(

max ))()(() ,( CnCbtCaCth , (6.8)

dla której wyznaczono parametry a, b i n w sposób analogiczny. Ustalono: n = 0,265, b = 3,45

oraz a(C) = 6,670 + 1,677ln(C – 0,530) – przy R = 0,995.

Ostatecznie uzyskano model na maksymalną wysokość opadów (hmax w mm) postaci:

265,0

max )45,3()530,0ln(677,1670,6) ,( tCCth (6.9)

Model (6.9) okazał się dokładniejszy w opisie praktycznego do projektowania kanalizacji

zakresu czasów trwania t [5, 180] minut i częstości występowania opadów C [1, 10] lat.

0 1000 2000 3000 4000 5000

0

20

40

60

80

100

120

C=50

C=25

C=10

C=5

C=2

C=1

wysoko

ść o

pa

du

, m

m

czas, min

0 1000 2000 3000 4000 5000

0

20

40

60

80

100

120

C=50

C=25

C=10

C=5

C=2

C=1

wyso

ko

ść o

pa

du

, m

m

czas, min

Rys. 6.7. Zmierzone (po lewej) i wygładzone (po prawej) modelem fizykalnym (6.9) szeregi częstości

opadów syntetycznych z okresu 1960÷2009 dla stacji IMGW Wrocław-Strachowice

68

Wygładzone modelem fizykalnym (6.9), krzywe powtarzalnych wysokości opadów (DDF)

opisują zmierzone szeregi częstości opadów w 95% przedziałach ufności.

6.4. PRZYKŁAD TWORZENIA MODELI PROBABILISTYCZNYCH OPADÓW

Przyporządkowanie prawdopodobieństwa występowania danych opadów deszczu odbywa

się, jak już wspomniano, na drodze szeregowania wysokości opadów w przyjętych

przedziałach czasu ich trwania.

Idea empirycznego rozkładu prawdopodobieństwa (p) wynika bezpośrednio z

częstościowej interpretacji prawdopodobieństwa (C = 1/p) [106]:

( , )1

mp m N

N

(6.10)

gdzie:

m - numer wiersza (szeregu) w ciągu rozdzielczym: m = 1, 2, 3,…, 50,

N - liczebność ciągu obserwacji.

W tabeli 6.3 przedstawiono uszeregowane malejąco przedziałowe wysokości opadów (o

czasach trwania od 5 minut do 72 godzin) z N = 50 lat obserwacji i poddano interpretacji 50

największych serii czasowych deszczy syntetycznych.

Tab. 6.3. Przykład uszeregowania największych przedziałowych wysokości opadów z 50 lat

obserwacji na stacji IMGW Wrocław-Strachowice - dla p = 0,02, 0,04, 0,10, 0,20, 0,49 i 0,98

Nr p(m, N) Wysokość opadu hmax (w mm) w przedziałach czasowych t (w minutach)

5 10 15 30 45 60 90 120 180 360 720 1080 1440 2160 2880 4320

1 0,02 13,1 18,7 24,7 32,9 34,7 35,3 42,7 57,7 61,9 63,1 64,2 72,9 80,1 92,6 103,9 116,9

2 0,04 11,6 18,0 22,8 30,3 34,7 35,3 37,7 41,5 42,8 50,4 64,2 71,5 77,9 92,5 103,2 111,6

5 0,10 9,9 15,7 20,1 28,2 32,1 34,7 35,4 36,2 38,4 43,9 54,2 69,1 72,2 85,4 94,5 101,9

10 0,20 9,3 13,8 17,7 26,7 28,8 30,5 33,9 35,4 35,7 38,7 49,2 57,4 65,0 73,1 76,2 87,5

25 0,49 8,0 11,0 13,9 17,9 19,9 20,2 24,2 25,6 27,3 35,2 40,8 45,3 48,3 55,2 60,6 63,4

50 0,98 6,4 8,9 10,1 13,7 14,8 15,3 16,3 17,9 20,0 26,2 32,0 36,5 39,9 45,2 48,1 49,0

Prawdopodobieństwo empiryczne najwyższych zmierzonych wysokości opadów z

pierwszego wiersza (w tab. 6.3) wynosi p(1, 50) = 0,02 (tj. C = 50 lat), z drugiego p(2, 50) =

0,04 (tj. C = 25 lat), i analogicznie, … , aż do p(50, 50) = 0,98 (tj. C = 1 rok).

Dystrybuanty empiryczne największych wysokości opadów z 50-cio letniego okresu

pomiarowego dla wybranych czasów t = 5 i 10 oraz 2880 i 4320 minut przedstawiono na

rysunku 6.8.

69

0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

t=10 min

t=5 min

wyso

ko

ść o

pa

du

, m

m

prawdopodobieństwo, p

0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0

48

54

60

66

72

78

84

90

96

102

108

114

120t = 4320 min

t = 2880 min

wyso

ko

ść o

pa

du

, m

m

prawdopodobieństwo, p

Rys. 6.8. Przykładowe dystrybuanty empiryczne największych wysokości opadów z 50-cio

letniego okresu obserwacji we Wrocławiu-Strachowicach dla wybranych czasów trwania

Wyznaczenie teoretycznej funkcji rozkładu prawdopodobieństwa, najlepiej dopasowanej

do analizowanego zjawiska, nie jest zadaniem łatwym. Na podstawie danych literaturowych,

do opisu zjawisk opadowych stosowane są najczęściej rozkłady [106]:

Fishera-Tippetta typu Imax,

Fishera-Tippetta typu IIImin (nazywany także rozkładem Weibulla),

logarytmiczno-normalny,

Pearsona typu III,

uogólniony rozkład wykładniczy.

Dla zmiennych typu ciągłego rozkład prawdopodobieństwa określany jest za pomocą

funkcji gęstości:

) ..., , , ,( 21 kgggxf (6.11)

gdzie gi są parametrami rozkładu. Aby ocenić wartości liczbowe parametrów gi za pomocą

danych statystycznych należy z góry założyć typ funkcji gęstości.

Przykładowo, funkcja gęstości dla rozkładu Fishera-Tippetta typu IIImin występuje w

postaci:

)(1)()( xexxf (6.12)

skąd logarytm funkcji wiarygodności L

N

i

i

N

i

i xxNNL11

ln)1(lnlnln

(6.13)

70

Wartości dolnego ograniczenia rozkładu oszacowano w wysokości: εi = hmax i – 0,1 mm

dla p(50, 50) = 0,98 (tab. 6.3).

Stosując metodę największej wiarygodności (MNW), ustalono wartości parametrów α i β

na podstawie równań:

0)(

1 1

x (6.14)

0)ln()(lnln1

xx (6.15)

Interpretację graficzną dystrybuant teoretycznych – obliczonych z rozkładu Fishera-

Tippetta typu IIImin przedstawiono na rysunku 6.9.

0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0

0

5

10

15

20 t = 10 min

t = 5 min

wyso

ko

ść o

pa

du

, m

m

prawdopodobieństwo, p

0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0

40

50

60

70

80

90

100

110

120

t = 4320 min

t = 2880 min

wyso

ko

ść o

pa

du

, m

m

prawdopodobieństwo, p

Rys. 6.9. Przykładowe dystrybuanty teoretyczne rozkładu Fishera-Tippetta typ IIImin

największych wysokości opadów we Wrocławiu dla wybranych czasów trwania

Kryteria doboru modeli probabilistycznych opadów

W przypadku modeli szacowanych metodą największej wiarygodności (MNW)

niemożliwe jest zdefiniowanie statystyki R2. Istnieją natomiast kryteria informacyjne, które

pozwalają ocenić jakość dopasowania. Zastosowanie ma tutaj Bayesowskie kryterium

informacyjne Schwartza - BIC (Bayes Information Criterion) [106].

Za najlepszy uznaje się taki model, dla którego wartość kryterium BIC jest najniższa:

N

Nk

N

LBIC

lnln2 (6.16)

gdzie:

L - funkcja wiarygodności analizowanej próby zmiennej losowej,

k - liczba estymowanych parametrów,

N - liczba obserwacji.

71

Tab. 6.4. Wartości kryterium informacyjnego BIC dla wybranych

rozkładów prawdopodobieństwa do opisu opadów we Wrocławiu [106]

Czas,

min

Rozkład prawdopodobieństwa

Fisher-

Tippett Imax

Fisher-

Tippett IIImin Pearson III

5 3,402 3,289 3,278

10 4,379 4,229 4,237

15 5,182 5,089 5,109

30 6,018 5,688 5,679

45 6,449 6,061 6,044

60 6,654 6,251 6,215

90 6,879 6,507 6,467

120 6,906 6,563 6,521

180 6,820 6,677 6,638

360 6,492 6,548 6,501

720 6,834 6,811 6,738

1080 7,265 7,180 7,080

1440 7,504 7,285 7,222

2160 7,839 7,460 7,378

2880 8,040 7,676 7,590

4320 8,436 8,298 8,200

Kryterium BIC nie wskazuje jednoznacznie najlepszego modelu (różnice pomiędzy

rozkładami są małe), wyraźnie natomiast pokazuje, iż rozkład Fishera-Tippetta typu Imax

odstaje jakościowo od dwóch pozostałych. Dalszej analizie poddano zatem jedynie dwa

rozkłady (modele) Fishera-Tippetta typu IIImin oraz Pearsona typu III, jako lepsze.

Model opadów oparty na rozkładzie Fishera-Tippetta typu IIImin

Kwantyl zmiennej losowej dla rozkładu Fishera-Tippetta typu IIImin przedstawia wzór:

/1ln

1px p (6.17)

Ustalenie funkcji parametrów ε, α oraz β do (6.17):

0 1000 2000 3000 4000 50000

10

20

30

40

50

czas, min

współc

zynnik

0 1000 2000 3000 4000 50000.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

czas, min

współc

zynnik

Rys. 6.10. Zależności współczynników ε i α od czasu t trwania opadów we Wrocławiu

dla rozkładu Fishera-Tippetta typu IIImin

72

Zależność współczynnika ε od czas t trwania opadów opisano wzorem (przy R = 0,996):

242,0412,7583,4 t (6.18)

a zależność współczynnika α od t opisano funkcją (przy R = 0,993):

1

0.022297,105 98.675t

(6.19)

Z uwagi na brak trendu zależności β od t - przyjęto średnią wartość β = 1,237(rys. 6.11).

0 1000 2000 3000 4000 5000

0.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

0.6

0.7

0.8

0.9

1.0

1.1

1.2

1.3

1.4

1.5

1.6

1.7

1.8

1.9

2.0

wsp

ółc

zyn

nik

czas, min

Rys. 6.11. Zależność współczynnika β od czasu t dla rozkładu Fishera-Tippetta typu IIImin

Ostatecznie, kwantyl xp = hmax, będący wyjściową postacią modelu probabilistycznego na

maksymalną wysokość opadów we Wrocławiu - oparty na rozkładzie Fishera-Tippetta typu

IIImin, przyjmuje postać:

809,00222,0242,0

max ln 675,98105,97412,7583,4),( pttpth (6.20)

73

0 1000 2000 3000 4000 5000

0

20

40

60

80

100

120

C=50

C=25

C=10

C=5

C=2

C=1

wysoko

ść o

pa

du

, m

m

czas, min

0 1000 2000 3000 4000 5000

0

20

40

60

80

100

120

140

C=100

C=50

C=25

C=20

C=10

C=5

C=2

C=1

wyso

ko

ść o

pa

du

, m

m

czas, min

Rys. 6.12. Krzywe wysokości opadów (typu DDF) zmierzone we Wrocławiu (po lewej)

i obliczone (po prawej) z modelu probabilistycznego (6.20)

Rysunek 6.12 (po prawej) przedstawia rodzinę krzywych typu DDF - powtarzalnych

wysokości opadów o prawdopodobieństwie wystąpienia p (czyli C [1; 100] lat)

i czasie trwania t [5; 4320] minut - obliczoną z modelu probabilistycznego (6.20)

Model opadów oparty na rozkładzie Pearsona typu III Postępując w analogiczny sposób, ustalono drugi model probabilistyczny na maksymalną

wysokość opadów we Wrocławiu - oparty na rozkładzie Pearsona typu III, który przyjmuje

postać [106]:

0441,00797,0242,0

max 1 332,22371,20 011,26 412,7583,4),( pttpth (6.21)

Model opadów oparty na uogólnionym rozkładzie wykładniczym

Trzeci model probabilistyczny na maksymalną wysokość opadów we Wrocławiu - oparty

na uogólnionym rozkładzie wykładniczym ma postać:

)1(1ln97,18752,186412,7583,4),( 911,00106,0242.0

max pttpth (6.22)

74

Ocena ilościowa probabilistycznych modeli opadów

W celu ilościowej oceny opracowanych modeli opadów maksymalnych dokonano analizy

ich dokładności. Do porównywania wyników obliczeń i pomiarów hmax wykorzystano

względny średniokwadratowy błąd resztkowy (rRMSE):

%1001

1

2

,

,,

N

i ip

ipio

h

hh

NrRMSE (6.23)

gdzie: ho – wysokość opadu z obliczeń, mm,

hp – wysokość opadu z pomiaru, mm.

W przypadku modelu opadów maksymalnych opartego na rozkładzie Fishera-Tippetta

typu IIImin, otrzymano wartość rRMSE = 7,10% (rys. 6.14).

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

ca

lcu

late

d h

, m

m

measured h, mm

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130

-20

-15

-10

-5

0

5

10

15

resid

ua

l o

f h

, m

m

h, mm

Rys. 6.14. Wykresy dopasowania i reszt cząstkowych dla pierwszego modelu - opartego na rozkładzie

Fishera-Tippetta typu IIImin

W przypadku modelu - opartego na rozkładzie Pearsona typu III, wartość rRMSE = 7,99%

(rys. 6.15).

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

ca

lcu

late

d h

, m

m

measured h, mm

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130

-10

-5

0

5

10

15

20

25

Re

sid

ua

l o

f C

Independent Variable

Rys. 6.15. Wykresy dopasowania i reszt cząstkowych dla drugiego modelu - opartego na rozkładzie

Pearsona typu III

75

W przypadku modelu - opartego na uogólnionym rozkładzie wykładniczym, wartość

rRMSE = 7,09% - jest najmniejsza, a także rozrzut błędów jest symetryczny (rys. 6.16).

0 20 40 60 80 100 120 140

0

20

40

60

80

100

120

140

ca

lcu

late

d p

recip

ita

tio

n a

mo

un

t, m

m

measured precipitation amount, mm

0 20 40 60 80 100 120 140

-20

-15

-10

-5

0

5

10

15

20

resid

ua

l o

f h

, m

m

precipitation amount, mm

Rys. 6.16. Wykresy dopasowania i reszt cząstkowych dla trzeciego modelu - opartego na

uogólnionym rozkładzie wykładniczym

Uwagi końcowe

Przeprowadzone badania i studia pozwalają na sformułowanie następujących uwag:

1. Do projektowania, w tym do weryfikacji prawdopodobieństwa bądź częstości

występowania nadpiętrzeń i wylewów z systemów kanalizacyjnych na drodze

modelowania hydrodynamicznego, zaleca się korzystanie z probabilistycznych modeli

opadów lokalnych, jak w przypadku Wrocławia.

2. Materiał pluwiograficzny każdej stacji meteorologicznej powinien być ciągle

aktualizowany i w konsekwencji weryfikowana powinna być okresowo postać

matematyczna opracowanych modeli opadów, w celu zwiększenia ich dokładności,

zwłaszcza dla małych wartości prawdopodobieństwa występowania p < 0,1 (czyli dla C

>10 lat), oraz uwzględnienia niestacjonarności opadów w czasie.

3. W celu uzyskania porównywalności modeli opadów, tworzonych dla różnych stacji

meteorologicznych w Polsce, wyniki pomiarów wysokości opadów powinny być

opracowywane i uogólniane jedną metodologią, którą zaproponowano w monografii

[106].

76

7. ZASADY MODELOWANIA SYSTEMÓW ODWODNIEŃ TERENÓW

7.1. ZAŁOŻENIA WYJŚCIOWE

Wielkościami zmiennymi przy modelowaniu działania systemów kanalizacyjnych są dane

o opadach, zadawane najczęściej w postaci:

zblokowanego opadu deszczu (- bezpośrednio z krzywej IDF bądź DDF),

opadów modelowych np. Eulera (- pośrednio z krzywej IDF bądź DDF),

historycznych zapisów intensywnych (nawalnych) deszczy.

Przy użyciu opadu modelowego Eulera (typu II) zaleca się dobierać częstość deszczu

równą weryfikowanej częstości napiętrzenia czy wylania. Zalecenie to bazuje na obszernych

obliczeniach porównawczych przy zastosowaniu opadu modelowego Eulera i zmierzonych

serii opadów nawalnych - jednakowych szeregów czasowych [102].

Do zestawienia serii opadów intensywnych pożądany jest co najmniej 30-letni okres

rejestracji opadów. Minimalny konieczny okres rejestracji deszczy zależy od częstości

nadpiętrzenia, które mają być weryfikowane. Pomocne są tutaj zalecenia wg ATV A-118,

podane w tabeli 7.1.

Tab. 7.1. Zalecenia co do minimalnego okresu rejestracji opadów Weryfikowana częstość

nadpiętrzenia

Minimalny okres

rejestracji opadów

od 1 na 1 rok do 1 na 2 lata 10 lat

1 na 3 lata 15 lat

1 na 5 lat 20 lat

1 na 10 lat 30 lat

Do modelowaniu działania - istniejących czy nowoprojektowanych - systemów

kanalizacyjnych stosowane są modele hydrodynamiczne spływu, które pozwalają na

uzyskanie prawidłowych informacji o wielkościach strumieni i poziomach ścieków dla

stanów przeciążeń systemu, tj. przy przepływach powyżej całkowitego wypełnienia kanałów.

Hydrodynamiczne metody obliczeniowe opierają się bezpośrednio na fizyczno-

hydraulicznych prawidłowościach procesu przepływu w kanałach, opisanych matematycznie

przez równania różniczkowe de Saint-Venanta - nieustalonego i nierównomiernego

(zmiennego) ruchu cieczy [77, 102].

Stany przeciążeń, takie jak: przepływy pod ciśnieniem, cofki, zmiany kierunku

przepływu, nadpiętrzenia czy wylania z kanałów, odtwarza się w sposób zbliżony do

rzeczywistości.

77

Powiązanie parametrów ruchu cieczy z geometrią przewodów czy kanałów ściekowych

ujmują układy równań de Saint-Venanta, o różnym stopniu uproszczenia, podane w tab. 7.2.

Tab. 7.2. Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanałów i przewodów ściekowych

odnośnie rodzaju ruch cieczy wg ATV-A110

Oznaczenia do tabeli:

x – współrzędna drogi; t – współrzędna czasu; Q – strumień objętości; q – jednostkowy

dopływ/odpływ boczny; A – powierzchnia przekroju poprzecznego strumienia cieczy; i – spadek dna;

J – spadek linii energii wywołany tarciem; h – wysokość napełnienia kanału względnie wysokość

ciśnienia w przewodach całkowicie wypełnionych; v – średnia prędkość przepływu; g – przyspieszenie

ziemskie.

Przy rozwiązaniu pełnego układu równań różniczkowych ruchu cieczy, tj. równania

zachowania pędu i równania zachowania masy - oznaczonego w tab. 7.2 jako „0” - metoda

obliczeniowa jest najdokładniejsza. Znajduje zastosowanie do modelowania działania

systemów kanalizacyjnych - w czasie rzeczywistym.

Układ równań oznaczony w tab. 7.2 jako „1” ma ścisłe zastosowanie do obliczeń

kanałów/przewodów tranzytowych – tj. bez bocznych dopływów/odpływów.

Dalsze uproszczenia, tj. pominięcie pierwszego czy/i drugiego członu równania ruchu

(postacie „2” do „4”), mogą już prowadzić do błędów obliczeniowych. Jednak błędy te mogą

mieć tendencje przeciwstawne - w części znoszące się.

Układy równań różniczkowych ruchu cieczy (de Saint-Venanta) nie są rozwiązywalne

analitycznie - konieczne jest więc stosowanie metod numerycznych przybliżonego ich

rozwiązywania (poza postacią oznaczoną w tab. 9.1 jako „7” - „przepływ normalny”

(ustalony, równomierny - niezmienny w czasie, wówczas i = J).

78

7.2. PROGRAMY UŻYTKOWE DO MODELOWANIA KANALIZACJI

Programy do modelowania działania systemów kanalizacyjnych (sieci wraz obiektami)

składają się najczęściej z bazy danych, modułu obliczeniowego i modułu graficznego.

W bazie danych gromadzone są dane dotyczące struktury i parametrów systemu

(kanałów, studzienek, przelewów, zbiorników retencyjnych, itp.), a także parametry zlewni

(powierzchnie cząstkowe, stopnie uszczelnienia, współczynniki spływu, itp.) oraz informacje

o opadach deszczu.

Moduł graficzny wspomaga wprowadzanie danych bezpośrednio z map zasadniczych.

Służy też do wizualizacji planów sieci czy profili podłużnych kanałów, a także pozwala na

prezentację wyników symulacji w postaci wykresów lub animacji zmian poziomu zwierciadła

ścieków w kanałach w czasie spływu wód deszczowych.

Obliczenia w programach symulacyjnych przebiegają zwykle w trzech etapach.

W pierwszym wyznaczany jest opad efektywny, który jest mniejszy od opadu całkowitego

o straty hydrologiczne powodowane: zwilżaniem powierzchni zlewni, parowaniem, retencją

powierzchniową oraz infiltracją (Mogą one być definiowane globalnie dla całego systemu lub

indywidualnie dla każdej zlewni cząstkowej).

W drugiej fazie obliczeń opad efektywny przekształcany jest w odpływ ze zlewni.

Stosowane są tutaj dwie metody obliczeń: „hydrauliczna” i „hydrologiczna” . W pierwszej

zlewnią jest kanał prostokątny o dużej szerokości, a odpływ obliczany jest na podstawie

uproszczonych równań de Saint-Venanta. W metodzie hydrologicznej wykorzystuje się

hydrogramy jednostkowe.

Odpływ wód deszczowych wyznaczony w drugim etapie obliczeń, wykorzystuje się

następnie do obliczenia przepływu w kanałach. W wyniku obliczeń uzyskuje się informacje

o zmianie wartości strumienia przepływu i poziomu zwierciadła ścieków na długości kanału

w czasie.

Oprócz opisanego podstawowego zakresu obliczeń, niektóre z aplikacji umożliwiają

obliczanie zmian jakości ścieków oraz procesów sedymentacji w czasie transportu siecią

kanalizacyjną.

Do popularnych programów do hydrodynamicznej symulacji działania systemów

kanalizacyjnych należą: SWMM, Hykas, Hystem-Extran oraz Mike Urban. Każdy z nich

rozwiązuje za pomocą metod numerycznych równania Saint-Venanta.

Różnice między programami ujawniają się przede wszystkim w zakresie obliczeń,

możliwości wprowadzania modyfikacji w kodzie (jedynie SWMM), czy też zaawansowania

modułów graficznych. Charakterystykę wybranych programów do symulacji działania

systemów kanalizacyjnych przedstawiono w tabeli 7.3.

79

Tab. 7.3. Charakterystyka wybranych programów do symulacji działania kanalizacji [77]

Program SWMM Hykas Hystem-Extran Mike Urban

Dostępność program „public

domain”

program

komercyjny

program

komercyjny

program

komercyjny

Instrukcja obsługi angielska polska niemiecka angielska

Możliwość samodzielnego

wprowadzani modyfikacji w

kodzie programu

tak nie nie nie

Funkcja wstępnego

wymiarowania średnic nie tak nie nie

Metoda wyznaczania spływu

powierzchniowego

hydrauliczna/

hydrologiczna hydrologiczna hydrologiczna

hydrauliczna/

hydrologiczna

Możliwości rozbudowy sieci praktycznie

nieograniczone

praktycznie

nieograniczone

praktycznie

nieograniczone

praktycznie

nieograniczone

Bazy danych i moduł graficzny zintegrowane zewnętrzne zewnętrzne zintegrowane

Zakres obliczeń:

- spływ powierzchniowy tak tak tak tak

- przepływ w kanałach tak tak tak tak

- sedymentacja tak nie nie tak

- zmiany jakościowe ścieków tak nie nie tak

Spośród zaprezentowanych programów, wyróżnia się program SWMM (Storm Water

Management Model), opracowany przez Amerykańską Agencję Ochrony Środowiska (US

EPA). Jest on dostępny bezpłatnie pod adresem internetowym www.epa.gov. Program ten jest

stale rozwijany, a otwarty kod źródłowy sprawia, iż aplikacja ta jest wiodąca na rynku, na

bazie której powstają programy komercyjne z bardziej przyjaznym środowiskiem graficznym

(Mike Urban SWMM, STORM CAD, SEWER CAT, PC SWMM, XPSWMM i wiele innych).

W 2004 r. zaprezentowano w internecie najnowszą wersję oprogramowania SWMM 5.0,

działającym w środowisku Windows. Aplikacja składa się z kilku modułów:

Moduł RAIN służy do wprowadzania i przechowywania danych dotyczących opadów.

Moduł TEMPERATURE służy do gromadzenia danych temperaturowych (do obliczeń

parowania wody czy topnienia śniegu).

Moduł RUNOFF wykorzystywany jest do modelowania hydrologicznego zlewni pod

względem hydraulicznym i jakościowym.

Moduł TRANSPORT służy do modelowania jakości ścieków w trakcie transportu

kanałami zamkniętymi.

Moduł EXTRAN służy rozwiązywania układu równań różniczkowych Saint-Venanta.

Moduł STORAGE wykorzystywany jest do modelowania ilościowego i jakościowego

urządzeń do retencjonowania ścieków.

Moduł STATISTICS umożliwia dokonanie analiz statystycznych danych wyjściowych

i wynikowych.

80

W programie SWMM 5.0 zlewnia cząstkowa jest reprezentowana przez prostokąt o

zadanej powierzchni i szerokości hydraulicznej (W). Rozróżnia się zasadniczo dwa rodzaje

powierzchni:

przepuszczalną (nieutwardzoną) - na której występuje infiltracja, oraz

nieprzepuszczalną (utwardzoną) - bez infiltracji.

W opisie zlewni cząstkowej niezbędne jest określenie udziału powierzchni

nieprzepuszczalnej w łącznej powierzchni zlewni (stopnia uszczelnienia terenu), oraz

współczynników charakteryzujących straty hydrologiczne - różne dla obu rodzajów

powierzchni. W szczególności, należy rozróżnić trzy rodzaje powierzchni:

A1 - nieutwardzoną - posiadającą retencję powierzchniową;

A2 - utwardzoną - posiadająca retencję powierzchniową;

A3 - utwardzoną - nie posiadającą retencji powierzchniowej.

Odpływ liczony jest oddzielnie dla każdej z powierzchni, a następnie sumowany (rys. 7.1).

szerokość zlewni

pow

ierz

chnia

nie

utw

ardzo

na

pow

ierz

chnia

utw

ardzo

na

spadekterenu

A1

A2 A3

odpływ

ze zlewni

utwardzonej

odpływ

ze zlewni

nieutwardzonej

całkowity

odpływ ze zlewni Rys. 7.1. Idea obliczania sumarycznego odpływu ze zlewni cząstkowej w module RUNOFF

Spływ wody opadowej ze zlewni cząstkowej do węzła obliczeniowego sieci obliczany jest

z zastosowaniem modelu zbiornika nieliniowego, z układu równań:

QFIdt

dhF

dt

dV

in

hhWQ p

p

p 2/1

3/5

(7.1)

gdzie:

Q - strumień objętości odpływu ze zlewni, m3/s,

W - szerokość hydrauliczna zlewni, m,

81

h - wysokość opadu, m,

hp - wysokość retencji powierzchniowej, m

np - zastępczy współczynnik szorstkości powierzchni zlewni, s/m1/3

,

ip - średni spadek powierzchni zlewni, -,

V - objętość wody opadowej (V = Fh), m3,

t - czas, s,

F - uszczelniona powierzchnia zlewni (z uwzględnieniem współczynnika spływu), m2,

I - efektywna intensywność opadu (z uwzględnieniem strat), m/s.

Ideę modelu zbiornika do obliczeń odpływu ze zlewni zilustrowano na rysunku 7.2.

hp

h

parowanie

opady deszczu

topnienie śniegu

Qm

infiltracja

ip

Rys. 7.2. Idea bilansowania strumienia odpływu ze zlewni w module RUNOFF

Napełnienie zbiornika odpowiada objętości wody (V), która znalazła się na terenie zlewni,

pomniejszonej o straty na parowanie, infiltrację i na wypełnienie nierówności terenu (hp).

Wysokość retencji powierzchniowej jest uzależniona od rodzaju powierzchni terenu (tab. 7.4).

Tab. 7.4. Wysokość retencji powierzchniowej hp do wzoru (7.1) [77]

Rodzaj powierzchni terenu hp, mm

Powierzchnie nieprzepuszczalne (Impervious

surfaces) 1,3 - 2,5

Trawniki (Lawns) 2,5 - 5,0

Łąki, pastwiska (Pasture) 5,0

Ściółka leśna (Forest litter) 7,5

Parametry np oraz ip, reprezentują własności hydrauliczne zlewni cząstkowej. Zastępczy

współczynnik szorstkości powierzchni zlewni należy przyjmować z uwzględnieniem udziału

różnego rodzaju nawierzchni na drodze spływu wód opadowych - wg tabeli 7.5.

82

Tab. 7.5. Współczynnik szorstkości powierzchni np (Manninga) do wzoru (7.1) [77]

Rodzaj powierzchni np, s/m1/3

Gładki asfalt (Smooth asphalt) 0,011

Gładki beton (Smooth concrete) 0,012

Zwykły beton (Ordinary concrete lining) 0,013

Drewno gładkie (Good wood) 0,014

Cegła z zaprawą cementową (Brick with cement mortar) 0,014

Kamionka (Vitrified clay) 0,015

Żeliwo (Cast iron) 0,015

Rury z blachy falistej (Corrugated metal pipes) 0,024

Cement (Cement rubble surface) 0,024

Ugór ziemny (Fallow soils) 0,050

Ziemie uprawne (Cultivated soils) 0,130

Trawa (Grass):

rzadka (short, prarie) 0,150

gęsta (dense) 0,240

bardzo gęsta (bermuda grass) 0,410

Lasy (Woods):

delikatne zakrzewienie (light underbrush) 0,400

gęste zakrzewienie (dense underbrush) 0,800

Kolejnymi parametrami, jakie należy wprowadzić do modelu hydrodynamicznego

SWMM, są dane o infiltracji - dla powierzchni nieuszczelnionych. SWMM oferuje trzy

metody do modelowania infiltracji: model Hortona, model Greena-Ampta bądź deklarowanie

wartości np. z badań terenowych.

Najpopularniejsza z metod - model Hortona - opiera się na obserwacjach empirycznych

które wykazały, że infiltracja wody opadowej do gruntu zmniejsza się w czasie w funkcji

wykładniczej, od początkowej wartości maksymalnej, która występującej po dostatecznie

długim czasie pogody bezdeszczowej, do wartości minimalnej występującej podczas

długotrwałych opadów.

Parametrami wejściowymi są tutaj: maksymalna i minimalna intensywność infiltracji oraz

stała recesji opisująca, jak szybko zmniejsza się intensywność infiltracji z czasem.

Deklarowany jest także czas potrzebny na wyschnięcie w pełni nasyconej gleby.

Model Hortona opisuje infiltrację w profilu glebowym przy pomocy równania:

kt

cc effftf 0)( (7.2)

gdzie:

f(t) - intensywność infiltracji, mm/h,

t - czas, h,

f0 - początkowa intensywność infiltracji, mm/h,

fc - końcowa intensywność infiltracji, mm/h,

k - stała recesji, h-1

.

83

Zaleca się aby parametry infiltracji do (7.2) ustalać na podstawie badań terenowych.

Najczęściej jednak są one określane na etapie kalibracji modelu - na podstawie danych

literaturowych [77].

W tabeli 7.6 zestawiono początkowe intensywności infiltracji do równania (7.2) Hortona,

w zależności od rodzaju gleby, stopnia nasycenia wodą oraz gęstości obsadzenia roślinnością

na powierzchni terenu.

Tab. 7.6. Początkowa intensywność infiltracji do wzoru (7.2) [77] Rodzaj powierzchni terenu f0, mm/h

Suche gleby piaszczyste z niewielką ilością roślinności 127,0

Suche gleby piaszczysto-gliniaste z niewielką ilością roślinności 76,0

Suche gleby gliniaste z niewielką ilością roślinności 25,0

Suche gleby piaszczyste z gęstą roślinnością 254,0

Suche gleby piaszczysto-gliniaste z gęstą roślinnością 152,0

Suche gleby gliniaste z gęstą roślinnością 51,0

Wilgotne gleby piaszczyste z niewielką ilością roślinności 43,0

Wilgotne gleby piaszczysto-gliniaste z niewielką ilością roślinności 25,0

Wilgotne gleby gliniaste z niewielką ilością roślinności 7,6

Wilgotne gleby piaszczyste z gęstą roślinnością 84,0

Wilgotne gleby piaszczysto-gliniaste z gęstą roślinnością 51,0

Wilgotne gleby gliniaste z gęstą roślinnością 18,0

W tabeli 7.7 zestawiono końcowe intensywności infiltracji do równania infiltracji Hortona,

w zależności od rodzaju gleby.

Tab. 7.7. Końcowa intensywność infiltracji do wzoru (7.2) [77] Rodzaj powierzchni terenu fc, mm/h

Gleby o bardzo małej zdolności infiltracji, składające się

głównie z gliny zwartych lub iłów 0 ÷ 1,3

Gleby o małej zdolności infiltracji, składające się głównie

z glin lub iłów piaszczystych 1,3 ÷ 3,8

Gleby o umiarkowanej zdolności infiltracji, składające się

głównie z glin piaszczystych 3,8 ÷ 7,6

Gleby o wysokiej zdolności infiltracji, składające się głównie

z piasków i żwirów 7,6 ÷ 11,4

Stała recesji w modelu Hortona przyjmowana jest zwykle na poziomie k = 4,0 h-1

(tj. k =

0,07 min-1

) - niezależnie od rodzaju gleby [77].

Program SWMM 5.0 pozwala na odwzorowywanie: kanałów otwartych, kanałów

zamkniętych o przepływie swobodnym oraz kanałów zamkniętych o przepływie

ciśnieniowym (np. przeciążone kolektory czy przewody tłoczne pompowni).

W programie zdefiniowanych jest wiele przekrojów poprzecznych, użytkownik może też

wprowadzać kanały o dowolnych przekrojach (wg tab. 7.8).

84

Tab. 7.8. Przykładowe przekroje kanałów dostępne w programie SWMM 5.0 Nazwa Parametry Kształt Nazwa Parametry Kształt

Kołowy

(Circular) wysokość

Kołowy ciśnieniowy

(Circular Force Main)

wysokość,

chropowatość

Kołowy wypełniony

(Filled Circular)

wysokość,

poziom

wypełnienia

Prostokątny zamknięty

(Rectangular–Closed)

wysokość,

szerokość

Prostokątny otwarty

(Rectangular – Open)

wysokość,

szerokość

Trapezowy

(Trapezoidal)

wysokość,

szerokość

w podstawie,

nachylenie boków

Trójkątny

(Triangular)

wysokość,

szerokość

Eliptyczny poziomy

(Horizontal Ellipse)

wysokość,

szerokość

Eliptyczny pionowy

(Vertical Ellipse)

wysokość,

szerokość

Łukowy

(Arch)

wysokość,

szerokość

Paraboliczny

(Parabolic)

wysokość,

szerokość

Potęgowy

(Power)

wysokość,

szerokość, potęga

Prostokątno-trójkątny

(Rectangular-

Triangular)

wysokość,

szerokość,

wysokość

trójkąta

Prostokątno-owalny

(Rectangular-Round)

wysokość,

szerokość,

promień łuku

Modyfikowany

prostokątny

(Modified

Baskethandle)

wysokość,

szerokość,

promień łuku

Jajowy

(Egg) wysokość

Nieregularny otwarty

(Irregular Natural

Channel)

współrzędne

przekroju

Specjalny

(Custom Closed Shape)

wysokość,

współrzędne

przekroju

Spadek dna kanału jest obliczany na podstawie różnicy rzędnych na początku i końcu

odcinka oraz jego długości.

Podstawowe parametry definiujące przewody w module EXTRAN są następujące:

długość przewodu;

rzędna początkowa dna kanału;

rzędna końcowa dna kanału;

przepływ początkowy w przewodzie;

rodzaj przekroju poprzecznego kanału;

powierzchnia przekroju poprzecznego przewodu gdy jest inny niż kołowy;

średnica przewodu lub wysokość przekroju, gdy jest inny niż kołowy;

szerokość przekroju przewodu, gdy jest inny niż kołowy;

współczynnik szorstkości kanału do wzoru Manninga (wg tab. 7.9).

85

Tab. 7.9. Współczynnik szorstkości (n) kanałów zamkniętych do wzoru Manninga

Materiał kanału n, s/m1/3

Azbesto-cement (Asbestos-cement) 0,011 ÷ 0,015

Cegła (Brick) 0,013 ÷ 0,017

Żeliwo z wykładziną cementową (Cement-lined iron) 0,011 ÷ 0,015

Beton monolityczny

(Monolithic oncrete):

gładki (smooth) 0,012 ÷ 0,014

szorstki (rough) 0,015 ÷ 0,017

Beton (Concrete) 0,011 ÷ 0,015

Rury z tworzyw sztucznych (Plastic) 0,011 ÷ 0,015

Kamionka (Vitrified clay) 0,011 ÷ 0,017

Współczynnik szorstkości kanałów (n - Manninga) zależy od stanu hydraulicznego

kanałów, analogicznie jak zastępcza chropowatość (k) we wzorze Colebrooka-White’a [102].

W normie PN-EN 752 definiowany jest jako współczynnik Manninga K = 1/n, którego

wartość w III strefie przepływów turbulentnych można uzależnić od k za pomocą wzoru:

k

D

DgK

7,3log

324

6/1

(7.3)

gdzie:

g - przyśpieszenie ziemskie, m/s2,

D - średnicy wewnętrzna kanału, m,

k - zastępcza chropowatość wewnętrznych ścian przewodu/kanału, m.

Węzły, obok kanałów, są podstawowymi elementami struktury grafu obliczeniowego

systemu kanalizacyjnego. Są zwykle utożsamiane ze studzienkami i komorami - w

rzeczywistych systemach.

Aby opisać węzeł, należy podać rzędną dna oraz dopuszczalną wysokość piętrzenia

ścieków, która może być utożsamiana np. z rzędną terenu.

Dodatkowo do węzła można przypisać powierzchnię, jaka ulegnie podtopieniu w

przypadku przekroczenia dopuszczalnej wysokości piętrzenia. Po wybraniu tej opcji w

obliczeniach, do węzła zostaje przyłączony fikcyjny zbiornik o zadanej powierzchni, który

gromadzi ścieki wypływające na powierzchnie terenu - w wyniku przeciążenia kanału. Po

przejściu fali odpływu wód deszczowych ścieki z fikcyjnego zbiornika trafiają z powrotem do

systemu.

Podstawowe parametry definiujące węzły to: rzędna terenu, rzędna dna studni i stały

dopływ do studni z zewnątrz (np. wód infiltracyjnych – wskutek nieszczelności kanałów).

86

Specyficznym rodzajem węzłów są wyloty do odbiornika. Możliwe jest modelowanie

wylotów jako swobodnych oraz częściowo lub całkowicie zatopionych.

Program SWMM umożliwia zadanie na wylocie stałej lub zmieniającej się w czasie

wartości rzędnej zwierciadła wody w odbiorniku. Pozwala to na uwzględnienie w modelu

przejścia fali wezbraniowej w rzekach.

Przy dostatecznej przepustowości kanałów, ale w warunkach podtopienia wylotu, może

dojść do przeciążenia kolektorów i wypływu ścieków na powierzchnię terenu.

Program SWMM umożliwia także modelowanie działania obiektów odciążających,

takich jak: przelewy burzowe czy zbiorniki retencyjne.

Przykładowo, w programie dostępnych jest kilka standardowych wariantów konstrukcji

separatorów objętości ścieków, a mianowicie: czołowe z prostokątną, trójkątną i trapezową

krawędzią przelewową, a także boczne z prostokątnym kształtem przekroju poprzecznego.

Każdy rodzaj przelewu posiada inną formułę obliczeniową. Dostępne opcje przelewów

przedstawiono w tabeli 7.10.

Tab. 7.10. Rodzaje przelewów (separatorów objętości) dostępne w programie SWMM 5.0 [77] Typ przelewu Kształt przekroju poprzecznego Formuła obliczeniowa

Przelew czołowy prostokątny CwLh3/2

Przelew boczny prostokątny CwLh5/3

Przelew czołowy trójkątny CwSh5/2

Przelew czołowy trapezowy CwLh3/2

+ CwsSh5/2

Oznaczenia:

Cw – zastępczy współczynnik przepływu przelewu,

L – długość przelewu, m,

S – nachylenie krawędzi przelewów trójkątnego lub trapezowgo,

h – wysokość warstwy przelewowej, m,

Cws - zastępczy współczynnik przepływu dla przelewu trapezowego

Podstawowe parametry definiujące przelewy burzowe czy separatory ścieków to:

numery węzła początkowego i końcowego,

kształt przelewu,

długość krawędzi przelewowej,

wysokość krawędzi,

zastępczy współczynnik przepływu przelewu.

Zbiorniki retencyjne reprezentowane są w SWMM przez węzły - posiadające określoną

pojemność retencyjną. Główne parametry do modelowania zbiorników retencyjnych to:

rzędna dna zbiornika,

głębokość/wysokość zbiornika,

powierzchnia zbiornika,

wypełnienie zbiornika w momencie rozpoczęcia symulacji,

szybkość parowania (opcjonalnie),

intensywność infiltracji (opcjonalnie).

87

Istotnym elementem w programie SWMM są dane o opadach. Najważniejsze parametry

dotyczące opadów to krok czasowy, z jakim wprowadzane będą opady oraz wybór sposobu

przedstawienia danych – intensywność/natężenie, wysokość czy krzywa kumulacyjna (IDF

lub DDF).

Przebieg opadu w czasie wprowadzany jest do programu w postaci serii czasowych. Serie

czasowe wprowadzać można z następującymi krokami czasowymi: 1, 5, 10, 15, 20 i 30 minut

lub 1, 6, 12 i 24 godziny.

Przykładową, serię z 5-cio minutowym krokiem czasowym, jako intensywność (w mm/h)

opadu modelowego Eulera typu II o czasie trwania t = 45 min i częstości występowania C =

3 lata dla Wrocławia, przedstawiono na rysunku 7.3.

Rys. 7.3. Przykładowa seria czasowa opadu w oknie dialogowym SWMM 5.0

W rezultacie obliczeń numerycznych uzyskuje się wyniki w formie zmian w czasie

wartości podstawowych parametrów (strumienia przepływu i napełnienia) w poszczególnych

elementach systemu kanalizacyjnego.

Wyniki te mają postać dyskretną, co oznacza, że informacje dotyczą wybranych miejsc w

systemie i w kolejnych krokach czasowych. Długość kroku czasowego, czyli czas między

kolejnymi wartościami parametru w danym punkcie sieci, jest dobierany przez użytkownika.

88

Podstawowe dane wynikowe symulacji to [77]:

wysokość deszczu efektywnego,

hydrogramy spływu ze zlewni cząstkowych,

hydrogramy przepływu w poszczególnych kanałach,

wartości napełnień w poszczególnych węzłach,

objętości wylewów z kanalizacji w poszczególnych węzłach.

Wyniki obliczeń pozwalają śledzić zmiany w czasie następujących parametrów: strumieni

przepływu, napełnień, prędkości przepływu i wskaźników jakości – w węzłach i w połowie

długości odcinka kanału.

Wyniki obliczeń zapisywane w plikach, mogą być prezentowane w tabelach lub na

wykresach (hydrogramach).

Użytecznym rodzajem wykresu jest także profil podłużny wskazanego fragmentu sieci,

który można połączyć z animacją obrazującą zmiany położenia zwierciadła ścieków w

kanałach, w czasie trwania symulacji. Umożliwia to bezpośredni podgląd przebiegu fali

odpływu.

89

8. WERYFIKACJA PRZEPUSTOWOŚCI KANALIZACJI

W MODELOWANIU SWMM

Podane zostaną 2 przykłady modelowania kanalizacji deszczowej. Pierwszy przykład

dotyczyć będzie nowoprojektowanej kanalizacji deszczowej a drugi – istniejącej.

8.1. MODELOWA ZLEWNIA DLA NOWOPROJEKTOWANEJ KANALIZACJI

Przyjęto modelową zlewnię o powierzchni 2 km2 (750 m x 2700 m) - dla zabudowy

mieszkaniowej w terenie płaskim - na obszarze Wrocławia (rys. 8.1) [102].

1

2

5

4

3

6

7

10

9

8

11

12

15

14

13

16

17

20

19

18

21

22

25

24

23

26

27

30

29

28

31

32

35

34

33

86

87

90

89

88

81

82

85

84

83

76

77

80

79

78

71

72

75

74

73

66

67

70

69

68

61

62

65

64

63

56

57

60

59

58

51

52

55

54

53

46

47

50

49

48

41

42

45

44

43

36

37

40

39

38 out

Rys. 8.1. Plan powierzchni cząstkowych modelowej zlewni deszczowej [102]

Zlewnia składa się z 90 modułów - zlewni cząstkowych (każda o powierzchni 2,25 ha),

charakteryzujących się następującą strukturą:

80% powierzchni jest przepuszczalna (tereny zielone - ψ = 0,075), a pozostałe

20% to powierzchnie nieprzepuszczalne (dachy, place, drogi, parkingi - ψ = 0,95).

Zastępczy (średni ważony) współczynnik spływu powierzchniowego ze zlewni

cząstkowej wyniesie więc ψ = 0,25. Wówczas powierzchnia zredukowana zlewni cząstkowej,

biorąca udział w formowaniu spływu powierzchniowego: Fzrj = 2,25 x 0,25 = 0,56 ha.

Modelowanie działania (w SWMM 5.0) nowoprojektowanej kanalizacji deszczowej

zostanie poprzedzone jej wymiarowaniem (metodami czasu przepływu).

Założono, że projektowane kanały boczne w liczbie 36 będą miały długość po 300 m (2

odcinki obliczeniowe, każdy po 150 m). Kolektor będzie miał łączną długość 2700 m (18

odcinków obliczeniowych, po 150 m długości każdy).

90

Do projektowania i modelowania kanalizacji, przyjęto szorstkość ścian kanałów równą

n = 0,013 s/m1/3

.

Do symulacji hydrodynamicznych, przyjęto zastępcze nachylenie powierzchni iz = 1,0%

oraz zastępczy współczynnik szorstkości (do wzoru Manninga) dla uszczelnionych

powierzchni zlewni nz = 0,02 s/m1/3

.

Dla zlewni symetrycznych względem kanału odprowadzającego ścieki deszczowe

przyjmuje się, że szerokość hydrauliczna takiej zlewni (W) jest dwa razy większa od długości

kanału [77, 102].

Ponieważ powierzchnie cząstkowe modelowej zlewni mają kształt kwadratu 150 x 150 m,

a kanał odprowadzający ścieki deszczowe położony jest w środku zlewni (dopływ

obustronny), określono szerokość hydrauliczną zlewni W = 300 m (- pas spływu 75 m – wg

rys. 8.2).

Rys. 8.2. Graficzna interpretacja metody określania szerokości hydraulicznej (W) zlewni cząstkowej -

symetrycznej względem kanału odprowadzającego ścieki deszczowe

8.2. WYMIAROWANIE PRZYKŁADOWEJ SIECI KANALIZACYJNEJ

Dla zaproponowanej zlewni modelowej zwymiarowano sieć kanalizacji deszczowej

trzema metodami czasu przepływu, a mianowicie [102]:

(I) MGN - z modelem opadów Błaszczyka,

(II) MGN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia,

(III) MMN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia.

W metodzie granicznych natężeń (MGN) - dotychczas stosowanej w Polsce,

przyjmowano, że obliczeniowy strumień ścieków deszczowych w rozpatrywanym przekroju

kanału występuje z pewnym opóźnieniem w stosunku do momentu rozpoczęcia opadu - po

okresie suchej pogody, ze względu na: koncentrację terenową (tk), retencję kanałową (tr) i

przepływ w kanale (tp).

Stąd, w MGN czas trwania deszczu miarodajnego: t = tdm = tk + tr + tp (w minutach), a

obliczeniowy strumień przepływu Q (w dm3/s) w kanale zapisywany był wzorem:

91

zr

dm

zrdm Ft

CHFtqQ

3/2

3 2631,6 (8.1)

gdzie:

q(tdm) - natężenie jednostkowe deszczu dla czasu trwania: t = tdm, w dm3/(s∙ha),

H - wysokość opadu normalnego (np. H = 590 mm - dla Wrocławia), w mm,

C - częstość deszczu obliczeniowego, w latach,

Fzr - zredukowana powierzchnia zlewni deszczowej, w ha.

W metodzie maksymalnych natężeń (MMN) - zalecanej obecnie w Polsce, za

miarodajny czas trwania deszczu (t) przyjmuje się rzeczywisty czas przepływu ścieków (tp) w

kanale. Bowiem, miarodajne do projektowania systemów odwodnień terenów, maksymalne

natężenia deszczy występują w okresach długotrwałych zjawisk opadowych (trwających

nawet kilka dni). Wówczas znaczenie koncentracji terenowej i retencji kanałowej jest

pomijalnie małe.

W MMN, strumień przepływu Q (w dm3/s) w kanale obliczany jest z wzoru:

zrFtqQ )(max (8.2)

gdzie:

qmax (t) - maksymalne natężenie jednostkowe deszczu dla czasu trwania równego

czasowi przepływu: t = tp, w dm3/(s∙ha).

Fzr - zredukowana powierzchnia zlewni deszczowej, w ha.

Probabilistyczny model maksymalnych wysokości opadów dla Wrocławia - oparty na

rozkładzie Fishera-Tippetta typu IIImin (dla t [5; 4320] min i C [1; 100] lat) ma postać:

809,00222,0242,0

max )/1ln( 68,9811,9741,758,4)( Cttth (8.3)

gdzie:

hmax (t) - maksymalna wysokość opadu, mm (qmax (t) = 166,7·hmax /t, w dm3/(s∙ha)),

C - częstość deszczu obliczeniowego, lata.

Zestawienie założeń wyjściowych do wymiarowania sieci kanalizacji deszczowej - w 3

wariantach obliczeniowych, przedstawiono w tabeli 8.1.

Tabela 8.1. Założenia wyjściowe do obliczeń hydraulicznych kanalizacji deszczowej

Wariant/

metoda

Częstość deszczu

obliczeniowego

C, lata

Czas koncentracji

terenowej

tk, min

Czas

retencji

kanałowej

tr, min

Minimalny czas

trwania deszczu

miarodajnego

tmin, min

Maksymalne

wypełnienie

kanału,

%D kanały

boczne kolektor

kanały

boczne kolektor

I. MGN - (8.1) 1 2 10 5 0,2 tp 10 do 100%

II. MGN z (8.3) 1 2 10 5 0,2 tp 10 do 100%

III. MMN z (8.3) 2 2 0 0 0 15 do 75%

92

I. MGN - z modelem opadów Błaszczyka

Krzywe natężenia deszczu (IDF) - z wzoru Błaszczyka, dla C = 1 i 2 lata (tmin = 10 minut),

przedstawiono na rysunku 8.3.

5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

25

50

75

100

125

150

175

200

t , min

q, dm

/s

ha

3

C=2

C=1

p Rys. 8.3. Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) - z wzoru Błaszczyka do MGN

II. MGN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia

Krzywe IDF - z modelu (8.3), dla C = 1 i 2 lata (tmin = 10 minut) podano na rysunku 8.4.

5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

25

50

75

100

125

150

175

200

t , min

q,

dm

/s

ha

3

p

C=2

C=1

Rys. 8.4. Zredukowane krzywe natężenia deszczu (IDF) - z modelu opadów

maksymalnych dla Wrocławia do MGN

III. MMN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia

Krzywą IDF - z modelu (8.3), dla C = 2 lata (tmin = 15 minut) podano na rysunku 8.5.

5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

25

50

75

100

125

150

175

200

t , min

q, dm

/s

ha

3

p

C=2

Rys. 8.5. Krzywa natężenia deszczu (IDF) - z modelu opadów

maksymalnych dla Wrocławia do MMN

93

Zbiorcze wyniki wymiarowania:

Tab. 8.2. Zbiorcze zestawienie wyników wymiarowania przykładowej sieci kanalizacyjnej

Wariant

obliczeń

Parametry projektowe kanalizacji deszczowej

Strumień

odpływu

Qm

Obliczeniowy

czas

przepływu

Wymiary

kanałów i

kolektora

Zagłębienie

kanałów i

kolektora

Objętość

sieci

VK

Wskaźnik

objętości

sieci

m3/s min m m p.p.t. m

3 m

3/ha

I 1,948 45,6 K0,3÷K1,6 1,70÷5,99 4849 23,9

II 3,049 43,8 K0,4÷K2,0 1,80÷5,91 7234 35,7

III 3,700 43,3 K0,4÷K2,2 1,80÷5,33 9825 48,5

W I. wariancie obliczeniowym strumień odpływu ścieków wyniósł Qm(I) = 1,948 m3/s.

W II. wariancie: Qm(II) = 3,049 m3/s - jest wyższy od I. o 56%, a w III. wariancie: Qm(III) =

3,700 m3/s - jest wyższy aż o 90%.

W przypadku kanalizacji deszczowej (w płaskim terenie) zwymiarowanej w III. wariancie,

pomimo większych średnic kanałów bocznych i kolektora (K2,2 m na ostatnim odcinku) w

porównaniu np. z I. wariantem (K1,6 m), koszt budowy takiej sieci może okazać się niższy

(lub porównywalny) ze względu na znaczne wypłycenie kolektora - o 0,66 m na ostatnim

odcinku, w porównaniu z I. wariantem wymiarowania sieci [102].

8.3. MODELOWANIE DZIAŁANIA PRZYKŁADOWYCH SIECI KANALIZACYJNYCH

W celu weryfikacji występowania nadpiętrzeń w kanałach, w przykładowo

zwymiarowanych sieciach, należy zgodnie z zaleceniami ATV-A118:2006 obciążyć zlewnię

modelową - w zabudowie mieszkaniowej deszczem o częstości występowania C = 3 lata i

czasie trwania co najmniej dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w sieci.

Ponieważ w zwymiarowanych sieciach czas przepływu jest rzędu 45 min, opracowano na

podstawie modelu (8.3) - na maksymalną wysokość deszczu we Wrocławiu, opad modelowy

Eulera o czasie trwania t = 2tp = 90 min i C = 3 lata.

Jak już wspomniano, opad modelowy Eulera typu II, oparty jest na spostrzeżeniu, iż

największe chwilowe natężenie deszczu występuje na końcu trzeciej części czasu ich trwania.

Tok postępowania przy opracowaniu opadu modelowego podano na rys. 8.6.

94

a) Przyrost wysokości opadu w czasie b) Zmiana wysokości opadu w interwałach 5 min

c) Intensywność opadu w interwałach 5 min d) Opad modelowy Eulera typu II

Rys. 8.6. Fazy tworzenia opadu modelowego Eulera typ II wg modelu opadów maksymalnych (8.3)

dla Wrocławia (C = 3 lata i t = 90 min)

Opracowany opad modelowy, dla t = 90 min i C = 3 lata, charakteryzuje się maksymalną

intensywnością 101,7 mm/h, występującą pomiędzy 25-tą a 30-tą minutą (rys. 8.6d).

I. Sieć deszczowa zwymiarowana MGN - z modelem opadów Błaszczyka

W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej kanalizacji deszczowej, zwymiarowanej

w 3 wariantach, obciążono zlewnię opracowanym opadem modelowym Eulera typu II.

Profil kolektora dla zwymiarowanej w I. wariancie kanalizacji podano na rysunku 8.7.

Rys. 8.7. Profil kolektora w 31. minucie trwania opadu modelowego - w I. wariancie wymiarowania

95

Tak zaprojektowana kanalizacja deszczowa (I wariant) nie ma odpowiedniej

przepustowości hydraulicznej. Nadpiętrzenia rzędu kilku metrów, w tym do powierzchni

terenu i wylania, występują w większości węzłów obliczeniowych na trasie kolektora.

W przypadku kanałów bocznych również mamy do czynienia z licznymi nadpiętrzeniami.

W początkowych kanałach bocznych ciśnienie osiąga poziom terenu na całej długości

kanałów. Dla przykładu, profil pierwszego kanału bocznego, przedstawiono na rys. 8.8.

Rys. 8.8. Profil kanału bocznego na trasie J1-J3 w 31. minucie trwania opadu modelowego

- w I. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

W przypadku dalszych kanałów bocznych, gdzie kolektor jest już na większej głębokości,

napiętrzenia do poziomu terenu występują tylko na początkowych odcinkach tych kanałów

bocznych, co przedstawiono dla przykładu na rys 8.9.

Rys. 8.9. Profil kanału bocznego J61-J63 w 31. minucie trwania opadu modelowego

- w I. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

96

Węzły obliczeniowe, w których wystąpiły wylania przedstawiono na rysunku 8.10.

Rys. 8.10. Miejsca spiętrzeń powyżej poziomu terenu w modelowej zlewni

- w I. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Objętość ścieków, które podczas trwania opadu modelowego wylały się z sieci wynosi

1291 m3. Największe wylania wystąpiły w 2 węzłach i wynosiły po 42 m

3.

Łącznie wylania zanotowano aż w 71 na 90 węzłów - czyli w 71 zlewniach cząstkowych

(tab. 8.3).

Tab. 8.3. Zestawienie objętości wylewów z kanalizacji deszczowej

zwymiarowanej w I. wariancie

Węzeł

obliczeniowy

Objętość

wylań

103 m3

Węzeł

obliczeniowy

Objętość

wylań

103 m3

Węzeł

obliczeniowy

Objętość

wylań

103 m3 J1 0,041 J31 0,033 J61 0,018

J2 0,032 J32 0,004 J62 0,000

J3 0,009 J33 0,006 J63 0,001

J4 0,032 J34 0,004 J64 0,000

J5 0,041 J35 0,033 J65 0,018

J6 0,042 J36 0,030 J66 0,017

J7 0,029 J37 0,001 J67 0,000

J8 0,002 J38 0,004 J68 0,000

J9 0,029 J39 0,001 J69 0,000

J10 0,042 J40 0,030 J70 0,017

J11 0,040 J41 0,028 J71 0,017

J12 0,020 J42 0,001 J72 0,000

J13 0,001 J43 0,004 J73 0,000

J14 0,020 J44 0,001 J74 0,000

J15 0,040 J45 0,028 J75 0,017

J16 0,039 J46 0,025 J76 0,017

J17 0,017 J47 0,001 J77 0,000

J18 0,002 J48 0,006 J78 0,000

J19 0,017 J49 0,001 J79 0,000

J20 0,039 J50 0,025 J80 0,017

J21 0,037 J51 0,022 J81 0,018

J22 0,011 J52 0,001 J82 0,000

J23 0,002 J53 0,006 J83 0,000

J24 0,011 J54 0,001 J84 0,000

J25 0,037 J55 0,022 J85 0,017

J26 0,035 J56 0,020 J86 0,017

J27 0,008 J57 0,000 J87 0,000

J28 0,004 J58 0,003 J88 0,000

J29 0,008 J59 0,000 J89 0,000

J30 0,035 J60 0,020 J90 0,017

W I. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej, maksymalny modelowy strumień

objętości na ostatnim odcinku kolektora wyniósł Qmax(I) = 5,16 m3/s. Zmienność w czasie

strumienia objętości na tym odcinku kolektora przedstawiono na rysunku 8.11.

97

Rys. 8.11. Hydrogram przepływu ścieków na ostatnim odcinku kolektora J88-out

- w I. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Opad modelowy trwał przez 90 minut, a czas spływu wód deszczowych i opróżniania się

kanałów skończył się praktycznie po ok. 4,7 godz. od chwili rozpoczęcia opadu modelowego.

II. Sieć deszczowa zwymiarowana MGN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia

W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej sieci kanalizacji deszczowej

zaprojektowanej w II. wariancie obciążono ją również opadem modelowym Eulera typu II

(analogicznie jak w przypadku I. wariantu).

Profil kolektora przedstawiono na rysunku 8.12.

Rys. 8.12. Profil kolektora na trasie J3-out w 31. minucie trwania opadu modelowego

- w II. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Napiętrzenia na początkowych odcinkach kolektora osiągają poziom terenu (rys. 8.12).

Środkowe i po części końcowe odcinki kolektora pracują już pod niewielkim ciśnieniem.

98

Profil pierwszego z kanałów bocznych przedstawiono na rys. 8.13. Cały kanał boczny

pracuje pod dużym ciśnieniem - z wylaniem w węźle początkowym.

Rys. 8.13. Profil kanału bocznego J5-J3 w 32. minucie trwania opadu modelowego

- w II. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Węzły, w których nastąpiły wylania przedstawiono na rysunku 8.14.

Rys. 8.14. Miejsce nadpiętrzeń do poziomu terenu w modelowej zlewni

- w II. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Sumaryczna objętość ścieków, które wylały się z sieci wynosi 20 m

3. Największe wylania

wystąpiły w 3 węzłach - po 3 m3.

Łącznie, wylania zanotowano w 12 węzłach (tab. 8.4).

Tab. 8.4. Zestawienie objętości wylań z kanalizacji deszczowej

zwymiarowanej w II. wariancie

Węzeł

obliczeniowy

Objętość

wylań

103 m3

Węzeł

obliczeniowy

Objętość

wylań

103 m3

Węzeł

obliczeniowy

Objętość

wylań

103 m3 J1 0,003 J8 0,001 J15 0,001

J3 0,001 J10 0,001 J18 0,003

J5 0,003 J11 0,001 J23 0,002

J6 0,001 J13 0,001 J28 0,002

Maksymalny, modelowy strumień objętości na ostatnim odcinku kolektora wynosił

Qmax(II) = 6,11 m3/s. Zmienność strumienia przepływu na ostatnim odcinku kolektora

przedstawiono na rysunku 8.15.

99

Rys. 8.15. Hydrogram przepływu ścieków na ostatnim odcinku kolektora J88-out

- w II. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Symulowany czas spływu wód deszczowych i opróżniania się kanałów (w II. wariancie)

kończy się praktycznie po ok. 5,1 godz. od chwili rozpoczęcia opadu modelowego.

III. Sieć deszczowa zwymiarowana MMN z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia

W celu weryfikacji przepustowości hydraulicznej kanalizacji deszczowej zaprojektowanej

w III. wariancie, obciążono ją również opadem modelowym Eulera typ II (- analogicznie jak

w wariantach I. i II.).

Profil kolektora przedstawiono na rys. 8.16.

Rys. 8.16. Profil kolektora na trasie J3-out w 34. minucie trwania opadu modelowego

- w III. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Praktycznie cały kolektor działa ze swobodnych lustrem ścieków (poza 2 odcinkami - z

kilkucentymetrowym nad piętrzeniem powyżej sklepienia kanału - rys. 8.16).

100

W przypadku wszystkich kanałów bocznych nadpiętrzenia do poziomu terenu również

nie występują - brak wylewów z kanałów. Występują tylko niewielkie nadpiętrzenia (rzędu

kilkudziesięciu centymetrów) na pierwszych odcinkach 2 kanałów bocznych (rys 8.17).

Rys. 8.17. Profil kanału bocznego J5-J3 w 30-tej minucie trwania opadu modelowego

- w III. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Maksymalny modelowy strumień objętości przepływu na ostatnim odcinku kolektora

wynosił Qmax(III) = 6,95 m3/s. Zmienność strumienia na ostatnim odcinku kolektora

przedstawiono na rysunku 8.18.

Rys. 8.18. Hydrogram przepływu ścieków na ostatnim odcinku kolektora J88-out

- w III. wariancie zwymiarowanej kanalizacji deszczowej

Symulowany czas spływu wód deszczowych i opróżniania się kanałów w III. wariancie

kończy się praktycznie po ok. 5,3 godz. od chwili rozpoczęcia opadu modelowego.

8.4. WNIOSKI Z ANALIZ DZIAŁANIA PRZYKŁADOWYCH SIECI

Przeprowadzone badania miały na celu weryfikację, przydatności do bezpiecznego

projektowania kanalizacji deszczowej, metod czasu przepływu:

MGN - z wzorem Błaszczyka,

MGN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia oraz

MMN - z modelem opadów maksymalnych dla Wrocławia.

101

Za kryterium poprawności działania sieci przyjęto brak nadpiętrzeń i wylewów.

Zbiorcze zestawienie wyników wymiarowania i modelowania działania sieci

kanalizacyjnych (dla trzech wariantów) przedstawiono w tabeli 8.5.

Tab. 8.5. Wyniki wymiarowania i modelowania działania przykładowych sieci kanalizacyjnych - w

terenie płaskim w warunkach wrocławskich

Wariant

obliczeń

Parametry projektowe kanalizacji deszczowej Parametry modelowe

Strumień

odpływu

Qm

Objętość

sieci

VK

Wskaźnik

objętości

VKj

Maksymalny

wymiar

kolektora

Maksymalne

zagłębienie

kolektora

Strumień

modelowy

Qmax

Liczba

wylań

Lw

Objętość

wylań

Vw

m3/s m

3 m

3/ha m m p.p.t. m

3/s - m

3

I 1,948 4849 23,9 K1,6 5,99 5,160 71 1291

II 3,049 7234 35,7 K2,0 5,91 6,112 12 20

III 3,700 9825 48,5 K2,2 5,33 6.947 0 0

Przeprowadzone analizy wskazały jednoznacznie, że jedynie MMN - z modelem opadów

maksymalnych dla Wrocławia jest bezpieczną metodą wymiarowania kanalizacji deszczowej

- brak nadpiętrzeń do powierzchni terenu i wylewów z kanalizacji.

MGN - z wzorem Błaszczyka znacznie niedoszacowuje miarodajny do wymiarowania

sieci strumień objętości ścieków deszczowych, ze względu na licznie występujące

nadpiętrzenia (71) i wylania (1291 m3).

Próba zastąpienia w MGN wzoru Błaszczyka, nowym modelem opadów maksymalnych

dla Wrocławia, też nie przyniosła zadawalających wyników - zmalała jedynie liczba

nadpiętrzeń (12) i objętość wylewów z kanalizacji (20 m3).

Po zaniku opadu modelowego w 90 minucie, czas spływu wód deszczowych (retencja

terenowa), a głównie opróżniania się kanałów (retencja kanałowa) trwa jeszcze kilka (3÷4)

godzin, tym dłużej, im większe są średnice kanałów i mniejsze wymagane spadki dna. W tym

czasie system kanalizacyjny nie jest w pełni gotowy do przyjęcia opadu o podobnej

intensywności i czasie trwania co opad modelowy, bowiem kanały są w dalszym ciągu

częściowo wypełnione.

Wylania z kanałów deszczowych są więc nieuchronne, nawet przy zastosowaniu

poprawnych metod do ich wymiarowania, a następnie weryfikacji w modelowaniu

hydrodynamicznym (SWMM), ze względu na stochastyczny (losowy) charakter opadów

deszczu. Chodzi więc o ograniczenie prawdopodobieństwa wystąpienia nadpiętrzeń i

wylewów, które jest do osiągnięcia jedynie w bezpiecznie zwymiarowanych systemach

kanalizacyjnych.

102

8.5. WERYFIKACJA PRZEPUSTOWOŚCI RZECZYWISTEJ KANALIZACJI

Opis zlewni deszczowej osiedla Rakowiec

Osiedle Rakowiec położone jest w centralnej części Wrocławia. W obrębie osiedla

regularnie, do kilku razy w roku, obserwowane jest zjawisko zastoju wód opadowych na

jezdni w ulicach Na Niskich Łąkach oraz Rakowieckiej (rys. 8.19).

Rys. 8.19. Zagospodarowanie przestrzenne terenu osiedla Rakowiec we Wrocławiu

Rys. 8.20. Schemat obliczeniowy kanalizacji deszczowej osiedla Rakowiec

103

Ustawienia programu SWMM

Powierzchnia zlewni deszczowej osiedla wynosi 10,1 ha. Zlewnię podzielono na 37

podzlewni cząstkowych (rys. 8.20). Do powierzchni utwardzonych przypisano: jezdnie

asfaltowe, bruki kamienne i klinkierowe (około 40% powierzchni) oraz dachy (20%).

Natomiast do powierzchni nieutwardzonych przypisano ogrody, zieleńce i trawniki (40%).

Zredukowana – szczelna powierzchnia zlewni wynosi około 6,0 ha.

Następnie określono dla poszczególnych podzlewni – o powierzchniach cząstkowych

Fi [0,014; 1,96] ha, wartości parametrów:

szerokość hydrauliczna W [4; 66] m oraz

średni spadek powierzchni ip [0,1; 0,8]%,

a także ustalono:

wysokość retencji powierzchniowej hp {1,5; 3,0} mm i zastępczy współczynnik

szorstkości np {0,015; 0,020} s/m1/3

- dla powierzchni utwardzonych (w zależności

od stanu technicznego) oraz

hp = 6,0 mm i np = 0,30 s/m1/3

- dla powierzchni nieutwardzonych, na podstawie

literatury [77].

Kolejnymi parametrami jakie wprowadzono do modelu SWMM były dane o infiltracji dla

powierzchni nieutwardzonych. Do modelu Hortona przyjęto: początkową intensywność

infiltracji f0 = 75 mm/h, końcową fc = 10 mm/h oraz stałą recesji k = 4 h-1

.

Założono, że całkowity czas schnięcia w pełni nasyconego gruntu wynosi 7 dni.

Z uwagi na fakt, że wszystkie kanały są betonowe (o średnicach K0,3, K0,5 i K0,6 m),

przyjęto współczynnik szorstkości Manninga na poziomie n = 0,013 s/m1/3

.

Badania symulacyjne działania kanalizacji

W pierwszym etapie badań, do weryfikacji występowania nadpiętrzeń do powierzchni

terenu i wylewów z kanałów zastosowano opady modelowe Eulera typu II o częstości

występowania C = 3 lata i o czasie trwania dwukrotnie przewyższającym czas przepływu w

sieci. Do ich utworzenia wykorzystano model probabilistyczny na maksymalną wysokość

opadów we Wrocławiu, oparty na kwantylu rozkładu prawdopodobieństwa Fishera-Tippetta

typu IIImin.

Na podstawie wstępnych symulacji wyznaczono prędkość przepływu ścieków

deszczowych w kolektorze (przy całkowitym wypełnieniu) na poziomie 0,7 m/s. Stosunkowo

mała prędkość przepływu wynika z małych, a w części kanałów mniejszych od minimalnych

(obliczanych z formuły 1/D) spadków dna.

Czas przepływu ścieków w kolektorze (KD1 o długości 1305 m) oszacowano na poziomie

tp = 30 min. Stąd opad modelowy opracowano dla czasu trwania t = 2tp = 60 min (rys. 8.21).

104

Rys. 8.21. Opad modelowy Eulera typu II o częstości występowania

C = 3 lata i czasie trwania t = 60 min dla Wrocławia

Profil kolektora KD1 w 20. minucie trwania opadu, w której wystąpiły największe

strumienie przepływów i nadpiętrzenia w kolektorze, przedstawiono na rysunku 8.22.

Rys. 8.22. Profil kolektora KD1 w 20. minucie trwania opadu modelowego

o C = 3 lata i t = 60 min

Jak wynika z rysunku 8.22, praktycznie na całej długości kolektora KD1 przepływ ścieków

odbywa się pod ciśnieniem. Występują licznie miejsca krytyczne, w których poziom ścieków

deszczowych osiąga poziom terenu. Podobnie jest w kanałach bocznych (rys. 8.23 i 8.24).

Rys. 8.23. Profil kanału bocznego KD1.1 w 20. minucie trwania opadu modelowego

o C = 3 lata i t = 60 min

105

Rys. 8.24. Profil kanału bocznego KD1.2 w 20. minucie trwania opadu modelowego

o C = 3 lata i t = 60 min

Sumaryczna objętość ścieków, które wylały się z sieci wynosi 450 m3. Największe

symulowane wylania wystąpiły 4 w węzłach: W37 i W42 na KD1.2 oraz W50 i W57 na KD1.

Łącznie, wylania zanotowano aż w 18 węzłach (tab. 8.6).

Tab. 8.6. Miejsca, czasy trwania i objętości wylewów z kanalizacji

dla opadu modelowego o C = 3 lata i t = 60 min

Lp. Węzeł

obliczeniowy

Czas trwania

wylewów, h

Objętość

wylewów, m3

1 W21 0,07 5

2 W23 0,08 2

3 W24 0,08 2

4 W29 0,10 8

5 W30 0,07 2

6 W31 0,11 7

7 W33 0,06 2

8 W34 0,02 2

9 W36 0,10 7

10 W37 0,90 178

11 W38 0,17 2

12 W42 0,84 100

13 W43 0,11 5

14 W44 0,04 2

15 W45 0,02 2

16 W50 0,22 48

17 W54 0,10 11

18 W57 0,46 65

Suma objętości wylewów: 450

Analizowany system kanalizacji deszczowej nie spełnia zatem wymagań normy PN-EN

752. Postawiono tezę, że nadpiętrzenia do poziomu terenu występować będą tutaj

statystycznie częściej niż raz na 3 lata, co w konsekwencji może prowadzić do dużych

wylewów częściej niż raz na 20 lat.

W tym celu obciążono zlewnię opadem modelowym Eulera o częstości występowania C =

1 rok i czasie trwania t = 60 min. Opracowany opad modelowy charakteryzuje się mniejszą

maksymalną intensywnością 76,3 mm/h.

106

Rys. 8.25. Profil kolektora KD1 w 22. minucie trwania opadu modelowego o C = 1 rok i t = 60 min

Na rysunku 8.25 przedstawiono profil kolektora KD1 w 22. minucie czasu trwania opadu

modelowego. Pomimo znacznego obniżenia maksymalnej intensywności opadu ze 101,7

mm/h do 76,3 mm/h (w porównaniu z C = 3 lata) kolektor w dalszym ciągu działa pod

ciśnieniem na znacznej swej długości.

Sumaryczna objętości wylewów z sieci wynosi 138 m3. Łącznie wylania zanotowano już

„tylko” w 6 węzłach (tab. 8.6).

Tab. 8.7. Miejsca, czasy trwania i objętości wylewów z kanalizacji

dla opadu modelowego o C = 1 rok i t = 60 min

Lp. Węzeł

obliczeniowy

Czas trwania

wylewów, h

Objętość

wylewów, m3

1 W34 0,02 2

2 W37 0,73 95

3 W42 0,49 14

4 W43 0,04 2

5 W50 0,10 11

6 W57 0,14 14

Suma objętości wylewów: 138

Z przeprowadzonej analizy działania kanalizacji dla C = 1 rok wynika, że nadpiętrzenia i

wylewy mogą występować jeszcze częściej - kilka razy w roku, co potwierdzają obserwacje

mieszkańców osiedla. Należało to udowodnić w modelowaniu.

Probabilistyczny model opadów maksymalnych dla Wrocławia (8.3) dotyczy deszczy o

częstości występowania deszczy od C = 1 rok do C = 100 lat. Nie nadaje się zatem do

wyznaczenia wysokości opadu o powtarzalności rzędu kilka razy w roku.

W monografii [77] opracowano model fizykalny opadów maksymalnych dla zakresu

C < 1 rok, postaci:

Ctth ln))ln(430,100415,0()ln(824,30645,0max (8.4)

gdzie:

hmax - maksymalna wysokość opadu, mm,

t - czas trwania opadu deszczu: t [5; 120] minut,

C - częstość występowania opadu z przewyższeniem: C [0,1; 1) lat.

107

W pierwszej kolejności, zlewnię deszczową obciążono opadem modelowym Eulera

zdarzającym się dwa razy w roku, tj. o C = 0,5 roku. Na rysunku 8.26 przedstawiono profil

kolektora w 25. minucie trwania opadu modelowego.

Rys. 8.26. Profil kolektora KD1 w 25. minucie trwania opadu modelowego o C = 0,5 roku i t = 60 min

W wyniku zmniejszenia intensywności deszczu modelowego nastąpiła wyraźna poprawa

warunków hydraulicznych działania sieci. Jednak w 2 węzłach (W37 i W57) występują w

dalszym ciągu wylania. Sumaryczna objętość wylewów zmniejszyła się do 39 m3 (tab. 8.8).

Tab. 8.8. Miejsca, czasy trwania i objętości wylewów z kanalizacji

dla deszczu o C = 0,5 roku i t = 60 minut

Lp Węzeł

obliczeniowy

Czas trwania

wylewów, h

Objętość

wylewów, m3

1 W37 0,38 35

5 W57 0,11 4

Suma objętości wylewów: 39

W przypadku częstości opadu modelowego o C = 0,25 roku, tj. występującego 4 razy w

roku, i czasie trwania opadu t = 60 min symulacje hydrodynamiczne wykazały już brak

nadpiętrzeń do poziomu terenu we wszystkich węzłach obliczeniowych (studzienkach) [77].

Propozycja modernizacji badanej kanalizacji

W monografii [77] wykazano, że wydłużanie czasu trwania (t) opadów modelowych

Eulera typu II względem czasu przepływu (tp) w sieci, w zakresie od t = 2tp do t = 4tp

powoduje istotny wzrost objętości wylewów z kanałów.

Do modernizacji kanalizacji deszczowej na osiedlu Rakowiec - poprzez budowę

zbiorników retencyjnych, zastosowano opady modelowe o C = 3 lata i t = 4tp = 120 min.

Opady takie powodować będą największą objętość wylewów - którą należy zretencjonować.

108

W wyniku symulacji stwierdzono, że w porównaniu z opadem o t = 60 min, dla t = 120

min nastąpił wzrost objętości wylewów o 20% - z 450 m3 do 537 m

3 (tab. 8.9). Objętość tę

należy więc zretencjonować w zbiornikach - aby nie było żadnych wylewów z kanałów.

Tab. 8.9. Miejsca, czasy trwania i objętości wylewów z kanalizacji

dla opadu modelowego o C = 3 lata i t = 120 min

Lp. Węzeł

obliczeniowy

Czas trwania

wylewów, h

Objętość

wylewów, m3

1 W20 0,07 3

2 W21 0,09 7

3 W23 0,09 3

4 W24 0,09 3

5 W28 0,10 2

6 W29 0,13 10

7 W30 0,13 3

8 W31 0,14 7

9 W36 0,13 9

10 W37 1,40 195

11 W38 0,26 4

12 W39 0,25 13

13 W42 1,05 119

14 W43 0,19 7

15 W50 0,27 64

16 W54 0,13 11

17 W57 0,41 77

Suma objętości wylewów: 537

W celu odciążenia hydraulicznego kanalizacji deszczowej na osiedlu Rakowiec

zaproponowano zastosowanie ziemnych zbiorników retencyjnych, zlokalizowanych w

nieckach terenowych - w rejonach występowania dużych wylewów z kanałów.

Obliczenie objętości czynnej takich zbiorników metodami analitycznymi [102] nie ma tutaj

zastosowania, ze względu niedostateczną przepustowość sieci, tj. zbyt małe średnice i spadki

dna kanałów, co wykazano w pracy [77].

Wariantowano więc liczbę i lokalizację zbiorników, ze względu na wymaganą minimalną

objętość retencyjną - przy kryterium braku wylewów w sieci.

Ostatecznie zaproponowano zastosowanie trzech zbiorników, zlokalizowanych w pobliżu

węzłów (rys. 8.27):

W57 - zbiornik retencyjny ZR I na kolektorze KD1,

W39 - ZR II na kanale bocznym KD1.2 i

W25 - ZR III na kolektorze KD1.

109

Rys. 8.27. Lokalizacja zbiorników retencyjnych w zlewni deszczowej osiedla Rakowiec

W wyniku przeprowadzonych symulacji ustalono niezbędne objętości zbiorników na:

V(I) = 90 m3, V(II) = 270 m

3 i V(III) = 305 m

3. Łącznie 665 m

3 (> 537 m

3 - z wylewów).

Na rysunku 8.28 przedstawiono profil kolektora KD1 z nadpiętrzeniami - ale już bez

wylewów ze zmodernizowanego systemu kanalizacji deszczowej osiedla.

Rys. 8.28. Profil kolektora KD1 w 40. minucie trwania opadu modelowego Eulera

o C = 3 lata i t = 120 min – po modernizacji kanalizacji

W przypadku kanałów bocznych, przepływ ciśnieniowy występuje na znacznej długości

tych kanałów, jednak również bez nadpiętrzeń do poziomu terenu – rys. 8.29 i 8.30.

110

Rys. 8.29. Profil kanału bocznego KD1.1 w 40. minucie trwania opadu modelowego

o C = 3 lata i t = 120 min – po modernizacji kanalizacji

Rys. 8.30. Profil kanału bocznego KD1.2 w 40. minucie trwania opadu modelowego

o C = 3 lata i t = 120 min – po modernizacji kanalizacji

Wyznaczone lokalizacje i objętości zbiorników - sumarycznie 665 m3 (w przeliczeniu

około 110 m3 na hektar szczelnej powierzchni zlewni) gwarantują poprawne działanie sieci.

Uzasadniono tym samym potrzebę modernizacji przedmiotowej kanalizacji w

dostosowaniu do wymagań PN-EN 752:2008.

111

9. WPŁYW ZMIAN KLIMATU NA DZIAŁANIE KANALIZACJI

W PRZYSZŁOŚCI

Wprowadzenie

Jak już wspomniano ( na 1. i 4. wykładzie), obserwowane w XX wieku ocieplenie klimatu

nie pozostaje bez wpływu na wysokość i intensywność opadów. Wzrost średniej rocznej

temperatury globu wywołuje m.in. zwiększoną cyrkulację wody w cyklu hydrologicznym i

nasilenie się ekstremalnych zjawisk pogodowych (susze, powodzie, trąby powietrzne).

Z powodu globalnych zmian klimatycznych będzie się zmieniać wysokość opadów

lokalnych. Stąd też w przyszłości wystąpi więcej zdarzeń intensywnych opadów, które mogą

powodować lokalne szkody na obszarach zurbanizowanych.

Obecny stan prawny nakłada na projektantów systemów kanalizacyjnych obowiązek

bezpiecznego ich wymiarowania, tj. z uwzględnieniem najnowszej dostępnej wiedzy (BAT).

Odpowiednie planowanie zaradcze w celu zminimalizowania negatywnych skutków

wylewów są więc już dziś pilnie potrzebne, bowiem budowane obecnie systemy odwodnień

terenów powinny sprawdzać się w działaniu w horyzoncie czasowym 2100 roku.

Biorąc pod uwagę obecną wiedzę na temat trendów zmian klimatu do 2100 roku,

dostosowanie typowych opadów projektowych do bezpiecznego wymiarowania i

modelowania odwodnień terenów można dokonać poprzez korektę częstości występowania

współczesnych opadów projektowych - zredukować je dwukrotnie.

Na tej podstawie zostały już zmienione wytyczne do projektowania zbiorników

retencyjnych i identyfikacji przeciążeń hydraulicznych miejskich systemów kanalizacyjnych

w Belgii, Szwecji czy Niemczech.

Niezbędne są jednak dalsze badania, w tym Polsce, dotyczące uprawdopodobnienia się

wysokiego scenariusza wzrostu intensywności opadów w przyszłości. Badania takie podjęto

na PWr.

W celu rozpoznania trendów zmian lokalnych opadów deszczowych we Wrocławiu,

analizie poddano szeregi czasowe danych pluwiograficznych z 50 lat (1960÷2009) odnośnie:

rocznych wysokości opadów,

wysokości w ciepłym półroczu (maj-październik),

liczby dni deszczowych w roku i w sezonie (V-X), oraz

przedziałowych wysokości (intensywności) opadów maksymalnych o czasie trwania t

[5, 4320] minut.

Materiałem badawczym były archiwalne pluwiogramy ze stacji IMGW we Wrocławiu

(dzielnica Starachowice) za lata 1960-2009.

112

Zmiany rocznych i sezonowych wysokości opadów w okresie 1960-2009

W tabeli 9.1 zestawiono wybrane informacje statystyczne obejmujące takie parametry

opadów (1960-2009), jak: suma wysokości w danym roku i w sezonie pluwiograficznym V-

X, a także liczba dni z opadem w roku i w sezonie V-X.

Tab. 9.1. Zestawienie danych pomiarowych opadów ze stacji Wrocław-Strachowice

Rok

Wysokość opadów w: Liczba dni z opadem w:

roku sezonie V-X roku sezonie V-X

mm dni 1960 625,0 453,7 161 88

1961 620,8 381,2 157 80

1962 516,8 316,2 150 77

1963 513,1 398,7 130 72

1964 586,5 391,5 134 64

1965 529,2 364,4 163 74

1966 649,7 435,0 164 70

1967 570,8 367,7 158 69

1968 586,5 396,6 180 95

1969 405,3 269,0 125 56

1970 765,1 498,6 190 85

1971 665,5 435,7 160 68

1972 633,9 449,9 145 77

1973 500,4 328,8 154 72

1974 773,7 532,5 174 102

1975 689,9 519,9 128 62

1976 685,7 444,7 146 58

1977 776,2 540,7 162 79

1978 650,8 452,9 161 88

1979 592,0 343,7 150 63

1980 622,1 447,5 168 85

1981 643,0 439,9 177 79

1982 380,8 236,0 119 57

1983 522,5 324,1 158 58

1984 522,4 417,2 155 90

1985 598,0 381,4 178 80

1986 657,0 477,7 156 75

1987 569,1 352,2 166 82

1988 524,1 307,5 170 73

1989 441,9 264,5 144 70

1990 431,8 262,5 163 78

1991 460,8 281,8 149 72

1992 461,1 229,1 154 57

1993 556,5 357,0 165 81

1994 423,9 211,3 163 70

1995 638,8 489,6 158 73

1996 498,6 394,3 152 89

1997 629,9 471,9 160 81

1998 565,2 384,4 167 89

1999 449,3 250,6 170 75

2000 533,1 327,4 158 73

2001 619,3 444,3 175 86

2002 493,2 333,1 142 73

2003 417,0 306,0 118 69

2004 446,2 249,4 160 82

2005 544,5 333,0 154 71

2006 631,0 412,3 157 74

2007 562,8 361,9 176 85

2008 470,4 252,8 153 66

2009 723,2 514,6 183 97

Średnio 568 377 157 76

113

Za wyjściowy do porównań przyjęto okres hydrologiczny 30 lat (1960-1989), który

następnie wydłużono do 40 lat (1960-1999), a następnie do 50 lat (1960-2009).

Badane zależności opisano funkcją liniową, postaci: y = a + bx, dla x = 30, 40 i 50 lat.

Poziom istotności korelacji określano za pomocą wartości testu F.

Trendy zmian wysokości opadu rocznego oraz w sezonie V-X w latach 1960-2009

podano w tabeli 9.2 oraz przedstawiono na rysunku 9.1.

Tab. 9.2. Dane statystyczne trendów zmian wysokości opadów rocznych

oraz sezonowych V-X w latach 1960-2009

Okres,

lata

Liczba

danych

Trend opadów rocznych Trend opadów sezonowych V-X

a b F-value poziom

istotności a b F-value

poziom

istotności 1960-1989 30 613 -1,24 0,348 44% 419 -1,29 0,586 55%

1960-1999 40 628 -2,67 4,12 95% 427 -2,18 3,46 93%

1960-2009 50 615 -1,85 3,87 95% 418 -1,63 3,85 94%

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

150

200

250

300

350

400

450

500

550

600

650

700

750

800

850

h, m

m

year

Rys. 9.1. Trendy zmian wysokości opadów rocznych oraz sezonowych V-X

w okresach 1960-1989, 1960-1999 i 1960-2009

Podobnie zbadano trendy zmian liczby dni deszczowych w roku oraz w sezonie V-X w

latach 1960-2009 - co podano w tabeli 9.3 i przedstawiono na rysunku 9.2.

Tab. 9.3. Dane statystyczne trendów zmian liczby dni deszczowych w roku oraz w sezonie V-X

w latach 1960-2009

Okres,

lata

Liczba

danych

Trend liczby dni deszczowych w roku Trend liczby dni deszczowych w sezonie V-X

a b R F-value poziom

istotności a b R F-value

poziom

istotności 1960-1989 30 153 0,231 0,120 0,406 47% 75,9 -0,0623 0,0474 0,0630 20%

1960-1999 40 152 0,226 0,175 1,20 72% 74,5 0,0402 0,0428 0,0697 21%

1960-2009 50 154 0,142 0,132 0,856 64% 74,0 0,0710 0,0970 0,456 50%

114

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

50

60

70

80

90

100

110

120

130

140

150

160

170

180

190

200

liczb

a d

ni d

eszczo

wych

year

Rys. 9.2. Trendy zmian liczby dni deszczowych w roku oraz w sezonie V-X

w okresach 1960-1989, 1960-1999 i 1960-2009

Jakościowo, w miarodajnym - najdłuższym okresie 50 lat obserwacji (1960-2009),

malejący trend zmian rocznej wysokości opadów okazał się bardzo istotny statystycznie (na

poziomie 95%), przy mniej istotnym (64%) wzrostowym trendzie liczby dni deszczowych w

roku.

Ilościowo: trend spadkowy rocznych wysokości opadów - z ok. 615 mm do ok. 522 mm,

przy trendzie wzrostowym liczby dni deszczowych - z ok. 154 do ok. 161.

Zmiany intensywności opadów maksymalnych w latach 1960-2009

Opracowując pluwiogramy pod kątem maksymalnych opadów deszczowych ograniczono

zakres ich analizy do 6 miesięcy - od maja do października (V-X).

Do wyodrębnienia silnych deszczy zastosowano kryterium wysokości opadów: h ≥ 0,75t0,5

- w 16 przedziałach czasowych ich trwania t [5, 4320] minut.

Przyjęto liniowy charakter badanych zależności zmian przedziałowych wysokości opadów

maksymalnych - w szeregach czasowych z okresu 1960-2009 (y = a + bx; gdzie: y = hi, dla i =

1, 2, 3, …, 16, oraz x = 50).

Dane statystyczne badanych trendów zmian podano w tabeli 9.4 i zobrazowano na 16

rysunkach 9.3a-p.

115

Tab. 9.4. Dane statystyczne trendów zmian przedziałowych wysokości opadów

maksymalnych w okresie 1960-2009

Nr

przedziału t, min

Liczba

danych a b F-value

Poziom

istotności 1 5 386 3,91 -0,00514 0,499 52%

2 10 391 5,34 0,00481 0,214 36%

3 15 373 6,54 0,00759 0,313 42%

4 30 332 8,50 0,0211 1,08 70%

5 45 299 10,3 0,00831 0,114 26%

6 60 267 11,2 0,0180 0,416 48%

7 90 251 13,2 0,0106 0,116 27%

8 120 239 14,9 0,00182 0,00288 4%

9 180 201 17,1 0,0225 0,326 43%

10 360 166 22,4 0,0458 0,912 66%

11 720 123 31,1 0,0411 0,399 47%

12 1080 96 38,5 0,0508 0,330 43%

13 1440 90 43,4 0,0371 0,143 29%

14 2160 77 50,1 0,0607 0,249 38%

15 2880 71 54,3 0,153 1,26 74%

16 4320 49 65,6 0,197 1,02 68%

t = 5 min 10 min

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

2

4

6

8

10

12

14

h, m

m

year

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

h, m

m

year

15 min 30 min

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

h, m

m

year

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

5

10

15

20

25

30

35

h, m

m

year

116

45 min 60 min

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

5

10

15

20

25

30

35

40h

, m

m

year

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

5

10

15

20

25

30

35

40

h, m

m

year

90 min 120 min

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

h, m

m

year

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

55

60h

, m

m

year

180 min 360 min

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

55

60

65

h, m

m

year

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

10

15

20

25

30

35

40

45

50

55

60

65

h, m

m

year

117

720 min 1080 min

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

15

20

25

30

35

40

45

50

55

60

65h

, m

m

year

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

20

25

30

35

40

45

50

55

60

65

70

75

h, m

m

year

1440 min 2160 min

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

20

25

30

35

40

45

50

55

60

65

70

75

80

85

h, m

m

year

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

30

40

50

60

70

80

90

100h

, m

m

year

2880 min 4320 min

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

30

40

50

60

70

80

90

100

110

h, m

m

year

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

40

50

60

70

80

90

100

110

120

h, m

m

year

Rys. 9.3a-p. Trendy zmian przedziałowych wysokości opadów maksymalnych

w okresie 1960-2009 we Wrocławiu

118

Badane trendy zmian wysokości opadów maksymalnych w okresie 1960-2009 są rosnące

w 15 przedziałach czasowych ich trwania - na poziomie istotności od 4 do 70% (średnio ok.

50%).

Jedynie w 5-ciominutowym przedziale stwierdzono odwrotny trend - na poziomie

istotności 52%. Zmierzone wysokości opadów w najkrótszym przedziale czasowym trwania

opadów są jednak najmniej wiarygodne, ze względu na małą dokładność pomiaru wysokości

ekstremalnie intensywnych opadów, zwłaszcza zarejestrowanych w ostatnich latach (RG-50).

Analizując szczegółowo np. najdłuższy przedział czasu t = 4320 minut okazuje się, że są

lata „suche”, w których nie odnotowano ani jednego deszczu przewyższającego przyjęte

kryterium wysokości h = 0,75t0,5

= 65,6 mm (dotyczy to lat: 1962, 1965, 1966, 1968, 1969,

1973, 1982, 1987, 1988, 1989, 1990, 1993, 1994, 1999, 2000, 2004, 2005, 2007 i 2008).

Następnie zbadano ogólny trend zmian wysokości opadów - z wszystkich przedziałów

czasowych ich trwania, w rozbiciu na 3 okresy lat: 1960-1989, 1960-1999 i 1960-2009.

Wyniki obliczeń przedstawiono w tabeli 9.5.

Tab. 9.5. Dane statystyczne ogólnych trendów zmian przedziałowych wysokości opadów

maksymalnych w latach 1960-2009 we Wrocławiu Okres,

lata

Liczba

lat

Liczba

danych a b F-value

poziom

istotności 1960-1989 30 2059 14,7 0,0236 0,318 43%

1960-1999 40 2719 14,3 0,0604 5,07 98%

1960-2009 50 3411 14,6 0,0373 3,77 95%

Dla najkrótszego okresu 30 lat (1960-1989) stwierdzono wzrostowy trend średnich

wartości przedziałowych wysokości (intensywności) opadów maksymalnych jednak na mało

istotnym poziomie 43%, ale już dla okresów 40 i 50 lat (1960-1999 i 1960-2009) wykazano

bardzo istotne statystycznie trendy wzrostowe - odpowiednio na poziomie 98 i 95% (rys. 4).

1955 1960 1965 1970 1975 1980 1985 1990 1995 2000 2005 2010 2015

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

h, m

m

year

Rys. 9.4. Ogólny trend zmian średnich wartości przedziałowych wysokości

opadów maksymalnych (h ≥ 0,75t0,5

) w okresie 50 lat (1960-2009) we Wrocławiu

119

Biorąc za podstawę wzór na ogólny trend określony dla najdłuższego okresu (y = 14,6+

0,0373x), to w latach 1960÷2009 (x = 50) nastąpił wzrost średnich wartości przedziałowych

wysokości opadów maksymalnych o ok. 13%, co ekstrapolując liniowo np. dla x = 100 lat

(na 2059 rok) otrzymamy wzrost o ok. 26% - odpowiada to prawie dwukrotnemu wzrostowi

częstości opadów (Ilościowo: wzrost z ok. 14,6 mm (1960) do ok. 16,5 mm (2009) i do ok.

18,3 mm (2059)).

Prezentowane wyniki badań dają podstawę do zmiany częstości obecnych opadów,

przyjmowanych za kryterialne do weryfikacji przeciążeń w systemie kanalizacyjnym

Wrocławia w przyszłości.

Do przeprowadzenia takiej - szczegółowej analizy statystycznej posłużono się

probabilistycznym modelem opadów maksymalnych (8.1), na podstawie którego obliczono

graniczne wartości przedziałowych wysokości opadów dla częstości występowania od raz na

rok (p = 1, C = 1 rok) do raz na 10 lat (p = 0,1, C = 10 lat).

Następnie pogrupowano zmierzone - przedziałowe wysokości opadów maksymalnych z lat

1960-2009 dla czterech klas częstości występowania: C ≥ 1 (p ≤ 1), C ≥ 2 (p ≤ 0,5), C ≥ 5 (p

≤ 0,2) oraz C ≥ 10 (p ≤ 0,1).

Zbadane trendy zmian w okresie 1960-2009 podano w tabeli 9.6 i zilustrowano na

rysunkach 9.5a÷d.

Tab. 9.6. Dane statystyczne trendów zmian wysokości opadów maksymalnych dla częstości

występowania we Wrocławiu w okresie 1960-2009. Częstości

występowania

Liczba

danych a b F-value

Poziom

istotności C ≥ 1 rok 804 33,0 0,0534 1,05 69%

C ≥ 2 lata 397 37,7 0,0986 1,31 75%

C ≥ 5 lat 198 37,3 0,323 5,43 98%

C ≥ 10 lat 108 38,2 0,524 6,63 99%

C ≥ 1 rok C ≥ 2 lata

0 10 20 30 40 50

0

20

40

60

80

100

120

h, m

m

lata

0 10 20 30 40 50

0

20

40

60

80

100

120

B

A

120

C ≥ 5 lat C ≥ 10 lat

0 10 20 30 40 50

0

20

40

60

80

100

120

B

A

0 10 20 30 40 50

0

20

40

60

80

100

120

B

A

Rys. 5a-d. Trendy zmian przedziałowych wysokości opadów maksymalnych dla częstości

występowania we Wrocławiu w okresie 1960-2009

W wyniku przeprowadzonych analiz stwierdzono, że w okresie 50 lat (1960-2009) we

Wrocławiu wystąpił wzrostowy trend wysokości opadów w 4 klasach częstości ich

występowania, a mianowicie:

dla C ≥ 1 rok o ok. 8%,

dla C ≥ 2 lata o ok. 13%,

dla C ≥ 5 lat o ok. 43% oraz

dla C ≥ 10 lat o ok. 68%.

Ekstrapolując te trendy (z tab. 9.6) na 2059 rok otrzymamy wzrosty, względem 1960 roku,

odpowiednio o 16, 26, 86 i 136%.

Podsumowanie i wnioski

Kanalizacja deszczowa projektowana jest zwykle na perspektywę co najmniej 50÷100 lat.

Nie jest możliwe osiągnięcie w pełni niezawodnego jej działania, obecnie jak i w przyszłości,

ze względu na losowy charakter opadów. Chodzi więc o ograniczenie częstości występowania

wylewów (wg zaleceń EN 752:2008), które jest do osiągnięcia jedynie w bezpiecznie

zaprojektowanych systemach kanalizacyjnych. Wymiarując dzisiejsze kanały powinniśmy

uwzględniać prognozowane scenariusze zmian klimatycznych w perspektywie 2100 roku.

Przeprowadzone badania pozwoliły na wyciągnięcie szeregu wniosków o znaczeniu

poznawczym i praktycznym:

Dla okresu 50 lat obserwacji (1960-2009) stwierdzono, na wysokim poziomie

istotności statystycznej (95%), malejący trend rocznych wysokości opadów i

wzrostowy trend liczby dni deszczowych w roku (64%) we Wrocławiu.

Odnośnie opadów maksymalnych wykazano bardzo istotny statystycznie wzrostowy

trend częstości ich występowania w okresie 1960-2009 we Wrocławiu.

121

Do bezpiecznego wymiarowanych systemów kanalizacji deszczowej we Wrocławiu,

wg obecnych standardów (EN 752:2008, DWA-A118:2006) i obecnych wzorców

(modeli) opadów maksymalnych, należy zmienić częstości deszczy do symulacji

występowania nadpiętrzeń i wylewów.

Niezbędne są jednak dalsze badania, w tym zwłaszcza dotyczące uprawdopodobnienia się

wysokiego scenariusza wzrostu intensywności opadów w przyszłości.

SPIS LITERATURY I NORM Z ZAKRESU KANALIZACJI (2012)

1. Arbeitsblatt ATV-A105P: Wybór systemu odwadniającego. Gfa, Hennef 1997.

2. Arbeitsblatt ATV-A110: Richtlinien für die hydraulische Dimensionierung und den

Leistungsnachweis von Abwasserkanälen und -Leitungen. Gfa, Hennef 1988.

3. Arbeitsblatt ATV-A111P: Wytyczne do wymiarowania i sprawdzania przepustowości urządzeń

odciążających w systemach kanalizacyjnych. GfA, Hennef 1994.

4. Arbeitsblatt ATV-A112P: Wytyczne do hydraulicznego wymiarowania budowli specjalnych w

kanałach i przewodach ściekowych i obliczenia sprawdzające. Gfa, Hennef 1998.

5. Arbeitsblatt ATV-A116P: Specjalne systemy kanalizacji. Kanalizacja podciśnieniowa i

kanalizacja ciśnieniowa. Gfa, Hennef 1992.

6. Arbeitsblatt ATV-A118: Hydraulische Bemessung und Nachweis von Entwässerungssystemen.

Gfa, Hennef 1999.

7. Arbeitsblatt ATV-A128: Richtlinien für die Bemessung und Gestaltung von Regenentlastungs-

anlagen in Mischwasserkanälen. GfA, Hennef 1998.

8. Arbeitsblatt ATV-A140P: Zasady eksploatacji kanałów ściekowych. Gfa, Hennef 1990.

9. Arbeitsblatt ATV-A200P: Zasady usuwania ścieków z terenów o zabudowie rozproszonej. Gfa,

Hennef 1997.

10. Arbeitsblatt DVWK-A117: Bemessung von Regenrückhalteräumen. Gfa, Hennef 2006.

11. Bagarello W., Ferro V., Provenzano G., Pumo D.: Experimental study on flow-resistance law for

small-diameter plastic pipes. Journal of Irrigation and Drainage Eng. 1995, no. 10-11, s. 313-

316.

12. Bartels H., Malitz G., Asmus S. und andere: Starkniederschlagshöhen für Deutschland.

KOSTRA. Selbstverlag des Deutschen Wetterdienstes. Offenbach am Main 1997.

13. Bellin A., Fiorotto V.: Direct dynamic force measurement on slabs in spillway stilling basins.

Journal of Hydraulic Engineering 1995, vol. 121, no. 10, s. 686-693.

14. Ben-Zvi A.: Rainfall intensity-duration-frequency relationships derived from large partial

duration series. Journal of Hydrology 2009, vol. 367 (no. 1-2), s. 104-114.

15. Biedugnis S., Miłaszewski R.: Metody optymalizacyjne w wodociągach i kanalizacji. PWN,

Warszawa 1993.

16. Bień J., Cholewińska M.: Kanalizacja ciśnieniowa i podciśnieniowa. Wydawnictwo Politechniki

Częstochowskiej, 1995.

17. Błaszczyk W.: Spływy deszczowe w sieci kanalizacyjnej (Wytyczne do normatywu). Gaz,

Woda i Technika Sanitarna nr 9, 1954, s. 262-271.

18. Błaszczyk W., Roman M., Stamatello H.: Kanalizacja. Tom I. Arkady, Warszawa 1974.

19. Błaszczyk W., Stamatello H.: Budowa miejskich sieci kanalizacyjnych. Arkady, Warszawa

1975.

20. Błaszczyk W., Stamatello H., Błaszczyk P.: Kanalizacja. Sieci i pompownie. Arkady, Warszawa

1983.

21. Błaszczyk P., Nowakowska-Błaszczyk A.: Zrównoważone gospodarowanie wodami

deszczowymi na terenach zurbanizowanych. VI Zjazd Kanalizatorów Polskich POLKAN’07,

Łódź 6÷7.12.2007. Monografie Komitetu Inżynierii Środowiska PAN, 2007, vol. 46, s. 51-61.

22. Błażejewski R.: Kanalizacja wsi. Wydawnictwo PZITS, Poznań 2003.

23. Błażejewski R.: Stan kanalizacji na terenach niezurbanizowanych w Polsce i perspektywy jej

rozwoju. Przegląd Komunalny 2007, nr 11 (Zeszyty Komunalne 2007, nr 10(57)), s. 83-86.

24. Bogdanowicz E., Stachy J.: Maksymalne opady deszczu w Polsce. Charakterystyki projektowe.

Materiały badawcze, Seria: Hydrologia i Oceanologia, nr 23. Instytut Meteorologii i Gospodarki

Wodnej, Warszawa 1998.

25. Borysewicz R.: Obsługa separatorów substancji ropopochodnych, osadników wielostrumienio-

wych i metody utylizacji usuwanych z nich odpadów. Seminarium IOŚ nt. Odprowadzanie wód

opadowych z terenów zurbanizowanych - problemy prawne, techniczne i ekologiczne,

Jachranka 30.05-01.06.1999 r.

26. Brombach H.: Abflusssteuerung von Regenwasserbehandlungsanlagen. Wasserwirtschaft 1982,

H. 2, s. 44-52.

KANALIZACJA I

123

27. Brown G. O.: The history of the Darcy-Weisbach equation for pipe flow resistance.

Environmental and Water Resources History, American Society of Civil Eng. (ASCE) 2002, s.

34-43.

28. Burszta-Adamiak E.: Eksploatacja urządzeń do infiltracji wód opadowych. Gaz, Woda i

Technika Sanitarna 2008, nr 3.

29. Burszta-Adamiak E., Łomotowski J.: Badania oporu hydraulicznego warstwy zakolmatowanej

podczas okresowej infiltracji wody do gruntu. Ochrona Środowiska 2008, nr 1.

30. Chapman D. N., et al.: Research Needs for On-line Replacement Techniques. The University of

Birmingham, Infrastructure Engineering and Management Research Centre. Civil Engineering.

Birmingham, 2004.

31. Chomicz K.: Normy opadowe dla potrzeb kanalizacji miast. Gospodarka Wodna nr 10, 1953, s.

377-382.

32. Chudzicki J.: Obliczenia hydrauliczne przewodów kanalizacyjnych w świetle norm EN752 i

EN12056. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2003, nr 3, s. 91-95.

33. Chudzicki J., Sosnowski S.: Instalacje kanalizacyjne, projektowanie, wykonanie i eksploatacja.

Wyd. Seidel-Przywecki (ISBN 83-919449-0-5), Warszawa 2004.

34. Ciepielowski A., Dąbkowski S. L.: Metody obliczeń przepływów maksymalnych w małych

zlewniach rzecznych (z przykładami). Oficyna Wyd. Projprzem-EKO, Bydgoszcz 2006.

35. Cisowska I., Kotowski A.: The local resistance in plastic pipe fittings. Environment Protection

Engineering 2004, vol. 30, nr 1/2, s. 75-87.

36. Cisowska I., Kotowski A.: Studies of hydraulic resistance in polypropylene pipes and pipe

fittings. Foundations of Civil and Environmental Engineering 2006, nr 8, s. 37-57.

37. Colebrook C. F., White C. M.: Experiments with fluid friction in roughened pipes. Proceedings

of the Royal Society 1937, vol. 161, no. A 903.

38. Cunnane C.: Unbiased plotting positions - a review. Journal of Hydrology 1978, no. 37.

39. Çengly Y. A., Cimbala J. M.: Fluid Mechanics. Fundamental and aplications, McGrow-Hill,

Boston 2006.

40. Dąbrowski W.: Oddziaływanie sieci kanalizacyjnych na środowisko. Wydaw. Politechniki

Krakowskiej, Kraków 2004.

41. Dąbrowski W.: Ocena wielkości ładunków zrzucanych przez przelewy burzowe. Gaz, Woda i

Technika Sanitarna 2007, nr 3, s. 22-25.

42. Dąbrowski W.: Strategia postępowania z przelewami burzowymi. Gaz, Woda i Technika

Sanitarna 2007, nr 6, s. 13-19.

43. Dąbrowski W.: Przewidywanie, obliczanie i pomiar krotności działania przelewów burzowych.

Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2007, nr 11, s. 19-22.

44. Dąbrowski W.: Rola retencji terenowej w ograniczaniu spływów powierzchniowych na

przykładzie pola golfowego. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2007, nr 12, s. 17-21.

45. Denczew S., Królikowski A.: Podstawy nowoczesnej eksploatacji układów wodociągowych i

kanalizacyjnych. Arkady, Warszawa 2002.

46. Dzienis L., Królikowski A.: Wodociągi i kanalizacje wiejskie. Wydawnictwo Politechniki

Białostockiej, 1991.

47. Dziopak J.: Analiza teoretyczna i modelowanie wielokomorowych zbiorników kanalizacyjnych.

Monografia nr 125. Politechnika Krakowska 1992.

48. Dziopak J.: Postęp w efektywnych sposobach retencjonowania ścieków w kanalizacyjnych

zbiornikach retencyjnych. IV Zjazd Kanalizatorów Polskich POLKAN’99. Łódź, 8-10 listopada

1999, s. 115-125.

49. Dziopak J.: Modelowanie wielokomorowych zbiorników retencyjnych w kanalizacji. Oficyna

Wyd. Politechniki Rzeszowskiej (ISBN 83-7199-293-9), 2004.

50. Dziopak J.: Postęp w metodologii wymiarowania wielokomorowych zbiorników retencyjnych w

kanalizacji. VI Zjazd Kanalizatorów Polskich POLKAN’07, Łódź 6÷7.12.2007. Monografie

Komitetu Inżynierii Środowiska PAN, 2007, vol. 46, s. 141-151.

51. Dziopak J., Słyś D.: Modelowanie zbiorników klasycznych i grawitacyjno-pompowych w

kanalizacji. Oficyna Wyd. Politechniki Rzeszowskiej, 2007.

KANALIZACJA I

124

52. Dziopak J., Hypiak J.: Analiza metodologii wymiarowania kanalizacji ogólnospławnej. Zeszyty

Naukowe Politechniki Rzeszowskiej, Budownictwo i Inżynieria Środowiska 2011, z. 58 (nr 2),

s. 21-34.

53. Ebert F.: Zur turbulenten Durchströmung einer flachen kreiszylindrischen Kammer. Acta

Mechanica 1977, Nr 25, s. 241-256.

54. Edel R.: Odwadnianie dróg. Wydawnictwo Komunikacji i Łączności, Warszawa 2006.

55. Edel R., Suligowski Z.: Wpływ parametrów wpustów deszczowych na sprawność odwodnienia

powierzchniowego dróg i ulic. Wyd. Politechniki Gdańskiej 2004.

56. Elalfy Y. E.: Untersuchung der Strömungsvorgänge in Wirbelkammerdioden und Drosseln.

Ph.D. Thesis, Mitteilungen des Instituts für Wasserbau der Universität Stuttgart 1979.

57. Fidala-Szope M.: Ochrona wód powierzchniowych przed zrzutami z kanalizacji deszczowej i

półrozdzielczej. Poradnik, IOŚ Warszawa 1997.

58. Fidala-Szope M., Sawicka - Siarkiewicz H., Koczyk A.: Ochrona wód powierzchniowych przed

zrzutami burzowymi z kanalizacji ogólnospławnej. Poradnik, IOŚ Warszawa 1999.

59. Gao J., Cao Y., Tung W., Hu J.: Multiscale analysis of complex time series: Integration of chaos

and random fractal theory, and beyond. John Wiley & Sons, New Jersey 2007.

60. Geiger W., Dreiseitl H.: Nowe sposoby odprowadzania wód deszczowych. Wydawnictwo

Projprzem-EKO, Bydgoszcz 1999.

61. Grabarczyk C.: Metody hydraulicznego obliczania przewodów kanalizacji ciśnieniowej. Mat. III

Konferencji: Sieci kanalizacyjne, pompownie i oczyszczalnie ścieków na terenach

niezurbanizowanych. Piła - Bydgoszcz 2000.

62. Grabarczyk C., Kalenik M., Siwiec T., Morawski D.: Eksperymentalne badania liniowych

oporów hydraulicznych ciśnieniowych przepływów ścieków w rurach PVC i PE – Gamrat, II

Ogólnopolska Konf. N.-T. „Nowe materiały i urządzenia w wodociągach i kanalizacji, Kielce-

Cedzyna, 19-20.04.2001, s. 29-37.

63. Gruszecki T., Wartalski J.: Kanalizacja. Materiały pomocnicze do ćwiczeń projektowych.

Wydawnictwo Wyższej Szkoły Inżynierskiej w Koszalinie 1986.

64. Hager W.: Abwasserhydraulik. Springer Verlag 1994.

65. Heidrich Z., Kalenik M., Podedworna J., Stańko G.: Sanitacja wsi. Wyd. „Seidel-Przywecki”,

Warszawa 2008.

66. Huhn V.: Nachweis und Bemessung von Regenrückhalteräumen in Siedlungsgebieten,

Schriftenreihe für Stadtentwässerung und Gewässerschutz. Band 19. SuG-Verlag, Hannover

1999.

67. Hypiak J.: Koncepcja zbiornika infiltracyjno-retencyjnego ścieków deszczowych z komorą

osadowa. Zeszyty Naukowe Politechniki Rzeszowskiej, seria Budownictwo i Inżynieria

Środowiska 2011, z. 2.

68. Imhoff K., Imhoff K.R.: Kanalizacja miast i oczyszczanie ścieków. Poradnik. Wydawnictwo

Projprzem-EKO, Bydgoszcz 1996.

69. Иделчик И. Е.: Справочник по гидравлическим сопротивлениям. Машино-строение,

Москва 1975.

70. Janiszewski F.: Interpretacja pluwiogramów. Gazeta Obserwatora 1976, nr 2-3, s. 7-15.

71. Janson L.E., Molin J.: Projektowanie i wykonawstwo sieci zewnętrznych z tworzyw sztucznych.

VBB consulting Ltd (ISBN 87-983636-1-1), Stockholm 1991.

72. Jeżowiecka-Kabsch K., Szewczyk H.: Mechanika płynów. Oficyna Wydawnicza Politechniki

Wrocławskiej, 2001.

73. Kalenik M.: Hydrauliczne warunki działania kanalizacji podciśnieniowej. Gaz, Woda i Technika

Sanitarna 2004, nr 4, s. 125-130.

74. Kalinowski M.: Zasady projektowania zbiorników retencyjno-sedymentacyjnych ścieków

deszczowych. Wyd. Instytutu Ochrony Środowiska, Warszawa 1990.

75. Kallwass G. J.: Drosselblenden am Regenüberlauf. GWF-Wasser/Abwasser 1968, Jg. 109, H. 6,

s. 150-155.

76. Kaźmierczak B.: Badania symulacyjne działania przelewów burzowych i separatorów ścieków

deszczowych w warunkach ruchu nieustalonego do wspomagania projektowania sieci

odwodnieniowych. Instytut Inżynierii Ochrony Środowiska Politechniki Wrocławskiej. Praca

doktorska (Promotor A. Kotowski). Wrocław 2011.

KANALIZACJA I

125

77. Kaźmierczak B., Kotowski A.: Weryfikacja przepustowości kanalizacji deszczowej w

modelowaniu hydrodynamicznym. Monografia. Oficyna Wydawnicza Politechniki

Wrocławskiej, Wrocław 2012.

78. Kisiel A.: Hydrauliczna analiza działania grawitacyjno-podciśnieniowych zbiorników

kanalizacyjnych. Monografia nr 238. Wydawnictwo Politechniki Krakowskiej 1998.

79. Kolonko A.: Klasyfikacja oraz charakterystyka metod czyszczenia sieci uzbrojenia

podziemnego. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 1998, nr 2, s. 74-77.

80. Kolonko A., Kotowski A.: Koncepcja renowacji kanału z oszacowaniem wpływu wybranej

techniki rehabilitacji na warunki przepływu ścieków. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2007, nr

12, s. 28-31.

81. Kolonko A., Kotowski A.: Proecological Technologies of Sewer Rehabilitation. Environment

Protection Engineering 2007, no. 4, vol. 33, s. 55-65.

82. Kossakowska-Cezak U. (Rec.): Climatological normals (CLINO) for the period 1961-1990.

WMO No. 847, Geneva 1996. Przegląd Geofizyczny 1999, t. 44, nr 1-2.

83. Kotowski A.: Modellversuche über Regenüberläufe mit gedrosseltem Ablauf. GWF-

Wasser/Abwasser 1990, Jg 131, H 3, s. 108-114.

84. Kotowski A.: Podstawy wymiarowania bocznych przelewów burzowych z rurą dławiącą.

Oficyna Wydawnicza Politechniki Wrocławskiej (Monografia nr 38), 1998.

85. Kotowski A.: Zasady wymiarowania udoskonalonych przelewów burzowych z rurą dławiącą. IV

Kongres Kanalizatorów Polskich POLKAN’99. Łódź 8-10 listopada 1999, s. 127-139.

86. Kotowski A.: Projektowanie separatorów i przelewów burzowych na kanalizacji deszczowej.

Ochrona Środowiska 2000, nr 2, s. 25-30.

87. Kotowski A.: Modelluntersuchungen über den Regenüberlauf mit seitlichen Streichwehren und

gedrosseltem Ablauf in rechteckigen Kanälen. GWF-Wasser/Abwasser 2000, Jg. 141, H 1, s.

47-55.

88. Kotowski A.: Grundlagen der hydraulischen Dimensionierung der Regenüberläufe mit

gedrosseltem Ablauf aus der beruhigten Kammer hinter dem seitlichen Streichwehr. GWF-

Wasser/Abwasser 2000, Jg. 141, H 8, s. 516-526.

89. Kotowski A.: Dimensionless equation for side-channel weirs. Archives of Hydroengineering and

Environmental Mechanics 2001, vol. 48, nr 1, s. 97-113.

90. Kotowski A.: Verfahren und Beispiel der Dimensionierung des verbesserten Regensüberlaufs

mit Drosselrohr in Mischwasserkanalisation. GWF-Wasser/Abwasser 2001, Jg. 142, H 12, s.

843-850.

91. Kotowski A.: Współczynnik przepływu bocznych upustów regulacyjnych. Gospodarka Wodna

2002, R. 62, nr 7, s. 286-291.

92. Kotowski A.: Durchflusswiderstände in hydraulisch glatten Rohren, Kniekrümmern und

Segmentkrümmern. GWF-Wasser/Abwasser 2003, Jg. 144, H 9, s. 582-588.

93. Kotowski A.: Durchflusswiderstände in Kniekrümmer -und Segmentkrümmer Anordnungen aus

Kunststoff. GWF-Wasser/Abwasser 2005, Jg. 146, H 2, s. 134-140.

94. Kotowski A.: Wybrane aspekty wymiarowania i sprawdzania przepustowości kanałów

deszczowych i ogólnospławnych. Forum Eksploatatora 2006, nr 1(22), s. 18-25.

95. Kotowski A.: O potrzebie dostosowania zasad wymiarowania kanalizacji w Polsce do wymagań

normy PN-EN 752 i zaleceń Europejskiego Komitetu Normalizacji. Gaz, Woda i Technika

Sanitarna 2006, nr 6, s. 20-26.

96. Kotowski A.: Dyskusja nad zaleceniami normy PN-EN 752 odnośnie zasad wymiarowania

odwodnień terenów w Polsce. VI Zjazd Kanalizatorów Polskich POLKAN’07, Łódź

6÷7.12.2007. Monografie Komitetu Inżynierii Środowiska PAN, 2007, vol. 46, s. 27-37.

97. Kotowski A.: O wiarygodności podstaw modelowania zbiorników retencyjnych ścieków

deszczowych. Oficyna Wydawnicza Politechniki Warszawskiej. Prace Naukowe. Seria

Inżynieria Środowiska 2009, z. 57, s. 79-91.

98. Kotowski A.: Weryfikacja zasad wymiarowania zbiorników retencyjnych ścieków deszczowych

w Polsce. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2009, nr 4, s. 14-21.

99. Kotowski A.: Analiza hydrauliczna zjawisk wywołujących zmniejszenie przepływności

rurociągów. Ochrona Środowiska 2010, nr 1, vol. 32, s. 27-32.

KANALIZACJA I

126

100. Kotowski A.: Metodologiczne podstawy formułowania modeli opadów miarodajnych do

wymiarowania kanalizacji. Przegląd Geofizyczny 2011, nr 1-2 (r. LVI), s. 45-67.

101. Kotowski A.: Modele fizykalne opadów do projektowania kanalizacji we Wrocławiu. Gaz,

Woda i Technika Sanitarna 2010, nr 6, s. 7-12.

102. Kotowski A.: Podstawy bezpiecznego wymiarowania odwodnień terenów. Wydawnictwo

Seidel-Przywecki, Warszawa 2011.

103. Kotowski A., Kaźmierczak B.: Wpływ wysokości krawędzi przelewowej na jej długość w

przykładowym przelewie burzowym z dławionym odpływem na kanalizacji ogólnospławnej. I

Ogólnopolska Konferencja Nauk.-Tech. INFRAEKO, Rzeszów-Paczółkowice 26-28.06.2008.

Wyd. Petit, Lublin 2008, s. 87-97.

104. Kotowski A., Kaźmierczak B.: Ocena przydatności dotychczasowych wzorów na natężenie

opadów deszczowych do projektowania odwodnień terenów w Polsce. Gaz, Woda i Technika

Sanitarna 2009, nr 11, s. 11-17.

105. Kotowski A., Kaźmierczak B.: Probabilistyczne modele opadów miarodajnych do

projektowania i weryfikacji częstości wylewów z kanalizacji we Wrocławiu. Gaz, Woda i

Technika Sanitarna 2010, nr 6, s. 13-19.

106. Kotowski A., Kaźmierczak B., Dancewicz A.: Modelowanie opadów do wymiarowania

kanalizacji. Wyd. Komitetu Inżynierii Lądowej i Wodnej PAN. Studia z zakresu Inżynierii nr

68, Warszawa 2010. 107. Kotowski A., Kaźmierczak B., Dancewicz A.: Czasowo-przestrzenne zróżnicowanie opadów

atmosferycznych we Wrocławiu. Ochrona Środowiska 2010, vol. 32, nr 4, s. 37-46. 108. Kotowski A., Szewczyk H.: Hydraulische Berechnungen von Leichtflüssigkeitsabscheidern.

Korrespondenz Abwasser - Abwasser/Abfall 2007, Jg. 54, Nr 3, s. 260-267.

109. Kotowski A., Szewczyk H.: Hydraulics of light liquid separators with overflows inside

bypasses. Chemical and Process Engineering 2008, vol. 29, nr 4, s. 1037-1051.

110. Kotowski A., Szewczyk H.: Verfahren und Beispiel zur Dimensionierung eines

Leichtflüssigkeitsabscheiders mit innerem Umlaufkanal. Das Gas und Wasserfach -

Wasser/Abwasser 2009, Jg. 150, Nr 6, s. 467-473.

111. Kotowski A., Szewczyk H.: Minor losses in pipelines throttling liquid flow. Chemical and

Process Engineering 2010, vol. 31, nr 4, s. 553-566.

112. Kotowski A., Szewczyk H., Pawlak A.: Hydraulic modeling of sewage flow in separators of

petroleum distributors. Environment Protection Engineering 2005, vol. 31, nr 2, s. 93-102.

113. Kotowski A., Szewczyk H., Wójtowicz P.: Separation of sewage flow in separators with internal

by-pass of the coalescence chamber. Environmental engineering. Wyd. Taylor and Francis,

London 2007, s. 175-180.

114. Kotowski A., Wartalski A., Wartalski J.: Bezrozkopowe metody budowy rurociągów. IX

Konferencja naukowo-techniczna: Infrastruktura podziemna miast, Wrocław, 24-26 listopada

2005. Oficyna Wydawnicza Politechniki Wrocławskiej 2005, s. 196-207.

115. Kotowski A., Wartalski J., Wartalski A.: Stosować przepływowe czy przelewowe zbiorniki

retencyjne ścieków deszczowych?. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2009, t. 83, nr 2, s. 18-22.

116. Kotowski A., Wartalski J., Wójtowicz P.: Dimensioning of non-conventional storm overflows

with the new method of throttling the outflow to the treatment plant. Environmental

Engineering. Wyd. Taylor and Francis, London 2007, s. 165-173.

117. Kotowski A., Wójtowicz P.: Research methods analysis of isothermal liquid flows in plastic

pipes. Environmental Protection Eng. 2004, vol. 30, no. 3, s. 71-80.

118. Kotowski A., Wójtowicz P.: Podstawy metodologiczne badań parametrów hydraulicznych

ciśnieniowych rurociągów i kanałów z tworzyw sztucznych. Gaz, Woda i Technika Sanitarna

2005, t. 78, nr 1, s. 18-24.

119. Kotowski A., Wójtowicz P: Analysis of hydraulic parameters of cylindrical vortex regulators.

Environment Protection Engineering 2008, vol. 34, nr 2, s. 43-56.

120. Kotowski A., Wójtowicz P.: Analysis of hydraulic parameters of conical vortex regulators.

Polish Journal of Environ. Stud. 2010, vol. 19, nr 4, s. 749-756.

121. Kottegoda N. T., Natale L., Raiteri E.: Statistical modelling of daily streamflows using rainfall

input and curve number technique. Journal of Hydrology 2000, vol. 234, no. 3-4, s. 170-186.

122. Konishi S., Kitagawa G.: Information Criteria and Statistical Modeling. Springer Science 2008.

KANALIZACJA I

127

123. Kowal A. L., Świderska-Bróż M.: Oczyszczanie wody. Wyd. Naukowe PWN, Warszawa 2009. 124. Królikowska J.: Ocena przydatności hydroseparatorów do podczyszczania ścieków

deszczowych. Seria Inżynieria Środowiska nr 377. Wyd. Politechniki Krakowskiej 2010.

125. Królikowski A.: Skład wód opadowych i jego wpływ na sposób ich podczyszczania. I

Ogólnopolska Konf. N-T INFRAEKO Rzeszów-Paczółtowice, 2008.

126. Królikowski A., Tuz P.: Ocena stanu czystości wód małych rzek będących odbiornikami

ścieków opadowych z terenu zurbanizowanego. IV Kongres Kanalizatorów Polskich

POLKAN’99. Łódź 8-10 listopada 1999, s. 269-281.

127. Królikowski A., Garbarczyk K., Gwoździej-Mazur J., Butarewicz A.: Osady powstające w

obiektach systemu kanalizacji deszczowej. Monografia PAN, Białystok 2005.

128. Kuliczkowski A.: Kryteria doboru bezodkrywkowych technologii odnowy przewodów

kanalizacyjnych. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 1996, nr 3, s. 90-94.

129. Kuliczkowski A.: Problemy bezodkrywkowej odnowy przewodów kanalizacyjnych. Monografia

nr 13. Wydawnictwo Politechniki Świętokrzyskiej, Kielce 1998.

130. Kuliczkowski A.: Rury kanalizacyjne. Tom 1: Własności materiałowe (2001); Tom 2:

Projektowanie konstrukcji (2004); Tom 3: Rury o konstrukcji sztywnej i sprężystej (2008).

Wydawnictwo Politechniki Świętokrzyskiej, Kielce 2001-2008.

131. Kuliczkowski A. (red): Technologie bezwykopowe w inżynierii środowiska. Wydawnictwo

Seidel-Przywecki Sp. z o.o., Warszawa 2010.

132. Kuliczkowski A., Jakubowski J.: Ocena porównawcza wybranych metod obliczania

miarodajnych przepływów w kanalizacji deszczowej. Instal 2002, nr 11, s. 28-32.

133. Kwietniewski M, Nowakowska-Błaszczyk A., Olszewski W., Ways M.: Kanalizacja. Materiały

do projektowania. Wydawnictwa Politechniki Warszawskiej, 1985.

134. Kwietniewski M, Roman M., Kłoss H.: Niezawodność wodociągów i kanalizacji. Arkady,

Warszawa 1993.

135. Kwietniewski M., Gębski W., Wronowski N.: Monitorowanie sieci wodociągowych i

kanalizacyjnych. Wydawnictwa Zarządu Głównego PZiTS. Monografia nr 10, serii: Wodociągi

i Kanalizacja (ISBN 83-87792-38-1), Warszawa 2005.

136. Kwietniewski M., Rak J.: Niezawodność infrastruktury wodociągowej i kanalizacyjnej w

Polsce. Wyd. Komitetu Inżynierii Lądowej i Wodnej PAN. Studia z zakresu Inżynierii nr 67,

Warszawa 2010.

137. Lebiedowski M.: Ocena chropowatości przewodów kanalizacyjnych z tworzyw sztucznych.

Gospodarka Wodna 2002, nr 12, s. 522-524.

138. Lednicky V., Priadka O.: Srovnávací měření srážek srážkoměry různégo typu. Meteorologické

Zprávy. ČHMÚ Praha 1984, R. 37, nr 1, s. 21-23.

139. Licznar P.: Nowoczesne projektowanie sieci odwodnienia na bazie numerycznego modelu

terenu w programie InRoads Storm&Sanitary. INSTAL 2006, nr 6, s. 57-63.

140. Licznar P.: Potrzeba wykorzystania syntetycznych danych opadowych dla modelowania sieci

kanalizacji deszczowej i ogólnospławnej. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2009, nr 6, s. 19-24.

141. Licznar P.: Wstępne wyniki porównawczych testów polowych elektronicznego deszczomierza

wagowego OTT Pluvio2 i disdrometru laserowego Parsivel. INSTAL 2009, nr 7-8, s. 43-50.

142. Licznar P.: Generatory syntetycznych szeregów opadowych do modelowania sieci kanalizacji

deszczowych i ogólnospławnych. Monografia. Wyd. Uniwersytetu Przyrodniczego we

Wrocławiu 2009.

143. Licznar P.: Wymiarowanie zbiorników retencyjnych wód opadowych zgodnie z wymogami

niemieckiej wytycznej DWA-A 117. INSTAL 2010, nr 11, s. 51-56.

144. Licznar P., Łomotowski J., Rojek M.: Pomiary i przetwarzanie danych opadowych dla potrzeb

projektowania i eksploatacji systemów odwodnieniowych. Wyd. FUTURA, Poznań 2005.

145. Lorenc H.: Atlas klimatu Polski. IMGW, Warszawa 2005.

146. Lovejoy S., Schertzer D.: Multifraktals, cloud radiances and rain. Journal of Hydrology 2006,

vol. 322, s. 59-88.

147. Łomotowski J. (red.): Problemy zagospodarowania wód opadowych. Materiały konferencyjne.

Wyd. Seidel-Przywecki, Warszawa 2008.

KANALIZACJA I

128

148. Łomotowski J., Burszta-Adamiak E.: Badania kolmatacji gruntu w urządzeniach do infiltracji

wód opadowych. VI Zjazd Kanalizatorów Polskich POLKAN’07, Łódź 6÷7.12.2007.

Monografie Komitetu Inżynierii Środowiska PAN, Lublin 2007, vol. 46, s. 75-84.

149. Łomotowski J., Szpindor A.: Nowoczesne systemy oczyszczania ścieków. Arkady, Warszawa

1999.

150. Madryas C., Kolonko A., Wysocki L.: Konstrukcje przewodów kanalizacyjnych. Oficyna

Wydawnicza Politechniki Wrocławskiej, 2002.

151. Mays L. W. (Editor): Stormwater collection systems design handbook. McGraw-Hill, New York

2001.

152. McKim R. A.: Building strategies for conventional and trenchless technologies considering

social costs. Canadian Journal of Civil Engineering 1997, vol. 24(5), s. 819-827.

153. Mehrotra R., Sharma A.: Preserving low-frequency variability in generated daily rainfall

sequences. Journal of Hydrology 2007, vol. 345 (no. 1-2), s. 102-120.

154. Mehrotra R., Sharma A.: A semi-parametric model for stochastic generation of multi-site daily

rainfall exhibiting low-frequency variability. Journal of Hydrology 2007, vol. 345 (no. 1-2), s.

180-193.

155. Mielcarzewicz E. Wł.: Obliczanie systemów zaopatrzenia w wodę. Arkady, Warszawa 2000.

156. Mielcarzewicz E.: Odwadnianie terenów zurbanizowanych i przemysłowych. Systemy

odwadniania. PWN, Warszawa 1990; Podstawy projektowania. PWN, Warszawa 1991.

157. Mielcarzewicz E., Wartalski J.: Systemy zaopatrzenia w wodę i usuwania ścieków. Wybrane

zagadnienia. Wydawnictwo Politechniki Wrocławskiej, 1990.

158. Moghazi H., El-Din M.: Estimating Hazen-Williams coefficient for polyethylene pipes. Journal

of Transportation Eng. 1998, no. 3-4, s. 197-199.

159. Mrowiec M.: Propozycja wymiarowania zbiorników retencyjnych odciążających hydraulicznie

sieć kanalizacyjną. VI Zjazd Kanalizatorów Polskich POLKAN’07, Łódź 6÷7.12.2007.

Monografie Komitetu Inżynierii Środowiska PAN 2007, Vol. 46, s. 153-162.

160. Mrowiec M.: Efektywne wymiarowanie i dynamiczna regulacja kanalizacyjnych zbiorników

retencyjnych. Monografia. Wydawnictwo Politechniki Częstochowskiej, 2009.

161. Mysiak M.: Zarys kanalizacji. Wydawnictwo Politechniki Wrocławskiej, 1970.

162. Namysłowska-Wilczyńska B. (Red.): Modelowanie procesów hydrologicznych. Oficyna

Wydawnicza Politechniki Wrocławskiej, Wrocław 2008.

163. Oliveto G., Biggiero V., Fiorentino M.: Hydraulic features of supercritical flow along prismatic

weirs. Journal of Hydraulic Research 2001, vol. 39, no. 1, s. 73-82.

164. O’Reilly M., Stovin V.: Trenchless construction: risk assessment and management. Tunneling &

Underground Space Technology 1996, no. 11 (Suppl. 1), s. 25-35.

165. Osmólska-Mróz B.: Zasady ochrony środowiska w projektowaniu, budowie i utrzymaniu dróg.

Dział 07: Ochrona wód w otoczeniu dróg. Instytut Badawczy Dróg i Mostów, Warszawa 1996

(maszynopis).

166. Overeem A., Buishand A., Holleman I.: Rainfall depth-duration-frequency curves and their

uncertainties. Journal of Hydrology 2008, vol. 348 (no. 1-2), s. 124-134.

167. Pełka H., Kotowski A.: O celowości badań oporności hydraulicznej rurociągów przed

oczyszczaniem bądź renowacją. INSTAL 2003, nr 11, s. 2-5.

168. Plenker T.: Computer aided decision support on choosing the right technology for sewer

rehabilitation. Water Science and Technology 2002, vol. 46, no. 6-7, s. 403-410.

169. PN-76/M-34034: Rurociągi. Zasady obliczeń strat ciśnienia. PKNiM, Warszawa 1976.

170. PN-B-01700: Wodociągi i kanalizacja. Urządzenia i sieć zewnętrzna. Oznaczenia graficzne.

PKN, 1999.

171. PN-B-010702: Wodociągi i kanalizacja. Zbiorniki. Wymagania i badania (PKN 1999).

172. PN-71/B-02710: Kanalizacja zewnętrzna. Przekroje poprzeczne zamkniętych kanałów

ściekowych (PKN 1971).

173. PN-92/B-10727: Kanalizacja. Przewody kanalizacyjne na terenach górniczych. Wymagania i

badania przy odbiorze.

174. PN-S-02204: Drogi samochodowe. Odwodnienie dróg (PKN 1997).

175. PN-B-10729: Kanalizacja. Studzienki kanalizacyjne (PKN 1999).

KANALIZACJA I

129

176. PN-B-12042: Drenowanie. Projektowanie rozstawu i głębokości drenowania na podstawie

kryteriów hydrauliczno-hydrologicznych (PKN 1998).

177. PN-EN 476: Wymagania ogólne dotyczące elementów stosowanych w kanalizacji

grawitacyjnej.

178. PN-EN 1610: Budowa i badania przewodów kanalizacyjnych.

179. PN-EN 13598-1: Systemy przewodów rurowych z tworzyw sztucznych do podziemnej

bezciśnieniowej kanalizacji deszczowej i sanitarnej (PVCU, PP i PE). Cz. 1: Specyfikacje

kształtek pomocniczych wraz z płytkimi studzienkami inspekcyjnymi. Cz. 2: Specifications for

manholes and inspection chambers i traffic areas and deep underground installations (prEN

13598-2).

180. PN-ENV 1046: Systemy z tworzyw sztucznych. Systemy do przesyłania wody i ścieków na

zewnątrz konstrukcji budowli. Praktyczne zalecenia układania przewodów pod ziemią i nad

ziemią (Prenorma, projekt wersji polskiej).

181. PN-EN 752 (1÷7): Zewnętrzne systemy kanalizacyjne. Cz. 1: Pojęcia ogólne i definicje; Cz. 2:

Wymagania; Cz. 3: Planowanie; Cz. 4: Obliczenia hydrauliczne i oddziaływanie na środowisko;

Cz. 5: Modernizacja; Cz. 6: Układy pompowe; Cz. 7: Eksploatacja i użytkowanie (PKN 2000-

2002).

182. PN-EN 752:2008: Drain and sewer systems outside buildings (Zewnętrzne systemy

kanalizacyjne - PKN 2008).

183. PN-EN 858-1÷2: Instalacje oddzielaczy cieczy lekkich (np. olej i benzyna). Cz. 1: Zasady

projektowania, właściwości użytkowe i badania, znakowanie i sterowanie jakością. Cz. 2: Dobór

wielkości nominalnych, instalowanie, użytkowanie i eksploatacja (PKN 2005). Zmiana do PN-

EN 858-1:2005/A1: Instalacje oddzielaczy cieczy lekkich (np. olej i benzyna). Cz. 1: Zasady

projektowania, właściwości użytkowe i badania, znakowanie i sterowanie jakością (PKN 2007).

184. PN-EN 1671: 2001. Zewnętrzne systemy kanalizacji ciśnieniowej (PKN 2001).

185. PN-EN 1091: 2002. Zewnętrzne systemy kanalizacji podciśnieniowej (PKN 2002).

186. PN-EN 12056-1÷5: 2002. Systemy kanalizacji grawitacyjnej wewnątrz budynków. Cz. 1.:

Postanowienia ogólne i wymagania; Cz. 2.: Kanalizacja sanitarna; Cz. 3: Przewody deszczowe;

Cz. 4: Pompownie ścieków; Cz. 5: Montaż i badania, instrukcje działania, użytkowania i

eksploatacji (PKN 2002).

187. Prokop P.: Maksymalne opady oraz czas ich trwania na świecie i w Polsce. Przegląd

Geofizyczny 2006, R. LI, nr 2.

188. Przywecki W.: Wybrane aspekty nowoczesnego projektowania ogólnospławnych i deszczowych

systemów kanalizacyjnych. Forum Eksploatatora 2007, nr 6, s. 53-55.

189. Puzyrewski R., Sawicki J.: Podstawy mechaniki płynów i hydrauliki. PWN, Warszawa 1998.

190. Rak J., Iwanejko R., Wieczysty A.: Analiza wstępna badań niezawodnościowych. Gaz, Woda i

Technika Sanitarna 1994, nr 12, s. 395-398.

191. Rak J., Kucharski B.: Poważne awarie - przeciwdziałanie i reagowanie. Gaz, Woda i Technika

Sanitarna 2003, nr 11, s. 398-400.

192. Reinhold F.: Regenspenden in Deutschland. Archive für Wasserwirtschaft 1940.

193. Roszkowski A.: Renovation of sewers using Shortlining technology WIR system, Brochures

made available by the company WIR System, 2004.

194. Rozporządzenie Ministra Infrastruktury z dnia 14 stycznia 2002 r. w sprawie określania

przeciętnych norm zużycia wody. Dz. U. Nr 8 z dnia 31 stycznia 2002 r. (poz. 70).

195. Rozporządzenie Ministra Środowiska z dnia 24 lipca 2006 r. w sprawie warunków, jakie należy

spełnić przy wprowadzaniu ścieków do wód lub do ziemi, oraz w sprawie substancji szczególnie

szkodliwych dla środowiska wodnego. Dz. U. Nr 137 z dnia 31 lipca 2006 r. (poz. 984).

196. Rozporządzenie Ministra Środowiska z dnia 28 stycznia 2009 r. zmieniające rozporządzenie w

sprawie warunków, jakie należy spełnić przy wprowadzaniu ścieków do wód lub do ziemi, oraz

w sprawie substancji szczególnie szkodliwych dla środowiska wodnego. Dz. U. Nr 27 z dnia 19

lutego 2009 r. (poz. 169).

197. Sakamoto Y., Ishiguro M., Kitagawa G.: Akaike information criterion statistics. KTK

Scientific Publishers 1986.

198. Saul A. J., Delo E. A.: Performance of a hight - side - weir storm - sewage chamber incorpo

rating storage. 2 nd Int. Conf. Urbana Strom Drainage 1981, s. 110-119.

KANALIZACJA I

130

199. Sawicka-Siarkiewicz H.: Zanieczyszczenie ścieków opadowych odprowadzanych z tras

szybkiego ruchu i terenów obiektów towarzyszących oraz metody ograniczania ich wpływu na

odbiorniki. Seminarium IOŚ nt. Odprowadzanie wód opadowych z terenów zurbanizowanych -

problemy prawne, techniczne i ekologiczne, Jachranka 30.05-01.06.1999 r.

200. Sawicki J., Kondziela A.: Aktualizacja hydraulicznych parametrów sieci deszczowych. Gaz,

Woda i Technika Sanitarna 2002, nr 6, s. 208-210.

201. Schmitt T. G.: Kommentar zum Arbeitsblatt A 118 „Hydraulische Bemessung und Nachweis

von Entwässerungssystemen“. DWA, Hennef 2000; Wyd. Seidel-Przywecki, Warszawa 2007.

202. Schmitt T.G., Thomas M.: Rechnerischer Nachweis der Überstauhäufigkeit auf der Basis von

Modellregen und Starkregenserien. Korrespondenz Abwasser - Wasserwirtschaft/Abwasser/

Abfall 2000, Jg. 47, Nr. 1.

203. Silva-Araya W. F., Chaudhry M. H.: Unsteady friction in rough pipes. Journal of Hydraulic Eng.

2001, no. 7, s. 607-618.

204. Singh R., Manivannan D., Satyanarayana T.: Discharge coefficients of rectangular side weirs.

Journal of Irrigation and Drainage Engineering 1994, vol. 120, no. 4, s. 814-820.

205. Siwiec T.: Kryterium wyboru metody obliczania oporów liniowych w rurach z tworzyw

sztucznych. INSTAL 2002, nr 11, s. 69-72.

206. Skotnicki M., Sowiński M.: Przestrzenna zmienność opadów w modelowaniu odpływu ze

zlewni miejskiej; Modelowanie procesów hydrologicznych. Red.: Namysłowska-Wilczyńska B.

Oficyna Wydawnicza Politechniki Wrocławskiej 2008, s. 75-93.

207. Słyś D.: Hydrological factors of drainage area in simulation model of gravitational pump

reservoirs. Ecological Chemistry and Engineering 2006, vol. 13, no. 11, s. 1287-1298.

208. Słyś D.: Retencja i infiltracja wód deszczowych. Oficyna Wydawnicza Politechniki

Rzeszowskiej 2008.

209. Słyś D.: Retencja zbiornikowa i sterowanie dopływem ścieków do oczyszczalni. Wydawnictwo

Komitetu Inżynierii Środowiska PAN (Monografia). Lublin 2009.

210. Słyś D.: Application of numerical simulation in design of innovative KALIPSO-type sewage

tank. Environment Protection Engineering 2010, vol. 36, nr 3, s. 113-126. 211. Słyś D., Dziopak J.: Assumption for optimization model of sewage system cooperating with

storage reservoirs. Underground Infrastructure of Urban Areas. CRC Press/Balkema, New York

2009, USA, s. 249-256. 212. Soczyńska U. (Red.): Hydrologia dynamiczna. Wydawnictwa Naukowe PWN, Warszawa 1997.

213. Sowiński M.: Wyznaczenie maksymalnego natężenia opadu o T-letnim okresie powtarzalności

na przykładzie Wrocławia. Wiadomości IMGW 1980, t. VI, z. 3-4, s. 117-126.

214. Stachy J. (red.): Atlas hydrologiczny Polski. Tom I. Wyd. Geologiczne. Warszawa 1987.

215. Strupczewski W., Napiórkowski J.: Rozkłady maksymalnych sezonowych wysokości opadów

atmosferycznych i ich sum na podstawie modelu serii czasowej. Przegląd Geofizyczny 1981,

vol. XXVI, nr 1-2, s. 25-36.

216. Subramanya K., Awasthy S.G.: Spatially varied flow over side weirs. Journal of Hydraulic

Div. 1972, vol. 98, no. 1, s. 1-10.

217. Suligowski Z.: Zagospodarowanie wód opadowych. Szczególne problemy. Forum Eksploatatora

2004, nr 3-4, s. 24-27.

218. Suligowski Z.: Szczególne problemy wodociągów i kanalizacji w nowych normach. Forum

Eksploatatora 2007, nr 5 (32), s. 24-27.

219. Suligowski Z.: Samooczyszczanie przewodów kanalizacyjnych. INSTAL 2010, nr 2, s. 48-53.

220. Swamee P.K., Pathak S.K., Ali M.S.: Side-weir analysis using elementary discharge coefficient.

Journal of Irrigation and Drainage Engineering 1994, vol. 120, no. 4, s. 742-755.

221. Syred N., Beér J. M.: Combustion in Swirling Flows: a Review. Combustion and Flame 1974,

25 (2), s.143-201.

222. Szling Z., Pacześniak E.: Odwodnienia budowli komunikacyjnych. Oficyna Wydawnicza

Politechniki Wrocławskiej, 2004.

223. Tesař, V.: Superquadratic vortex flow restrictors. University of Sheffield, London 2005.

224. Ustawa z dnia 27 kwietnia 2001r. - Prawo ochrony środowiska. Dz. U. Nr 62 (poz. 627).

KANALIZACJA I

131

225. Ustawa z dnia 7 czerwca 2001 r. o zbiorowym zaopatrzeniu w wodę i zbiorowym

odprowadzaniu ścieków. Dz. U. Nr 72 (poz. 747).

226. Ustawa z dnia 18 lipca 2001 r. - Prawo Wodne. Dz. U. Nr 115 (poz. 1229).

227. Volkart P.: Die Schlauchdrossel: ein erprobtes Regulierorgan für Kanalisation und

Bewässerung. Wasser, Energie, Luft 1992, H. 9, s. 222-225.

228. VSA: Sonderbauwerke in Kanalisationen. Schweizerischer Abwasserfachleute. VSA -

Dokumentation 483, Zürich 1993.

229. Warunki techniczne wykonania i odbioru robót budowlano-instalacyjnych. Tom II. Instalacje

sanitarne i przemysłowe. Arkady, Warszawa 1988.

230. Warunki techniczne wykonania i odbioru sieci kanalizacyjnych. Wyd. COBRTI INSTAL,

Warszawa 2003.

231. Weismann D.: Komunalne przepompownie ścieków. Wyd. Seidel-Przywecki Warszawa 2001.

232. White F. M.: Fluid Mechanics. McGrow - Hill, Boston 2008.

233. Więzik B. (Red): Hydrologia w inżynierii i gospodarce wodnej. Tom 1. Monografia PAN. Vol.

68. Wyd. Perfekta info, Lublin 2010.

234. Wodociągi i kanalizacja. Poradnik. Arkady, Warszawa 1974 (1991).

235. Wołoszyn J.: Średnie natężenie, średni czas trwania i rozkład natężenia normalnych opadów we

Wrocławiu. Zeszyty Naukowe WSR we Wrocławiu. Melioracja 1961, nr 61, s. 23-41.

236. Worsa-Kozak M., Kotowski A., Wartalski A.: Monitoring stanów wód podziemnych w rejonie

Śródmiejskiego Węzła Wodnego we Wrocławiu. Przegląd Geologiczny 2008, t. 56, nr 4, s. 302-

307.

237. Wójtowicz P.: Wpływ parametrów konstrukcyjnych i eksploatacyjnych wybranych regulatorów

wirowych na ich charakterystykę hydrauliczną. Praca doktorska, Instytut Inżynierii Ochrony

Środowiska Politechniki Wrocławskiej, 2007.

238. Wójtowicz P., Kotowski A.: Badania modelowe cylindrycznych regulatorów hydrodyna-

micznych. Ochrona Środowiska 2008, nr 2, s. 35-41; Badania modelowe stożkowych

regulatorów hydrodynamicznych. Ochrona Środowiska 2008, nr 3, s. 37-44.

239. Wójtowicz P., Kotowski A.: Influence of design parameters on throttling efficiency of

cylindrical and conical vortex valves. Journal of Hydraulic Research 2009, vol. 47, nr 5, s. 559-

565.

240. Wyszkowski K.: Badania zależności współczynnika oporów liniowych w zakresie przepływu

burzliwego. Archiwum Hydrotechniki 1970, vol. XII, nr 4, s. 547-569.

241. Wytyczne do programowania zapotrzebowania wody i ilości ścieków w miejskich jednostkach

osadniczych. Ministerstwo Administracji, Gospodarki Terenowej i Ochrony Środowiska.

Departament Gospodarki Komunalnej. Instytut Kształtowania Środowiska, Warszawa 1978.

242. Zarządzenie nr 20 Ministra Gospodarki Komunalnej z dnia 30 czerwca 1965 r.: Wytyczne

techniczne projektowania miejskich sieci kanalizacyjnych. Dz. Bud. Nr 15 z 7 grudnia 1965r.

243. Zasady planowania i projektowania systemów kanalizacyjnych w aglomeracjach miejsko -

przemysłowych i dużych miastach (Praca zbiorowa pod redakcją P. Błaszczyka). Wyd. Instytutu

Kształtowania Środowiska, Warszawa 1983.

244. Zawilski M.: Prognozowanie wielkości odpływu i ładunków zanieczyszczeń ścieków

opadowych odprowadzanych z terenów zurbanizowanych. Wyd. Politechniki Łódzkiej 1997.

245. Zawilski M.: Kierunki modernizacji systemów kanalizacyjnych. VI Zjazd Kanalizatorów

Polskich POLKAN’07, Łódź 6÷7.12.2007. Monografie Komitetu Inżynierii Środowiska PAN,

Lublin 2007, vol. 46, s. 39-49.

246. Zawilski M.: Niestandardowe wykorzystanie GIS w modernizacji systemów kanalizacyjnych.

Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2009, nr 6, s. 34-36.

247. Zawilski M.: Integracja zlewni zurbanizowanej w symulacji spływu ścieków opadowych. Gaz,

Woda i Technika Sanitarna 2010, nr 6, s. 28-32.

248. Zawilski M., Sakson G.: Modelowanie spływu ścieków opadowych ze zlewni miejskiej przy

wykorzystaniu programu SWMM. Gaz, Woda i Technika Sanitarna 2010, nr 11, s. 32-36.

249. Zobel R.: Versuche an der hydraulischen Rückstromdrossel. Ph. D. Thesis, Technische

Hochschule, München 1934.

250. Zwara W.: Oczyszczanie wód opadowych w infrastrukturze drogowej. http://www.ekol-

unicon.com.pl/