Anno Accademico 2010-2011

Corso di “Costruzioni idrauliche”

Prof. Antonio Castorani

PROGETTAZIONE DELLA RETE

DI APPROVVIGIONAMENTO IDRICO

PER IL COMUNE DI Ruvo di Puglia

Corso di Laurea in Ingegneria Civile

3° Anno

La progettazione di cui ci si occupa riguarda il dimensionamento della rete idrica e fognaria per il comune di Ruvo di

Puglia (BA).

1.1 RETE IDRICA

Nella progettazione di un acquedotto risulta di estrema importanza la determinazione dei quantitativi d’acqua

necessari per soddisfare la domanda idrica che si avrà dopo un periodo di circa 50 anni, che rappresenta la durata

tecnico-economica delle opere da realizzare. L’assumerlo perciò pari a 50 anni non esclude che alcune delle opere

dell’acquedotto possano avere una vita ben più lunga, significa semplicemente che l’acquedotto stesso deve avere

una buona funzionalità per tale durata. A tale scopo appare opportuno in fase di progetto effettuare la stima della

domanda idropotabile proiettata a 50 anni, valutando la dotazione idrica pro capite e ipotizzando, con riferimento

alle leggi di crescita demografica, quale sarà la popolazione futura in funzione dei dati di popolazione al momento

disponibili.

Per la progettazione in esame si ricavano i dati di popolazione dai dati disponibili presso l’Anagrafe Comunale per

gli anni dal 1973 al 2010:

Anno di riferimento Dato di popolazione

1973 23466

1974 23476

1975 23631

1976 23696

1977 23837

1978 23931

1979 24043

1980 24120

1981 23720

1982 23878

1983 23963

1984 24015

1985 24040

1986 24101

1987 24140

1988 24280

1989 24417

1990 24523

1991 24845

1992 24958

1993 25074

1994 25111

1995 25384

1996 25495

1997 25565

1998 25611

1999 25674

2000 25698

2001 25741

2002 25821

2003 25910

2004 25924

2005 25900

2006 25922

2007 25973

2008 25809

2009 25803

2010 25808 Tab. 1 – Dati di popolazione del Comune di Ruvo di Puglia

Una volta rappresentati i dati in un diagramma (Fig. 1 ), si procede a calcolare la proiezione della popolazione al

2060, applicando dei metodi matematici di previsione fondati sull’adattamento di opportune leggi matematiche,

le cosiddette leggi di crescita, alla serie storica di popolazione di cui disponiamo.

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

Disposti quindi tali dati in un piano di coordinate cartesiane aventi in ascissa i tempi t (misurati in anni n)

e in ordinate la popolazione N, si valuta preliminarmente quale legge di crescita sia più adatta al caso in esame.

Le leggi di crescita prese in esame sono:

aritmetica (Fig. 2);

geometrica (Fig. 3);

dell’interesse composto (Fig. 4), utilizzando come valore del tasso di crescita τ il valor medio dei tassi

di crescita τi tra coppie consecutive di anni, ricavati con l’espressione 1

1

1

in

i

ii

N

N , dove N

indica il dato di popolazione e n l’intervallo temporale tra i due dati di popolazione considerati;

logistica (Fig. 5), con il metodo del limite di saturazione S fissato (con S pari a 51342).

Fig. 2 – Legge di crescita aritmetica

Popolazione 2060 = 30136

Fig. 3 – Legge di crescita geometrica

Fig. 4 – Legge di crescita dell’interesse composto

Fig. 5 – Legge di crescita logistica

Popolazione 2060 = 30660

Popolazione 2060 = 29398

Popolazione 2060 = 30478

Si utilizza come valore di popolazione al 2060 quello determinato con la legge di crescita logistica:

P2060= 30478

Al fine di valutare la dotazione idrica pro capite, sono state ricavate le stime delle popolazioni turistica e

fluttuante proiettate al 2060, ipotizzando valida la legge di crescita dell’ interesse composto, la quale ha

fornito i seguenti valori:

PTURISTICA = 343

PFLUTTUANTE=2782

Alla popolazione fluttuante giornaliera, presente per l’intero anno solare si è attribuita una dotazione pro

capite lorda di 150 l/ab x giorno, ed alla popolazione turistica, in quanto extralberghiera ( per il comune in

oggetto) e assunta presente per 75 giorni, si è assegnata una dotazione lorda di 350 l/ab x giorno. I volumi

pertanto stimati sono:

VRESIDENTE=30478* 300*365 = 3.337.341.000 l

VTURISTICA=343*350*75 = 9.003.750 l

VFLUTTUANTE=2782*150*365=152.314.50 l

Sommati i tre volumi si ricava il seguente valore di dotazione idrica :

giornoab

l

P

Vd

RESIDENTE

TOT

5.314

365

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

s

m

s

ldPQ

3

2060 11054.054,11086400

5.31430478

86400

(Portata media del giorno di massimo consumo)

1.2 COMPONENTI PRINCIPALI DI UN ACQUEDOTTO

Schematicamente un acquedotto è composto (Fig. 6) da:

un’opera di presa;

l’acquedotto esterno;

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

l’acquedotto interno;

CENTRO URBANOSERBATOIO

ACQUEDOTTOINTERNO

ACQUEDOTTOESTERNO

OPERA DI PRESA

Fig. 6 – Principali componenti di un acquedotto

Nel progetto che segue verranno dimensionati tutti i componenti del sistema, fatta eccezione per l’opera di presa.

Si prevede una presa un carico da acquedotto già esistente (adduttore principale), con quota piezometrica pari a 15

metri, da cui è possibile derivare la portata richiesta per il Comune in oggetto.

1.3 DIMENSIONAMENTO DELL’ACQUEDOTTO ESTERNO

Sono assegnati i punti A (punto di presa) e B (serbatoio) (Fig. 8). Si individua il tracciato più conveniente dal punto

di vista idraulico (scegliamo, cioè, di realizzare un’opera a gravità dato che l’orografia del territorio lo consente),

cercando di appoggiarci il più possibile a strade esistenti (in modo da limitare gli espropri e non avere la necessità di

realizzare un’apposita viabilità di servizio per la manutenzione).

Fig. 8 – Tracciato adduttore

Date le caratteristiche del terreno di natura calcarea, si è deciso di adottare tubazioni in acciaio giuntate a

bicchiere, acquistate dalla Boldarino S.P.A. con sede a Brescia .

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

Y = , dove:

L=16988m

Q = 0,11054 m3/s

HA=492m

HB=238m

Y = HA - HB = 254m

e avendo assegnato al coefficiente β (che dipende dalla scabrezza del materiale e dal diametro), tra le varie formule

presenti in letteratura, quella che permette di dissipare più carico per un assegnato diametro di tentativo ( 0.3 m ).

Tab. 2

In questo caso tale formula risulta essere quella di Kutter:

Adottando come valore dell’indice di scabrezza di Kutter per tubazioni in acciaio usate (con tubercolizzazione

diffusa) m = 0.35, si ricava come valore di diametro teorico:

D = 0,306697m

Poiché il diametro teorico, nella maggior parte dei casi, non è commerciale, si scelgono due diametri commerciali

immediatamente più piccolo e più grande rispetto a quello teorico. Si ha dunque:

DN300 → u300 = 1,383833

DN350 → u350 = 0,588069

Si dimensiona quindi il sistema utilizzando due tronchi di diametri DN300 e DN350, di lunghezza rispettivamente

L300 e L350:

300350

300

2

2060300350

2

2060350

LLL

LQuLQuY

Risolvendo il sistema, si ricava:

mL

mL

13568

3420

300

350

Fig. 9 – Profilo longitudinale per il funzionamento al 2060

Dato l’andamento altimetrico del terreno e dovendo garantire in ogni punto della condotta una pressione minima

di 5 m di colonna d’acqua, è necessario collocare prima il tronco con DN350 (in modo da dissipare un carico minore

e mantenere quindi la piezometrica più alta), come evidenziato dalla Fig. 9.

1.4 Pressione nominale in condotta

Nella scelta delle tubazioni da impiegare per l’adduttore esterno non è sufficiente calcolare esclusivamente i

diametri, ma è necessario determinare le pressioni alle quali le condotte saranno sottoposte in fase di esercizio.

Il D.M. 12/12/1985 stabilisce le regole per l’individuazione della classe nominale di pressione idonea, mediante il

confronto con la pressione equivalente PE.

Si considerano quindi, per entrambi i tratti di condotta a DN 350 e DN 300, i punti in cui si registrano le massime

pressioni e per ognuno si scelgono come Pressione Nominale il massimo valore risultante tra la Pressione

Idrostatica in quel punto e la Pressione ( P + ∆P )

Tratto a DN 350

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

P idrostatica kgf/cm2 ∆P kgf/cm2

6 3

6 – 10 3 - 4

10 – 20 4 - 5

20 - 30 5 - 6

Diametro DN 350 mm

Velocità V 1.149 m/s

Densità d 1000 kg/mc

Celerità c 1000 m/s

Pressione in condotta P 46.06 m = 4.60 kgf/cm2

Sovrappressione( ρcV ) ∆P 117.10 m = 11.71 kgf/cm2

Pressione idrostatica PI 71.63 m = 7.16 kgf/cm2

Dalla lettura della Tabella si osserva come le

sovrappressioni dovute al colpo d'ariete risultano essere

elevate per l'intervallo a cui appartiene la pressione

idrostatica. Per questo motivo si interviene con organi di

regolazione delle sovrappressioni come le casse d'aria. Con

tali regolatori la sovrappressione ∆P deve abbassarsi e

raggiungere valori massimi di 4 kgf/cm2 .

Tratto a DN 300

P idrostatica kgf/cm2 ∆P kgf/cm2

6 3

6 – 10 3 - 4

10 – 20 4 - 5

20 - 30 5 - 6

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

1.5 VALVOLA DI REGOLAZIONE

Una volta dimensionato il sistema al 2060, si procede a verificarne il funzionamento al 2010 con tubi nuovi, con

m=0,25 (quindi con dissipazioni minori).

mYYH

LQuLQuY

s

m

s

ldPQ

u

u

TNTUexcess

TN

7.745.129254

3.179

094.09486400

97575.0

42005.0

300

2

2060300350

2

2060350

3

20602010

300

350

Con il funzionamento a tubi nuovi (Fig.10) viene dissipato un carico inferiore rispetto a quello disponibile. È

necessario dunque prevedere dispositivi di dissipazione di energia durante le fasi di normale esercizio, dispositivi

che andranno dimensionati con riferimento alla condizione di tubazione nuova.

Fig. 10 – Funzionamento a tubi nuovi

Diametro DN 300 mm

Velocità V 1.563 m/s

Densità d 1000 kg/mc

Celerità c 1000 m/s

Pressione in condotta P 97.10 m = 9.71 kgf/cm2

Sovrappressione( ρcV ) ∆P 159.30 m = 15.93 kgf/cm2

Pressione idrostatica PI 141.5 m = 14.14 kgf/cm2

Dalla lettura della Tabella si osserva come le

sovrappressioni dovute al colpo d'ariete risultano essere

elevate per l'intervallo a cui appartiene la pressione

idrostatica. Per questo motivo si interviene con organi di

regolazione delle sovrappressioni come le casse d'aria. Con

tali regolatori la sovrappressione ∆P deve abbassarsi e

raggiungere valori massimi di 5 kgf/cm2 .

Pertanto, in una sezione compresa tra il serbatoio di valle e l’intersezione tra la condotta e la piezometrica a tubi

nuovi tracciata a partire dal serbatoio di valle, è necessario inserire una valvola di regolazione che introduca una

perdita di carico localizzata pari al ΔHexcess. che si riduce progressivamente nel tempo con l’uso della condotta e con

l’aumento della portata da addurre. Poiché la valvola di regolazione deve essere posizionata all’interno di una

struttura di controllo fornita di alimentazione elettrica e di viabilità per raggiungerla, si preferisce collocarla in una

sezione in cui esista una struttura già realizzata (a valle o a monte).

È necessario dunque valutare il coefficiente di perdita kv nelle condizioni iniziali di funzionamento :

87.607

22 2

300

2

2010

2

Ag

Q

H

g

v

Hkv excessexcess

valutandolo con riferimento all’energia cinetica nella sezione immediatamente a monte della valvola (avendo

deciso di posizionare la valvola presso il serbatoio di valle, la sezione sarà quella relativa al DN300). Il dispositivo

scelto è una valvola di regolazione a fuso della ditta Brandoni S.p.a. .

Il grado di apertura della valvola, in relazione al coefficiente di perdita calcolato, sarà del 26% circa nel

funzionamento a tubi nuovi al 2010, da aumentare progressivamente man mano che aumentano la portata

richiesta e il carico dissipato (Fig. 11).

Fig. 11 – Grado di apertura valvola

1.6 DIMENSIONAMENTO SFIATO E SCARICO

È necessario prevedere per il buon funzionamento delle condotte adduttrici l’installazione di altre apparecchiature

speciali all’ interno di appositi manufatti, facilmente accessibili dall’ esterno e in genere costituiti da semplici

pozzetti in muratura interrati, muniti di chiusino di accesso. Pertanto nei massimi relativi del profilo si dispongono

gli sfiati e in quelli minimi gli scarichi,opportunamente dimensionati; dispositivi che permettono il vuotamento dei

due tratti adiacenti di tubazione (Fig. 12).

Fig. 12 – Sfiato e scarico dimensionati

Lo sfiato che si è scelto di dimensionare( acquistato dalla ditta C.S.A. s.r.l. ) è a tripla funzione (a doppio

galleggiante) che compie le seguenti funzioni principali:

uscita d’aria in grande quantità;

degasaggio dell’aria in pressione;

entrata d’aria in grande quantità.

Per il dimensionamento della fase di degasaggio continuo si utilizza la formula:

= 4,76mm

Per il dimensionamento delle fasi di svuotamento e riempimento della condotta si utilizza la formula:

avendo assegnato a v un valore di 0,4m/s e a d un valore di tentativo pari a 0,3m, e verificando che la pressione

all’interno della condotta risultasse maggiore di quella critica. La portata di evacuazione è dunque costante (regime

sonico) e pari a:

Calcolata inoltre nel punto di posizionamento dello sfiato la sovrappressione in espulsione che è risultata essere:

ΔP = 6,56 bar

dalla tabella deflusso aria (Fig. 13), il diametro relativo alla fase di riempimento della condotta è risultato essere

pari a 0,75 pollici (19mm).

Fig.13 – Tabella deflusso aria

Per quanto riguarda lo scarico, si dimensiona la bocca di efflusso in modo che il tempo necessario per svuotare

completamente il serbatoio sia di 2 – 3 ore: si procederà per tentativi, assegnando vari diametri. Trattandosi di un

efflusso sotto battente, si opera alle differenze finite, suddividendo il carico H (pari a 37m) in 10 intervalli Δh:

i

i

i

i

i

ii

TT

Q

VT

Hgd

Q

6.0

24

2

Si sceglie come diametro D = 0.05 m, in modo che il tratto della condotta possa essere completamente svuotato in

un intervallo di tempo pari a 2 ore e mezza circa (Tab. 3).

Tab. 3 – Scarico condotta

1.7 DIMENSIONAMENTO BLOCCHI DI ANCORAGGIO

Lungo la condotta andranno realizzati una serie di blocchi d’ancoraggio atti a scaricare sul terreno gli sforzi che

agiscono sulla condotta, da realizzare in caso di curve planimetriche e altimetriche, variazioni di diametro,

estremità e diramazioni, tratti fortemente pendenti.

Nel caso in esame si è scelto di dimensionare un blocco a gravità di forma trapezoidale in corrispondenza di una

curva planimetrica (Fig. 14), di dimensioni:

l = 390 cm

l1 = 155 cm

h = 180 cm

h1 = 315

DIAMETRO 300 mm

PRESSIONE DELL’ACQUA 65,07 m

ANGOLO PLANIMETRICO 105°

Si determina una spinta sul blocco :

Sono state effettuate le seguenti verifiche:

verifica a scorrimento

verifica a schiacciamento del calcestruzzo

verifica a ribaltamento

Fig. 14 – Curva planimetrica

N107.282,032

2*4

5.12

***2

2

sen

DhsenAPcollaudoR e

G

.

1 *amm

i

clsDL

R

1

minmax/

61

h

e

A

G

base

1.7.1 VERIFICA SCORRIMENTO

Posti:

W = 205838,69 N

f = 0,75

vs = 1,54

R = 107.282.03 N < 178.456,16 N

1.7.2 VERIFICA A SCHIACCIAMENTO DEL CALCESTRUZZO

Posti:

2,307 N/cm2 < 200 N/cm2

1.7.3 VERIFICA A RIBALTAMENTO

1.6.3.1CALCOLO E VERIFICA DELL’ ECCENTRICITÀ

x = 134,86 cm

y = 22,63 cm

e’ = 28,98 cm

e = y + e’ = 51.62 cm

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

1.6.3.2 VERIFICA A RIBALTAMENTO

7,697 N/cm2 < 50 N/cm2

s

WfR

*

1.8 DIMESIONAMENTO DEL SERBATOIO

Si inserisce tra l’acquedotto esterno e quello interno un serbatoio (si tratterà quindi di un serbatoio di testata), che

assolve la duplice funzione di disconnessione idraulica (per preservare l’adduttore esterno dalle sollecitazioni per

colpo d’ariete che si originano nel centro urbano e si propagano attraverso l’acquedotto interno) e di riserva (per

garantire l’alimentazione per un certo periodo di tempo anche in caso di interruzioni sull’adduttore).

Si dimensiona il serbatoio valutando tre componenti:

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

3

2060max 958595853315,31430478 mldPVg

3

max 958595851 mVV gR

il volume di compenso VC (compenso giornaliero tra le portate di massimo e di minimo consumo), anch’esso

calcolato come frazione del volume giornaliero Vgmax (al 2060), valutando il coefficiente di proporzionalità α in

funzione del centro abitato:

3

max 1917958520.0 mVV gC

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

singolo incendio (4h)

397,95395397036004212,33 mltnQV ospegnimentincendiiAA

dove, con riferimento alla regola di Conti la portata antincendio è:

s

lPQA 12,33

10006 2060 .

Il volume totale di dimensionamento del serbatoio sarà:

3367,12456 mVVVV ACR

Sulla base del volume ottenuto, scegliendo come sezione di base un rettangolo avente i lati nel rapporto 2:3, si

suddivide il serbatoio in sei vasche di dimensioni 61624 (questi ultimi comprensivi di franco pari a 0,5m),

ciascuna di esse dotata di un setto centrale. È previsto, inoltre, un rinterro di 5m.

1.8.1 SCARICO DI SUPERFICIE

Si dimensiona ora lo scarico di superficie, costituito da una soglia sfiorante sagomata a imbuto e raccordata alla

tubazione verticale di scarico, che deve essere priva di qualsiasi organo di intercettazione. Esso viene dimensionato

per la più critica situazione che può verificarsi, che è quella di massima portata in arrivo dall’adduttrice con

serbatoio pieno e con consumo in rete nullo. Pertanto nel caso in cui il livello idrico nel serbatoio superi la quota

massima fissata, l’acqua in eccesso viene allontanata in maniera automatica, senza inserimento di alcun organo di

regolazione.

La soglia sfiorante viene posta alla quota del massimo livello liquido stabilito durante il normale esercizio e deve

avere uno sviluppo Ls che consenta lo smaltimento della portata Q2060 con un carico zs pari a 0,10m. Risulta perciò:

sss hghLQ 2

μ = 0,41

hs = 0,10

mmhgh

QL

ss

s 93,110.081.9210.041.0

11054,0

2

2060

mL

D s

s 61,0

Considerando i diametri commerciali assumeremo Ds pari a 0,6m e il diametro della tubazione per trasferire la

portata sfiorata al pozzetto di scarico (da cui poi l’acqua sarà allontanata verso l’esterno attraverso un canale a pelo

libero) è pari a D/2:

md 3,0

1.8.2 SCARICO DI FONDO

Lo scarico di fondo viene posizionato nel punto più basso di ciascuna vasca (in modo ad ottenere il completo

vuotamento per effettuare le operazioni periodiche di pulizia e manutenzione); l’imbocco della tubazione di scarico

è ubicato all’interno di un pozzetto ricavato al di sotto del fondo della vasca, nel quale possono essere convogliate

le sostanze melmose presenti dopo aver vuotato la vasca stessa. Si dimensiona la bocca di efflusso in modo che il

tempo necessario per svuotare completamente il serbatoio sia di 3 – 4 ore: si procederà per tentativi, assegnando

vari diametri. Trattandosi di un efflusso sotto battente con carico idraulico variabile, si opera alle differenze finite,

suddividendo l’altezza totale in 20 intervalli Δh pari a 0,275m (Tab. 4):

i

i

i

i

ii

TT

Q

VT

HgAQ

6.0

2

Si sceglie come diametro:

D = 0,25m

in modo che il serbatoio possa essere completamente svuotato in un intervallo di tempo di poco superiore alle tre

ore e mezza.

1.9 IMPIANTO DI SOLLEVAMENTO

Data l’ ubicazione del serbatoio nei confronti del centro abitato si rende necessaria la realizzazione di un serbatoio

pensile (di altezza pari a 35m e distante 5m dal serbatoio seminterrato) (Fig15) con relativo impianto di

sollevamento (Fig 16).

Le dimensioni del serbatoio pensile con pianta a corona circolare sono:

Altezza = 3 m

Diametro interno = 1,5 m

Diametro esterno = 7 m

Fig. 15 – Pianta serbatoio pensile

Tab. 4 – Calcolo del diametro della bocca di efflusso

Fig. 16 – Schema impianto di sollevamento

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

smQ /28,0 3

smv /4,1

4

2DvQ

Si adopera dunque un tubo di acciaio DN = 500 per una lunghezza di 40m.

Si stabilisce dunque la prevalenza della pompa con la formula :

mmmQLD

HH g 18,3568,05,342

5

Si è deciso di utilizzare due pompe in parallelo centrifughe multistadio (Etanorm R/RSY 200-400 Φ 360)

(Fig. 17a, 17b) acquistate dall’ azienda KSB Italia.

Fig. 17a – Pompa Etanorm R/Etanorm RSY Fig. 17b – Curva caratteristica interna

Tracciata la curva caratteristica interna relativa alle pompe scelte e la curva caratteristica esterna dell’impianto

(approssimata a costante), dall’intersezione delle due emerge che il punto di funzionamento è in linea con i valori di

portata e prevalenza da soddisfare con l’impianto di pompaggio (Fig. 18).

Fig. 18 – Punto di funzionamento

Dalla curva del cosiddetto Net Positive Suction Head (NPSH) disposto dall’utente, si ricava il valore del carico

assoluto netto all’aspirazione necessario affinché non si verifichino all’interno della pompa le condizioni che danno

luogo alla cavitazione. Si è quindi accertato che il Net Positive Suction Head disponibile (Fig. 19a) sia maggiore di

quello richiesto, avendo adottato una diametro ( DN 400 mm ) per la condotta di aspirazione :

Fig. 19a - NPSHNECESSARIO

Fig. 19b – Potenza

assorbita

La potenza assorbita da una singola pompa (Fig.19b) è di 62KW, quindi la potenza totale assorbita è pari a 124 KW

con un rendimento totale del 77,84% .

1.10 DIMENSIONAMENTO DELLA RETE

Ci si occupa adesso della rete di distribuzione urbana al fine di portare la risorsa idrica alle singole utenze private ed

ai servizi pubblici con condotte che percorrono il sottosuolo. Per il comune di Ruvo di Puglia è prevista una tipologia

di rete con serbatoio in testata in cui viene creata una disconnessione idraulica tra l’adduttrice e la rete

posizionando lo sbocco dell’adduttrice a quota superiore al massimo livello liquido nel serbatoio in modo che le

oscillazioni di carico nella rete di distribuzione, dovute alle variazioni di consumo, non si propaghino nell’adduttrice

stessa.

Il serbatoio pensile è collegato alla rete di distribuzione interna da una condotta di avvicinamento di 770 metri.

Le condotte costituenti l’ acquedotto interno sono realizzate in ghisa sferoidale acquistate dalla Boldarino S.p.a

La rete urbana deve essere in grado di trasportare la portata massima ( maxQ ) del giorno di massimo consumo,

ottenuta moltiplicando la portata di dimensionamento dell’acquedotto esterno ( medQ ) per il coefficiente di punta

cP , dato dalla relazione:

53,220 2,0

2060 Pcp

s

mQ

s

m

s

mQcQ

med

medP

3

33

max

11054.0

281.011054.053,2

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

in alcuni nodi puntuali la portata:

2010max Pconc QQQ

e distribuendo sulla rete la portata di picco al 2010:

s

mdPcQ

p

P

320102010

238,086400

2010

2010

essendo:

s

l

Pc

Qd

Pc

p

p

2,30486400

62,220

2010

20102010

2,0

2010

2010

2010

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

86400

20102010 ptronco

tronco

cdPq

j

j

essendo stati distribuiti gli abitanti di ogni singola maglia (calcolati valutando gli indici di fabbricabilità territoriale

forniti dal Piano Regolatore Generale) proporzionalmente alla lunghezza del tronco stesso rispetto alla lunghezza

totale della maglia (jtroncoP ) (Tab. 5).

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

Analizzando le portate distribuite lungo ciascun tronco ricaviamo per ogni nodo le portate transitanti. Per i nodi 1 e

13(futuri nodi di espansione) si è aggiunta anche il valore di portata concentrata pari a 21,55 l/s (Tab.6)

Tab. 6 – portate transitanti nei nodi

Per il dimensionamento della rete si utilizza il software “epanet” in cui si riproduce la planimetria della rete di

distribuzione (fig. 20), assegnando ad ogni nodo la quota geodetica e la portata transitante, e ad ogni tronco la

lunghezza e la scabrezza della tubazione. Si procede assegnando ad ogni tronco un valore di tentativo del diametro

individuando la combinazione per la quale si ottengono velocità comprese tra i 0,4 e 2,5 m/s e pressioni nei nodi le

cui altezze rappresentative siano comprese tra 20 e 80 metri circa.

Fig. 20 – Schema idraulico

Di seguito sono riportati i risultati estrapolati dal Software.

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