RELAZIONE TECNICA – Opere Fognarie – Progetto Esecu tivo · Dimensionamento della rete di...

RELAZIONE TECNICA – Opere Fognarie – Progetto Esecutivo

Progettisti: Dott. Ing. Nicola Cucca - Dott. Ing. Matteo Piras Committente: Comune di Cardedu

Indice. Premessa................................................................................................................................................. 1

Contesto, finalità dell’intervento e bisogni da soddisfare. ..................................................................... 1

Rispondenza del progetto al Progetto Definitivo. .................................................................................. 1

Criteri seguiti per trasferire le scelte progettuali sul piano contrattuale. ............................................... 1

Opera in Progetto: descrizione e scelte progettuali. ............................................................................... 2

Dimensionamento Opere in Progetto. .................................................................................................... 7

Dimensionamento della rete di adduzione, calcolo idraulico e verifica delle portate. ....................... 7

Verifica tempo di detenzione ........................................................................................................ 18

Dimensionamento dell’impianto di sollevamento, calcolo idraulico e verifica delle portate. ......... 18

Dimensionamento della camera di aspirazione e schema di funzionamento delle pompe. ............. 21

Dimensioni della vasca di carico. ................................................................................................. 22

Dimensionamento del volume utile. ................................................................................................. 24

Calcolo di verifica delle pressioni e del colpo d’ariete. ....................................................................... 25

Calcolo delle dilatazioni termiche nella condotta di adduzione. ......................................................... 27

Calcolo delle dilatazioni termiche nella condotta di mandata. ............................................................ 28

Calcolo di verifica delle tubazioni alle forze ovalizzanti. .................................................................... 29

Condizioni di calcolo........................................................................................................................ 30

Normativa di riferimento. .................................................................................................................... 39


Progettisti: Dott. Ing. Nicola Cucca - Dott. Ing. Matteo Piras Committente: Comune di Cardedu 1

Premessa.

Il presente documento rappresenta la relazione del Progetto Esecutivo delle “Opere fognarie” lungo il

Km. 123 della ex Strada Statale 125, affidato dal Comune di Cardedu al Raggruppamento

Temporaneo di Professionisti formato dall’Ing. Nicola Cucca e dall’Ing. Matteo Piras.

Tale relazione, conformemente alle vigenti disposizioni legislative sui LL.PP., descrive pertanto le

caratteristiche dell’intervento in progetto e riferisce in merito alle scelte progettuali esecutive relative

ai particolari costruttivi ed al conseguimento dei prescritti livelli qualitativi e di sicurezza oltre a

illustrare le scelte effettuate per trasferire sul piano contrattuale e sul piano costruttivo le soluzioni

proposte nel Progetto Definitivo.

Contesto, finalità dell’intervento e bisogni da soddisfare.

L’Amministrazione Comunale, considerando l’edificazione esistente lungo il Km. 123 della ex Strada

Statale 125, ha deliberato di intervenire mediante la realizzazione di un prolungamento della rete

fognaria attuale al fine di consentire agli abitanti residenti appena fuori il centro abitato di poter

usufruire del servizio pubblico di raccolta acque nere, a completamento degli interventi di

urbanizzazione ad oggi eseguiti.

Altresì, il presente progetto può intendersi come un primo stralcio funzionale in previsione di un futuro

ed eventuale proseguimento lungo il Km. 122 della suddetta rete fognaria.

Rispondenza del progetto al Progetto Definitivo.

Il presente Progetto Esecutivo rispetta, in linea di massima1, le previsioni del Progetto Definitivo

approvato e, nella sostanza, non ne altera le scelte ivi effettuate. Pertanto, si può affermare che il

Progetto Esecutivo risulta conforme al Progetto Definitivo e recepisce tutte le prescrizioni fornite

dagli Enti competenti (sia dall’Amministrazione Comunale che dall’Ente Gestore Abbanoa s.p.a.).

Criteri seguiti per trasferire le scelte progettuali sul piano contrattuale.

Le scelte circa la modalità di stipulazione del contratto sono orientate verso la tipologia contrattuale “A

MISURA ” in quanto per la maggior parte delle lavorazioni, quali soprattutto quelle che interessano la

realizzazione dei servizi a rete e i relativi movimenti terra, per le indeterminazioni legate al

sottosuolo, non è possibile, se non mediante un dispendioso incremento di indagini preventive, una

quantificazione tale da escludere modifiche in fase esecutiva dei lavori.

1 L’unica sostanziale difformità riguarda la rete di mandata, in pressione, che, così come richiesto dall’Ente Gestore

Abbanoa s.p.a., sarà realizzata con tubi in ghisa sferoidale al posto di quelli in polietilene ad alta densità previsti nel Progetto Definitivo.



Criteri seguiti per trasferire le scelte progettuali sul piano costruttivo.

Le problematiche costruttive riscontrabili in fase progettuale nell’eseguire le opere previste riguardano

le eventuali interferenze con i servizi esistenti. Pertanto, prima dell’esecuzione dei lavori in progetto,

dovranno essere nuovamente interpellati gli Enti Gestori per tracciare l’esatta posizione dei servizi

presenti.

Il Comune ha ottenuto le liberatorie dei proprietari dei terreni contigui all’area d’intervento per poter

effettuare i lavori.

Opera in Progetto: descrizione e scelte progettuali.

La rete fognaria esistente ha termine con un pozzetto in prossimità del centro abitato all’angolo tra via

Tola e via Josto (Foto 1).

Foto 1

Come si evince dagli elaborati grafici in allegato, l’intervento prevede il prolungamento della condotta

fognaria per circa 400 metri in direzione San Paolo con una rete di adduzione delle acque nere

costituita da tubazioni funzionanti a pelo libero, per gravità, in polietilene strutturato ad alta

densità PEAD, DE 350, tipo ECOPAL, corrugato esternamente e con parete interna liscia “tipo

B” , che dall’intorno del Km. 123.600 (Foto 2) prosegue sino al Km. 123.200 circa, terminando in un

impianto di sollevamento fognario composto da n. 2 elettropompe sommergibili per liquami

fognari.



Foto 2

Da tale punto (Foto 3, 4 e 5) il sistema convoglierà i reflui, con una rete di mandata costituita da

tubazioni funzionanti per pressione, in ghisa sferoidale DN 80 PFA 40, per circa 545 metri per poi

terminare, convogliando a gravità, per ulteriori 35 metri circa, con tubi in polietilene strutturato,

DE 350, tipo ECOPAL , fino all’esistente rete fognaria lungo via Tola (Foto 6, 7).

Foto 3

Foto 4 Foto 5



In merito all’impianto di sollevamento fognario, per ovviare a eventuali interruzioni della fornitura di

energia elettrica con conseguente arresto delle pompe, si prevede la realizzazione, in corrispondenza

del suddetto impianto, di un locale destinato all’alloggiamento di un opportuno gruppo elettrogeno.

Come da accertamenti catastali, si è potuto evincere che la stazione di pompaggio verrà realizzata sul

tracciato della vecchia S.S. 125, porzione di terreno che ad oggi ricade nelle proprietà del Comune di

Cardedu.

Analogamente, tutte le infrastrutture costituenti la rete fognaria verranno realizzate nell’area di

esproprio della ex S.S. 125 ora di competenza comunale.

Foto 6 Foto 7

La rete fognaria sarà dotata di tredici pozzetti da realizzarsi in opera in cls, a base quadrata da 1,60 mt,

tutti ispezionabili al fine, in caso di necessità, di poter intervenire nella porzione del ramo in cui

possa verificarsi un malfunzionamento.

I pozzetti d’ispezione verranno posizionati ad una distanza reciproca in funzione del diametro interno

del tubo di innesto (Φ < 600 mm; D = 30÷50 m) e, in ogni caso, in presenza di un cambio di

diametro, di direzione, di livelletta ed in corrispondenza della sezione iniziale di tutti i tronchi di

testa.

A consentire agevolmente gli allacci alla nuova porzione di rete fognaria, saranno previsti in progetto

ulteriori otto pozzetti di allaccio di tipo prefabbricato, in calcestruzzo vibrocompresso, pedonabili o

carrabili, dimensioni interne b = 60 cm, l = 60 cm ed altezza variabile da 60 cm a 150 cm, posati ad

una quota superiore all’estradosso della condotta. Gli allacci privati avverranno tramite tubazione in

polietilene strutturato ad alta densità PEAD, DE 160, tipo ECOPAL, corrugato esternamente e

con parete interna liscia “tipo B”.

Dalle prime indagini effettuate in loco, si è evinta la necessità, salvo casi specifici esaminati di seguito,

di realizzare la rete fognaria in progetto alle spalle del muro di contenimento in c.a., a monte della ex

Strada Statale 125. Infatti, a valle, sono già presenti, sotto quota, i cavi dell’impianto di illuminazione

pubblica e di telecomunicazione.



In prossimità del Km 123.380, la rete viaria prevede un attraversamento di un ruscello (Foto 8) il cui

letto si trova ad una quota dal piano di campagna circostante di circa 1.50 mt.

Poiché l’attraversamento del corso d’acqua non può essere realizzato ponendo in opera le tubazioni

lungo la carreggiata stradale del ponte, in quanto non è possibile garantirne il ricoprimento minimo

senza dover procedere ad una parziale demolizione della soletta in c.a. che ne costituisce la struttura,

tale attraversamento potrebbe essere eseguito esternamente al ponte, staffando lungo il fianco della

soletta un tubo camicia in acciaio DN 500 all’interno del quale far scorrere le due condotte in

progetto.

Dovendo però garantire un ricoprimento minimo delle tubazioni lungo tutto il tracciato planimetrico di

almeno 1.00 mt., onde garantirne la verifica alle forze ovalizzanti, si predilige la soluzione di far

passare le condotte in progetto ad una quota inferiore a quella del corso d’acqua.

Pertanto, avendo la necessità di posare le tubazioni ad una quota di scavo che, in corrispondenza

dell’attraversamento del corso d’acqua, raggiunge i 2.50 mt. dal piano di campagna circostante e

dovendo garantire, lungo tutto il tracciato planimetrico, un ricoprimento minimo di almeno 1.00 mt.,

le condotte fognarie, sia di adduzione che di mandata, verranno disposte ad una profondità di scavo

variabile fino ad un massimo di circa 3.00 mt. dal piano di campagna, imponendo necessariamente

l’impiego di un sistema di pompaggio per rimuovere le acque di falda dal fondo scavo e di

sbadacchiature o altro sistema di contenimento del fronte scavo per garantire lo svolgimento in

sicurezza delle lavorazioni.

Foto 8

Le due condotte, sia di adduzione che di mandata, verranno opportunamente sfalsate, sia

planimetricamente che altimetricamente, in modo da agevolare gli eventuali interventi di

manutenzione.



Analogamente, attestata la presenza della rete di distribuzione di acqua potabile, entrambe le condotte

dovranno essere posate al di sotto della rete idrica in modo da garantire che tra l’estradosso della

condotta più superficiale e la generatrice inferiore della rete dell’acquedotto vi sia un franco di

almeno 0.30 mt.

Inoltre, si dovrà prevedere l’accortezza di mantenere la condotta idrica planimetricamente distanziata

da quelle in progetto di almeno 0.70 mt.

A seguire, in prossimità dei Km. 123.450 e Km. 123.550 (Foto 9), si prevede una ramificazione della

condotta di adduzione con conseguente taglio stradale per consentire l’allaccio fognario anche ai

fabbricati disposti a valle della ex Strada Statale 125.

La condotta di mandata avrà termine in prossimità del Km. 123.750 (Foto 10) da cui i reflui

convoglieranno, attraverso allaccio in un pozzetto ispezionabile da realizzarsi ad hoc, con successivo

recapito alla esistente rete fognaria lungo via Tola mediante funzionamento a gravità.

Foto 9

Foto 10



Dimensionamento Opere in Progetto. Dimensionamento della rete di adduzione, calcolo idraulico e verifica delle portate. Per il dimensionamento della rete fognaria delle acque nere e della stazione di sollevamento si è

considerato il numero di 250 abitanti equivalenti che potenzialmente ne usufruiranno, assegnando

una dotazione idrica pro-capite di 400 litri*abitante/giorno (pari a 0.28 l*ab/min) e prevedendo sia

l’eventuale ulteriore prolungamento della suddetta rete sia il probabile incremento

demografico/edilizio nella zona di intervento, in maniera tale che non si necessiti, in futuro, di un

adeguamento dimensionale.

Il potenziale afflusso idrico che si può presentare nella stazione di pompaggio è così calcolato in

funzione dei seguenti parametri:

- Abitanti serviti (N): espressa in abitanti equivalenti (A.E.), previsione della popolazione da servire

durante la vita nominale della fognatura (40÷50 anni). Si considerano un numero di abitanti

convenzionali pari a 250 A.E., stimati valutando anche eventuali futuri prolungamenti della rete

fognaria in progetto oltre a probabili incrementi demografici ed edilizi potenzialmente previsti

nell’area di intervento.

- Dotazione idrica procapite (d): espressa in l*ab/g, rappresenta normalmente la quantità di acqua

individuale che deve essere garantita mediamente durante l'anno. Nel caso in esame si è assunta una

dotazione idrica dell’acquedotto nel giorno di massimo consumo pari a 400 l/g per abitante, pari a

0.28 l/min per abitante.

La dotazione idrica procapite è stata desunta maggiorando opportunamente, sulla base anche

dell’indeterminatezza relativa al tipo di attività che in seguito potrà andare ad insediarsi nel comparto

in esame, il valore delle previsioni contenute nel Piano Regolatore Generale degli acquedotti della

Sardegna, relativamente ai fabbisogni idropotabili legati al raggiungimento degli obiettivi al 50° anno

di gestione (anno 2041), per comuni con popolazione residente inferiore a 5000 abitanti (Tabella 1).

- Coefficiente di massimo consumo (β) o di maggiorazione per l’ora di punta: rappresenta il

rapporto tra la portata di punta Q p nel giorno di massimo consumo annuo e la portata media annua Q .

Per tale coefficiente di norma si assume un valore pari a 2.50.

- Coefficiente di riduzione per perdite (α): coefficiente che tiene conto dell'effettiva aliquota di

acqua potabile distribuita che, dopo l'utilizzo, viene scaricata nella fognatura. Per tale coefficiente, di

regola, si assume un valore variabile tra 0.7 e 0.8. Tenuto conto delle perdite che si determinano nel

trasferimento del liquido, tra cui quelle derivanti dall’evaporazione e dirottamento sulla fognatura

bianca, si potrebbe valutare la portata nera che perviene alla fogna pari all’80% di quella erogata

dall’acquedotto. A vantaggio della sicurezza, considerando la possibilità di eventuali maggiori

afflussi di varia e indeterminata origine, si assume un valore unitario.



Tabella 1

Per cui la portata massima da smaltire in fogna (portata nera di punta) è:

Qn = (α*β*N*d) = (1,0*2,5*250*0,28) = 175 l/min = 2.92 l/sec = 0.00292 mc/sec

La condotta fognaria di adduzione delle acque nere sarà realizzata con una rete di tubazioni in

polietilene strutturato ad alta densità PEAD, DE 350, tipo ECOPAL corrugato esternamente e

con parete interna liscia “tipo B”, diametro interno pari a 300 mm, pendenza media di circa

l’1.60%, con successivo recapito nell’impianto di sollevamento fognario.

In considerazione del fatto che, ad oggi, non è possibile conoscere quale tipo di attività andrà ad

insediarsi nel comparto in esame e/o prevedendo un potenziale incremento demografico/edilizio nella

zona di intervento, non si è ritenuto di optare per un diametro interno inferiore ai 300 mm, mentre si è

rivelata praticamente obbligata la scelta del materiale (polietilene) adottato e delle pendenze

(pendenza variabile tra l’1.25% e l’1.85%) sulle tratte in oggetto, stante la necessità di ottenere

velocità accettabili anche ai fini della autopulizia delle tubazioni.

La verifica viene effettuata considerando un valore di h/d (percentuale di riempimento della tubazione)

pari al 50%, scelto adeguatamente per consentire una buona aerazione del tubo ed il corretto

funzionamento a pelo libero delle condotte.



Il dimensionamento del tubolare di adduzione dei reflui è stato eseguito secondo le modalità

riguardanti il moto uniforme nelle condutture con funzionamento per gravità a pelo libero ed è

stato così ricavato (Figura 1):

� Diametro Nominale: DN = 0.30 mt

� Coefficiente di riempimento: k = 0.50

� Pendenza media: p = 1.60 %

� Coefficiente di Scabrosità (di Kutter): m = 0.55

� Raggio Idraulico: R = 0.0750 mt

� Coefficiente di attrito (di Chèzy): c = 33.24 ( formula di Chèzy- Kutter)

� Area di deflusso: S = 0.0353 mq

� Contorno Bagnato: C = 0.4712 mt

� Velocità deflusso: V = 1.15 mt/sec

� Portata massima prevista: Q max = 0.041 mc/sec = 41.00 l/sec.

A vantaggio della sicurezza, si è ritenuto opportuno ammettere una elevata scabrosità della pareti

interne.

La verifica della portata consiste nel confronto:

Portata massima prevista (Q max) > Portata nera di punta (Q n)

0.041 mc/sec > 0.00292 mc/sec VERIFICATO

Analogamente, si procede considerando la pendenza, rispettivamente minima e massima, presente lungo il tracciato (Figura 2 e 3), mantenendo invariate le altre condizioni:

Pendenza minima: p = 1.25 %


� Portata massima prevista: Q max = 0.036 mc/sec.

Pendenza massima: p = 1.85 %


� Portata massima prevista: Q max = 0.044 mc/sec.



Figura 1



Figura 2



Figura 3



Allo stesso modo si procede per valutare la portata media oraria da smaltire in fognatura in funzione

delle ore di consumo acqua prevedibili.

Presumendo un numero ore di consumo acqua pari a 8, un numero di abitanti convenzionali pari a 250

A.E. ed una dotazione idrica pari a 400 l/g per abitante, la portata media oraria Qmed,8 da smaltire in

fognatura sarà pari a:

Qmed,8 = 400*250/8= 12˙500 litri/ora = 12.5 mc/ora = 0.0035 mc/secondo

Inoltre, stante il fatto che nelle ore notturne la portata prodotta è molto ridotta rispetto a quelle diurne,

la portata media oraria sarà calcolata dividendo la portata idrica giornaliera per un numero di ore pari

a 18. Considerando le ipotesi fatte finora, il valore della portata media oraria Qmed,18 si determina

con la seguente espressione:

Qmed,18 = 400*250/18= 5˙555 litri/ora = 5.55 mc/ora = 0.0015 mc/secondo

Stabilita la Qmed,8 è possibile calcolare, presumendo un consumo acqua pari a 8 ore, la portata di

punta nera Qpn,8 e la portata massima2 ammessa Qmax,8 con le seguenti espressioni:

Qpn,8 = β * Qmed,8 = 2.5 * 0.0035 mc/sec = 0.00875 mc/sec

Qmax,8 = 6 * Qmed,8 = 6 * 0.0035 mc/sec = 0.021 mc/sec

La portata massima prevista Q max verifica sia la portata di punta nera Qpn,8 sia la portata massima

ammessa Qmax,8 calcolate in riferimento ad un consumo giornaliero di 8 ore.

Stabilita la Qmed,18 è invece possibile calcolare, presumendo un consumo acqua pari a 18 ore, la

portata minima Qmin,18 con le seguente espressione:

Q min, 18 = 0.3 * Q med, 18 = 0.3 * 0.0015 mc/sec = 0.00045 mc/sec

Per il calcolo delle velocità di afflusso si ammette un coefficiente di scabrosità pari a m = 0.12 (tubi

con lievi incrostazioni):

Pendenza media:

Si verifica che la velocità relativa alla portata di punta non dovrà essere superiore a 4.00 m/sec.

Si verifica che la velocità relativa alla portata media non dovrà essere inferiore a 0.50 m/sec, ritenuta

la minima per riprendere in sospensione i solidi sedimentati.

2 Stante la necessità di scaricare la portata massima di progetto della fognatura, pari ad almeno 6 volte la portata media nera

in tempo secco, al fine di salvaguardare l’integrità e la funzionalità delle parti costruttive e di non sovraccaricare

l’impianto di sollevamento fognario con portate che si potrebbero formare durante piogge intense.

In ogni caso si preclude l’allaccio di scarichi di acque meteoriche alla condotta in progetto.

d (mm) h/d (%) p (%) m Q = Q (mc/sec) V (m/sec) 300 10.08 1.60 0.12 Qmed,8 0.00350 0.94

300 6.85 1.60 0.12 Qmed,18 0.00150 0.71 300 15.50 1.60 0.12 Qpn,8 0.00875 1.25 300 23.73 1.60 0.12 Q max,8 0.02100 1.64 300 3.99 1.60 0.12 Q min,18 0.00045 0.48



Tenuto conto dell'evidente sovradimensionamento della condotta, si omette la valutazione della

velocità relativa alla possibile portata minima per la verifica del rispetto del limite di 0.50 m/sec.

E' chiaro infatti che, durante le 24 ore, la portata e quindi la velocità scenderà anche sotto tale valore,

ma si ritiene sia sufficiente che almeno una volta al giorno si verifichi una portata tale da determinare

un lavaggio della condotta assicurando il regolare deflusso evitando la formazione di depositi.

Adottando un coefficiente di scabrosità m = 0.007, più idoneo al tipo di tubazione adottata in fase

progettuale, le velocità relative alle possibili portate verificherebbero tutte il rispetto dei limiti:

d (mm) h/d (%) p (%) m Q = Q (mc/sec) V (m/sec) VERIFICA 300 7.54 1.60 0.007 Qmed,8 0.00350 1.44 SI 300 4.93 1.60 0.007 Qmed,18 0.00150 1.16 SI 300 12.01 1.60 0.007 Qpn,8 0.00875 1.82 SI 300 18.91 1.60 0.007 Qmax,8 0.02100 2.26 SI 300 2.72 1.60 0.007 Q min,18 0.00045 0.85 SI

Considerando altresì la variazione di velocità di flusso e di portata in funzione della percentuale di

riempimento (h/d) della tubazione, si ricava, rispettivamente per m = 0.120 e per m = 0.007:

d (mm) h/d (%) h (mm) p (%) m Q (mc/sec) V (m/sec) VERIFICA VELOCITÀ 300 10 30 1.60 0.120 0,0034 0,93 SI

300 20 60 1.60 0.120 0,0148 1,48 SI

300 30 90 1.60 0.120 0,0334 1,87 SI

300 40 120 1.60 0.120 0,0575 2,18 SI

300 50 150 1.60 0.120 0,0851 2,41 SI

300 60 180 1.60 0.120 0,1142 2,58 SI

300 70 210 1.60 0.120 0,1421 2,69 SI

300 80 240 1.60 0.120 0,1658 2,73 SI

300 90 270 1.60 0.120 0,1809 2,70 SI

300 100 300 1.60 0.120 0,1703 2,41 SI


300 20 60 1.60 0.007 0,0234 2,32 SI

300 30 90 1.60 0.007 0,0496 2,78 SI

300 40 120 1.60 0.007 0,0824 3,12 SI

300 50 150 1.60 0.007 0,1194 3,38 SI

300 60 180 1.60 0.007 0,1578 3,56 SI

300 70 210 1.60 0.007 0,1947 3,68 SI

300 80 240 1.60 0.007 0,2264 3,73 SI

300 90 270 1.60 0.007 0,2476 3,70 SI

300 100 300 1.60 0.007 0,2388 3,38 SI

Reiterando la formula di Chèzy-Kutter per tentativi, si determina l’altezza idrica (h) della corrente,

quale valore di altezza di riempimento della condotta tale per cui almeno uno dei due parametri di

verifica (portata e velocità) non verifichi.



Tale valore, calcolato sulla base della condizione peggiore, in cui m = 0.55, è h ≈ 50.00 mm con

pendenza media pari all’1.60%.

Il grado di riempimento (h/d) si calcola dividendo l’altezza idrica per il diametro interno della condotta

per cui: h/d = 50/300 = 1/6.

Si ritengono accettabili risultati inferiori a 2/3, per cui: h/d ≤ 2/3.

Avendo posto a priori un valore di h/d = 1/2, corrispondente alla percentuale di riempimento della

tubazione del 50% e scelto adeguatamente per consentire una buona aerazione del tubo ed il corretto

funzionamento a pelo libero delle condotte, si verifica la relazione di cui sopra.

Con le modalità precedentemente esposte, si ripetono i calcoli con le pendenze, minima e massima,

presenti lungo il tracciato:

� calcolo delle velocità di afflusso.

Si ammette un coefficiente di scabrosità pari a m = 0.12 (tubi con lievi incrostazioni):

Pendenza minima:

Pendenza massima:

Si verifica che la velocità relativa alla portata di punta non dovrà essere superiore a 4.00 m/sec.

Si verifica che la velocità relativa alla portata media non dovrà essere inferiore a 0.50 m/sec, ritenuta

la minima per riprendere in sospensione i solidi sedimentati.

Tenuto conto dell'evidente sovradimensionamento della condotta si omette la valutazione della

velocità relativa alla possibile portata minima per la verifica del rispetto del limite di 0.50 m/sec nei

tratti di pendenza minima pari all’1.25%.

E' chiaro infatti che, durante le 24 ore, la portata e quindi la velocità scenderà anche sotto tale valore,

ma si ritiene sia sufficiente che almeno una volta al giorno si verifichi una portata tale da determinare

un lavaggio della condotta assicurando il regolare deflusso evitando la formazione di depositi.

Adottando un coefficiente di scabrosità m = 0.007, più idoneo al tipo di tubazione adottata in fase

progettuale, le velocità relative alle possibili portate verificherebbero tutte il rispetto dei limiti:

d (mm) h/d (%) p (%) m Q = Q (mc/sec) V (m/sec) 300 10.68 1.25 0.12 Qmed,8 0.00350 0.86

300 7.24 1.25 0.12 Qmed,18 0.00150 0.66 300 16.44 1.25 0.12 Qpn,8 0.00875 1.15 300 25.24 1.25 0.12 Qmax,8 0.02100 1.50 300 4.22 1.25 0.12 Q min,18 0.00045 0.44

d (mm) h/d (%) p (%) m Q = Q (mc/sec) V (m/sec) 300 9.75 1.85 0.12 Qmed,8 0.00350 0.99 300 6.62 1.85 0.12 Qmed,18 0.00150 0.75 300 14.97 1.85 0.12 Qpn,8 0.00875 1.32 300 22.89 1.85 0.12 Qmax,8 0.02100 1.72 300 3.87 1.85 0.12 Q min,18 0.00045 0.50



Pendenza minima:

d (mm) h/d (%) p (%) m Q = Q (mc/sec) V (m/sec) VERIFICA 300 8.03 1.25 0.007 Qmed,8 0.00350 1.32 SI 300 5.25 1.25 0.007 Qmed,18 0.00150 1.06 SI 300 12.79 1.25 0.007 Qpn,8 0.00875 1.66 SI 300 20.18 1.25 0.007 Qmax,8 0.02100 2.06 SI 300 2.89 1.25 0.007 Qmin,18 0.00045 0.77 SI

Pendenza massima:

d (mm) h/d (%) p (%) m Q = Q (mc/sec) V (m/sec) VERIFICA 300 7.27 1.85 0.007 Qmed,8 0.00350 1.52 SI 300 4.76 1.85 0.007 Qmed,18 0.00150 1.22 SI 300 11.57 1.85 0.007 Qpn,8 0.00875 1.92 SI 300 18.21 1.85 0.007 Qmax,8 0.02100 2.39 SI 300 2.62 1.85 0.007 Qmin,18 0.00045 0.89 SI

Considerando altresì la variazione di velocità di flusso e di portata in funzione della percentuale di

riempimento (h/d) della tubazione, si ricava, rispettivamente per m = 0.120 e per m = 0.007:

Pendenza minima:


300 20 60 1.25 0.120 0,0131 1,30 SI

300 30 90 1.25 0.120 0,0295 1,65 SI

300 40 120 1.25 0.120 0,0508 1,92 SI

300 50 150 1.25 0.120 0,0752 2,13 SI

300 60 180 1.25 0.120 0,1009 2,28 SI

300 70 210 1.25 0.120 0,1256 2,38 SI

300 80 240 1.25 0.120 0,1465 2,42 SI

300 90 270 1.25 0.120 0,1599 2,39 SI

300 100 300 1.25 0.120 0,1505 2,13 SI


300 20 60 1.25 0.007 0,0206 2,05 SI

300 30 90 1.25 0.007 0,0438 2,46 SI

300 40 120 1.25 0.007 0,0728 2,76 SI

300 50 150 1.25 0.007 0,1055 2,99 SI

300 60 180 1.25 0.007 0,1395 3,15 SI

300 70 210 1.25 0.007 0,1721 3,26 SI

300 80 240 1.25 0.007 0,2001 3,30 SI

300 90 270 1.25 0.007 0,2189 3,27 SI

300 100 300 1.25 0.007 0,2110 2,99 SI



Pendenza massima:


300 20 60 1.85 0.120 0,0160 1,59 SI

300 30 90 1.85 0.120 0,0359 2,01 SI

300 40 120 1.85 0.120 0,0618 2,34 SI

300 50 150 1.85 0.120 0,0915 2,59 SI

300 60 180 1.85 0.120 0,1228 2,77 SI

300 70 210 1.85 0.120 0,1528 2,89 SI

300 80 240 1.85 0.120 0,1783 2,94 SI

300 90 270 1.85 0.120 0,1945 2,90 SI

300 100 300 1.85 0.120 0,1831 2,59 SI


300 20 60 1.85 0.007 0,0251 2,50 SI

300 30 90 1.85 0.007 0,0533 2,99 SI

300 40 120 1.85 0.007 0,0886 3,36 SI

300 50 150 1.85 0.007 0,1284 3,63 SI

300 60 180 1.85 0.007 0,1697 3,83 SI

300 70 210 1.85 0.007 0,2094 3,96 SI

300 80 240 1.85 0.007 0,2428 4,00 SI

300 90 270 1.85 0.007 0,2663 3,97 SI

300 100 300 1.85 0.007 0,2567 3,63 SI

In base a quanto sopra esposto, non saranno previsti opportuni sistemi di lavaggio delle tubazioni.

Pertanto la tubazione della condotta di adduzione in polietilene strutturato di diametro interno pari a

300 mm risulta essere abbondantemente verificata per l’utilizzo progettuale.

A riguardo degli allacci privati alla condotta di adduzione, previsti in fase progettuale, si verifica,

come sotto esposto, il rispetto del limite inferiore della velocità di afflusso (0.50 m/sec) con una

pendenza minima dello 0.50%, coefficiente di scabrosità delle tubazioni pari a m = 0.007, al variare

della percentuale di riempimento (h/d):

d (mm) h/d (%) h (mm) p (%) m V (m/sec) VERIFICA VELOCITÀ 135 10 13,50 0.50 0.007 0,61 SI

135 20 27,00 0.50 0.007 0,86 SI

135 30 40,50 0.50 0.007 1,03 SI

135 40 54,00 0.50 0.007 1,15 SI

135 50 67,50 0.50 0.007 1,25 SI

135 60 81,00 0.50 0.007 1,32 SI

135 70 94,50 0.50 0.007 1,37 SI

135 80 108,00 0.50 0.007 1,39 SI

135 90 121,50 0.50 0.007 1,37 SI

135 100 135,00 0.50 0.007 1,25 SI



In conclusione, si verifica la compatibilità idraulica tra le nuove portate immesse ed il collettore

fognario ricettore: le reti esistenti risultano essere in grado di recepire gli scarichi dovuti alla rete in

progetto e pertanto non si dovrà prevedere alla sostituzione delle condotte esistenti con altrettante di

diametro adeguato.

Verifica tempo di detenzione

Per evitare che si verifichino fenomeni anaerobici e di setticemia, con formazione di prodotti come

metano e acido solfidrico dannosi per le strutture, si deve verificare che l'acqua reflua non rimanga

troppo tempo dentro al collettore.

In fase di progetto si è garantita la pendenza minima per lo scorrimento della portata media nera con

sufficiente velocità, tuttavia è necessario verificare il tempo durante il quale la portata di minima nera

permane dentro ai collettori con velocità molto basse (inferiori a 0,50 m/s), ovvero il tempo di

detenzione dentro ai collettori.

Tale valore, che è fornito dal rapporto tra la lunghezza del collettore e la velocità alla quale scorre la

portata minima nera Qmin,18, con pendenza media pari all’1.60%, è pari a:

min14 sec 833m/sec 0,48

metri 400 == < 30 min

tempo sufficientemente basso per evitare suddetti fenomeni.

Dimensionamento dell’impianto di sollevamento, calcolo idraulico e verifica delle portate.

Il dimensionamento dell’impianto di sollevamento è stato eseguito considerando la prevalenza e le

perdite di carico indotte dal sistema di tubazioni costituenti gli impianti stessi (in condizioni di tubi

usati). Le perdite di carico totali nelle condotte prementi, in pressione, sono date dalla somma di

quelle distribuite, indotte dalla scabrezza interna, e di quelle concentrate, indotte dalla presenza di

deviazioni angolari, eventuali bruschi allargamenti e restringimenti.

Il calcolo delle perdite di carico distribuite lungo la condotta in pressione è stato eseguito utilizzando la

formula di Darcy-Weisbach che esprime il gradiente idraulico (J) come:

dove:

• J è il gradiente idraulico;

• D è il diametro interno della condotta [m];

• U la velocità dell’acqua [m/s];

• g è l’accelerazione di gravità [m/s2];

• λ è il coefficiente adimensionale di attrito, funzione del diametro, del numero di Reynolds (Re)

e della scabrezza delle pareti della condotta ε [mm].



Il coefficiente di attrito λ è stato valutato per mezzo della formula di Colebrook-White (valida in

regime di moto turbolento, Re > 4000):

dove:

• λ è il coefficiente adimensionale di attrito;

• Re è il numero di Reynolds, , che caratterizza il regime di moto e dipende

dalla velocità del flusso U, dalla densità ρ e dalla viscosità dinamica µ ( : viscosità

cinematica del fluido);

• D è il diametro interno della condotta [mm];

• ε è l’altezza equivalente della rugosità del tubo o scabrezza omogenea equivalente [mm].

Nota la lunghezza L della condotta, è possibile ricavare la perdita di carico distribuita:

A tali perdite di carico distribuite devono essere aggiunte anche le perdite di carico concentrate che

possono essere calcolate con la seguente formula:

dove ξ è un coefficiente che dipende dal tipo di discontinuità e U è la velocità della corrente.

Il valore delle perdite di carico totali si determina sommando fra loro le perdite di carico continue e

localizzate. Va evidenziato, però, che il valore così ottenuto non è un valore certo, perché risulta

influenzato dall’indeterminazione con cui diversi parametri entrano nei calcoli.

Di norma, comunque, quando si sceglie una elettropompa, non è necessario incrementare le perdite di

carico totali calcolate teoricamente.

L’indeterminazione dei parametri sopra richiamati rientra, infatti, nelle normali tolleranze che

caratterizzano il calcolo di qualsiasi impianto.

Pertanto, stabilita la portata nell'ora di punta, si è identificata la pompa tenendo conto della velocità di

scorrimento nella tubazione, successivamente si determina il volume del pozzetto.

Si identifica una pompa con una portata superiore a quella in afflusso (pari ad almeno 1,5 volte) e un

rapporto con il serbatoio tale da avere frequenze di avviamento non inferiori ai minimi suggeriti.

Il volume utile di accumulo si è calcolato per un tempo compreso tra i 6 e i 15 minuti di afflusso (si

sceglie un tempo di afflusso pari a 10 minuti):

2.92 l/sec x 600 s = 1˙752 litri

Il dimensionamento delle pompe di mandata è stato ottenuto considerando il regime normale in cui

operi una singola pompa alla volta3.

Date le modeste portate in gioco, si è considerato l'utilizzo di 1 sola pompa più 1 riserva.

3 Si dovrà comunque prevedere l’installazione delle pompe in modo che operino alternativamente in regime normale e contemporaneamente in caso di eccezionale afflusso.



A vantaggio della sicurezza, i tubi all’interno delle vasche di carico, in acciaio inox AISI 304 per

resistere all’aggressività delle acque reflue, vengono equiparati ai tubi in ghisa sferoidale DN 80.

� Portata nera nell'ora di punta: 2,92 l/sec

� Volume utile pozzetto raccolta: calcolato empiricamente = 1˙752 litri

� Tempo di riempimento a pompe spente:

sec 600l/sec 2,92litri 1752

==== = 10 min

� Dislivello geodetico: 8.00 m

� Lunghezza tubazione di mandata: 545.00 m

� Tubazione: ghisa sferoidale DN 80 PFA 40

� Diametro interno: 80.0 mm

� Scabrezza: ε = 0.2 mm (in condizioni di tubi usati)

La portata da sollevare e la velocità del flusso saranno quindi:

� Portata di progetto della pompa: 6.00 l/sec

� Velocità del flusso nella condotta: 1.20 m/sec

La perdita di carico sarà così ricavata:

� Coeff. di resistenza λ (calcolato con la formula di Colebrook-White): λ = 0.02639

� Numero di Reynolds: Re = 94˙923

� Perdita di carico (calcolato con la formula di Darcy-Weisbach): J = 0.02397 m/m

� Perdita di carico della tubazione: 0.02397 m/m * 545 m = 13.00 m

� Perdita di carico di curve, raccordi e valvole (computata come lunghezza di tubazione

equivalente: 65.00 m): 0.02397 m/m * 65 m = 1.50 m

� Prevalenza totale: (8.00 m + 13.00 m + 1.50 m) = 22.50 m

� Tempo di svuotamento della vasca:

(((( )))) sec 569l/sec 2,92-6,00

litri 1752 ==== ≈ 10 min

� Intervallo tra gli avviamenti nell’ora di punta:

riempimento 10 min + svuotamento 10 min = 20 min

� Tempo del ciclo = 20 min pari a 3 avviamenti/ora

Pertanto, si garantisce un tempo di detenzione nella vasca di accumulo tale da minimizzare la

possibilità di sedimentazione e di fermentazione. Nel caso in esame si è considerata una detenzione

massima in vasca non superiore ai 30 minuti ed il rispetto della prescrizione di un massimo di 8

avviamenti/ora.

Il diametro della tubazione di mandata deve ovviamente essere ben superiore al passaggio libero della

pompa; la velocità ottimale del flusso pompato non risulta essere inferiore a 0,7 – 0,8 m/s (per evitare

depositi) e non superiore a 1,5 m/s. Qualora le due pompe funzionino contemporaneamente, in tale

situazione la velocità non deve superare i 2.0 – 2.3 m/s.



Per l’impianto di sollevamento suddetto si utilizzerà un impianto gemellare con 2 elettropompe

sommergibili per liquami fognari con le seguenti caratteristiche idrauliche nel punto di lavoro:

portata da 6.00 l/sec e prevalenza da 22.50 m per ogni pompa.

Le pompe dovranno essere a 4 poli, come da specifica richiesta dell’Ente Gestore Abbanoa s.p.a.

Dimensionamento della camera di aspirazione e schema di funzionamento delle pompe. La camera di aspirazione, detta anche vasca di carico, deve essere dimensionata in modo tale da

ottimizzare, sia dal punto di vista economico che dal punto di vista operativo, il funzionamento

dell’impianto. La scelta delle dimensioni ottimali è inoltre vincolata dalle dimensioni delle pompe e

dalle prescrizioni geometriche connesse alla loro installazione oltre che dalla disposizione di

prevedere sia l’eventuale ulteriore prolungamento della rete in progetto sia il potenziale incremento

demografico/edilizio nella zona di intervento, in maniera tale che non si necessiti, in futuro, di un

intervento di adeguamento dimensionale della suddetta camera di aspirazione.

Poiché la portata che affluisce dalla fognatura alla vasca non coincide in generale con quella che

sollevano le pompe, il livello idrico nella vasca di carico non sarà costante.

La quota minima della vasca non dovrà essere troppo bassa per evitare di approfondire eccessivamente

gli scavi e per contenere la prevalenza dell’impianto ma dovrà comunque essere tale da mantenere

sull’ingresso alle pompe un carico sufficiente ad impedire la formazione di vortici con entrata d’aria;

questo valore di sommergenza minima dipende dalle caratteristiche della pompa e sarà fornito dai

costruttori.

Quando il funzionamento delle pompe è ciclico, per consentire un buon funzionamento dei sensori di

livello, occorre che la distanza verticale tra i livelli idrici corrispondenti ai diversi segnali sia almeno

uguale ad un valore H in base al numero massimo di avviamenti orari fornito dal costruttore. Nel

progetto tale valore è stato posto pari ai 7,00 cm.

Si supponga che affluisca alla camera di carico dell'acqua reflua una portata costante e che

inizialmente il livello idrico sia il minimo e la pompa ferma. Il livello crescerà fino a quando non

viene raggiunto il valore del volume Vo. A questo punto un sensore avvia la pompa che sarà in

funzione del tempo necessario per lo svuotamento di un volume pari a Vo. A svuotamento ultimato un

sensore arresta la pompa.

Il ciclo si ripete ma in questo caso si avvierà la seconda pompa perché è previsto un uso ciclico.

Per evitare una eccessiva usura dei contatti elettrici, i costruttori di pompe prescrivono che il tempo tra

due successivi avvii di una stessa pompa siano maggiori di un valore minimo in funzione del numero

di avviamenti orari consentiti (Tabella 2).



Tabella 2

La norma UNI EN 12056-4 suggerisce (non prescrive) una durata minima di funzionamento di:

- 2,2 sec. per pompe fino a 2,5 kW

- 5,5 sec. per pompe oltre i 2,5 kW

ed un pompaggio minimo di 20 litri.

In modo più restrittivo i costruttori di pompe suggeriscono:

- massimo 12 avviamenti/ora per pompe fino a 50 kW

- massimo 8 avviamenti/ora per pompe oltre 50 kW.

I due diversi criteri potrebbero essere compatibili tra loro in funzione del tempo di funzionamento.

Nel caso in esame il valore massimo di avvii orari per una pompa con installazione annegata e potenza

del motore fino a 7.50 kW è 30 avviamenti/ora. A scopo cautelativo è stato fissato un valore massimo

di 12 avviamenti orari.

Si supponga che affluisca alla camera di carico una portata costante Q1<Q<Q2.

Come nel caso precedente si parte dalla condizione iniziale di livello idrico minimo e pompa non in

funzione. Il livello idrico crescerà fino a quando non viene raggiunto il valore del volume Vo in

corrispondenza del quale un sensore avvia la prima pompa che entrerà in funzione.

Poiché la portata sollevata (Q1) è inferiore a quella in arrivo (Q2), il livello idrico continuerà a salire

fino a quando il volume non diventa tale da richiedere la messa in funzione della seconda pompa.

Da questo momento il pelo libero nella vasca scenderà fino a raggiungere una quota posta a distanza H

dalla sommergenza minima, le pompe si spengono.

A questo punto, essendo nuovamente la portata affluita maggiore di quella sollevata, il livello idrico

nella vasca ricomincerà a salire e il ciclo si ripete.

Dimensioni della vasca di carico. Per il calcolo delle dimensioni della vasca per acque reflue ci si riferisce a schemi prestabiliti nei quali

sono indicati le distanze da rispettare, tabellate in funzione della portata nominale della singola

pompa (Tabella 3).



I principi da adottare nella progettazione di una vasca di carico sono illustrati in manuali4 contenenti

regole pratiche frutto di una estesa serie di dati acquisiti con test su modelli in scala. Nel seguito si

farà riferimento, a solo titolo chiarificatore di quanto detto precedentemente, al pozzo standard

riprodotto nella Figura 4. Dall’abaco delle dimensioni della camera di aspirazione sono state ricavate

le seguenti dimensioni 5 e, considerando l'area pari a Area = (A + Ingombro + Diametro) * (C + D +

(n*B)), si ricavano le dimensioni minime per una vasca di carico (Tabella 4).

Tabella 3 – Abaco delle dimensioni della camera di aspirazione

Figura 4 – Schema di una camera di aspirazione

Tramite il rapporto tra il volume utile e l'area della vasca si ottiene l'altezza massima raggiungibile

dalla superficie libera rispetto al fondo della vasca:

m 0,30 m 6,355m 1,752

carico di vasca totale Area futura previsione in utile Volume

reflui Hmax, 2

3

≈≈≈≈========

4 American Hydraulic Institute e British Hydromechanics Research Association.

5 Le dimensioni minime vengono lette in corrispondenza di pompe con portata di 100 l/s.



Considerando un franco di sicurezza rispetto al collettore di almeno 30 cm (in modo da garantirsi da

eventuali fenomeni di rigurgito), si considerano come altezza minima della vasca:

m 0,60 vasca Hmin, ====

Dimensioni della vasca acque reflue: mm A 1˙600 B 680 C 330 D 215 E 1˙100 F 650

Ingombro pompa: 670 Diametro piede d'accoppiamento: 255

Numero di pompe p: 2 n = p − 1 1

Area totale (valore calcolato) [m 2] 3.093

Area totale (valore scelto) [m 2] 6.355

Tabella 4 – Dimensioni minime per vasca acque reflue

Dimensionamento del volume utile. Premesso quanto affermato precedentemente, soprattutto in riguardo ai sovradimensionamenti in

previsione futura, dovendo dimensionare il volume utile in modo da essere il minore possibile sia per

ridurre i costi di realizzazione della vasca di carico sia per mantenere meno possibile il liquame

stagnate, si dovrà procedere al calcolo del volume minimo in funzione del numero di avviamenti/ora

consentiti dalla pompa.

Pertanto, si ha:

� Portata nera nell'ora di punta: 2,92 l/sec

� Numero avviamenti/orari: 12 avviamenti/ora

� Tempo del ciclo: Tc = 5 min = 300 sec

� Tempo di riempimento a pompe spente:

l/sec 2,92litri X

Tr ====

� Tempo di svuotamento della vasca:

(((( )))) l/sec 2,92-6,00litri X

Ts ====

Calcolo del volume utile minimo:

(((( )))) (((( )))) sec300l/sec 2,92

min utile, Volumel/sec 2,92-6,00min utile, Volume

TsTr Tc ====++++====++++====

� Volume utile pozzetto raccolta:

min utile, Volume = 450 litri pari a 0.45 metri cubi



Calcolo dell’altezza utile minima:

m 0,07 m 6,355m 0,450

carico di vasca totale Area min utile, Volume

min utile, H 2

3

============

L’altezza utile minima è stata calcolata considerando il regime normale, in cui operi una singola pompa

alla volta, e date le modeste portate in gioco, per cui si è previsto l'utilizzo di 1 sola pompa più 1

riserva.

Premesso quanto sopra, verranno previsti 4 set point ciascuno distanziato dal precedente di 7,00 cm: di

arresto delle pompe, di avvio della prima pompa, di avvio della seconda pompa, di allarme.

In particolare, la vasca di carico in cui saranno alloggiate le pompe sarà a base rettangolare ed avrà

dimensioni interne pari a 2.05 m x 3.10 m. Adiacente ad essa verrà realizzato un pozzetto profondo

1.30 m a base rettangolare (dimensioni interne: 1.30 m x 1.50 m) nel quale saranno installati i pezzi

speciali (raccordi ghisa-acciaio, curve e raccordi a ti) e le apparecchiature (valvole di non ritorno e

saracinesche). Come già indicato le condotte di mandata saranno in ghisa sferoidale DN 80 PFA 40

ad eccezione dei tratti posti all’interno delle vasche di carico che saranno in acciaio inox AISI 304

per resistere all’aggressività delle acque reflue.

Calcolo di verifica delle pressioni e del colpo d’ariete. Variazioni di portata dovute, per esempio, all’apertura/chiusura di una saracinesca o

all’accensione/spegnimento di una pompa, generano sovrappressioni (o depressioni) che possono

raggiungere valori critici per la condotta. Se queste variazioni sono repentine il fenomeno che si

determina è detto “colpo d’ariete”. La sovrappressione creata dal colpo d’ariete dipende dal tempo di

manovra della saracinesca, dalla velocità e dalle caratteristiche del liquido trasportato ed infine dalla

deformabilità elastica del tubo.

Le sovrappressioni dinamiche di colpo d’ariete (∆p), indipendentemente dalla tipologia delle tubazioni

impiegate, dovranno essere contenute nei limiti prestabiliti in funzione dei valori della pressione

idrostatica. Pertanto, per una pressione idrostatica fino a 6 bar, si prevede un limite massimo di

sovrappressione ammissibile pari a 3 bar, a norma del D.M. LL. PP. del 12/12/1985 (Tabella 5).

La pressione idrostatica di esercizio valutata per il caso in esame è pari a circa 2.50 bar. A questa, in

caso di brusche variazioni di portata, si dovrà prevedere un colpo d’ariete pari a 1.47 bar.

Tabella 5 – Sovrappressioni di colpo d’ariete ammissibili.

Scelta, per la condotta di mandata in pressione, una tubazione con pressione di funzionamento

ammissibile (PFA), al netto del valore della sovrappressione, pari a 40 bar ed una pressione massima

ammissibile (PMA), comprensiva dell’aliquota del colpo d’ariete, pari a 1.2*PFA = 48 bar, si verifica

quanto sopra.



Per il calcolo della sovrappressione o depressione (∆h), espressa in metri di colonna d’acqua, si è fatto

uso della formula di Allievi:

dove:

c = velocità di propagazione della perturbazione in m/s ;

g = accelerazione di gravità 9,81 m/s2;

Vo = velocità dell’acqua prima della chiusura in m/s (posto pari a 1,20 m/s);

C = velocità del suono nell’acqua a 15°C (1˙420 m/s circa);

ε = modulo di elasticità dell’acqua (2·108 kg/m2);

E = modulo di elasticità del materiale costituente il tubo in kg/m2;

D = diametro esterno del tubo in m (pari a 0,098 m);

s = spessore del tubo in m (pari a 0,009 m).

Il valore del modulo di elasticità E per tubi in ghisa è 1,2 ·1010 kg/m2 mentre il rapporto ε/E è 0,017.

Procedendo ai calcoli si ricava:

c = 1˙306,40 m/s;

∆h = 159,80 m.c.a. ovvero: ∆p = 15,67 bar (1 bar = 10,198 m.c.a.).

La sovrappressione massima si genera quando il tempo di manovra (Tm) è inferiore o uguale alla

durata della fase, ossia al tempo critico (Tcr) di propagazione della perturbazione pari a:

= 0,84 sec dove:

Tcr = durata critica in secondi;

L = lunghezza della condotta per il tratto considerato in m.

Il tempo critico così ricavato permette pacificamente di escludere l’eventualità di una manovra brusca.

Nel caso in cui la durata della manovra Tm sia superiore alla durata critica Tcr (manovra non brusca)

la sovrappressione che si genera è inferiore e può essere interpolata sul grafico di Figura 5.

Qualora invece si considerasse l’arresto di una pompa, il tempo di manovra Tm viene ricavato in

funzione della velocità dell’acqua Vo (in m/s), della lunghezza del condotto L (in m) e del carico

idrostatico H (in m) mediante le espressioni di Mendiluce (Figura 6).

Nel caso in esame, per H/L ≤ 0,20 ed L ≤ 2000 m, posto Vo = 1,20 m/s ed H = 25 m, si ha un tempo di

manovra6 pari a: Tm = 5,60 sec che risulta essere maggiore del tempo critico Tcr e pertanto il colpo

d’ariete sarà pari a:

∆h = 0.6 · H = 15.00 m.c.a. ovvero: ∆p = 0.6 · 2.50 ≈ 1.47 bar (1 bar = 10.198 m.c.a.).

con 67,4Tm H

L Vo =

⋅⋅=φ

6 Il termine di tempo di manovra si riferisce al tempo di apertura/chiusura di una saracinesca mentre quello di tempo di arresto della pompa si riferisce al tempo durante il quale la girante continua a girare ed erogare portata per inerzia nonostante, per svariati motivi, la pompa si dovesse spegnere. Nel caso in esame, i due tempi vengono considerati coincidenti.



Figura 5 – Grafico della sovrappressione relativa in funzione della durata della manovra per Tm > Tcr.

Figura 6 – Formule per il calcolo del tempo di arresto della pompa.

Calcolo delle dilatazioni termiche nella condotta di adduzione.



Le dilatazioni termiche sono calcolate ed espresse in mm con la formula seguente:

∆L t = α · ∆t · Lo

dove:

• α = coefficiente di dilatazione termica lineare per il PEAD, posto pari a 0,20 mm/m °C;

• ∆t = scarto termico in °C, pari a ± 20 °C, quale valore assoluto più grande,

calcolato considerando:

� temperature estreme raggiungibili: – 5°C + 30°C;

� temperatura di posa: +15°C;

� ∆t1 = | +30 – (+15) | = ±20°C

� ∆t2 = | +30 – (+15) | = ±15°C

� ∆t = max {∆t1; ∆t2} = ±20°C

• Lo = lunghezza del tratto di condotta considerato (valore medio), pari a 30 m.

Nel caso in esame, si ricava che la dilatazione termica lineare è pari a: ∆L t = 120 mm.

Nonostante il polietilene presenti un coefficiente di dilatazione α elevato e quindi variazioni in

lunghezza elevate, le sollecitazioni che si generano all’interno della parete del condotto non risultano

alte, in merito al fatto che il modulo di elasticità del PEAD è relativamente basso (pari a E =

1000÷1400 MPa).

Inoltre, il polietilene ha una grande capacità di assorbire le dilatazioni a livello intermolecolare e

questo consente di installare le tubazioni bloccandole completamente impedendone le dilatazioni.

A quanto sopra esposto, si ricordi che la condotta di adduzione è prevista interamente entro terra.

Pertanto, non si ritiene necessario l’adozione di opportuni giunti di dilatazione atti a compensare le

deformazioni lineari.

In conclusione, si prescrive che i collegamenti avvengano tramite bigiunto e guarnizione ovvero

mediante bicchiere e guarnizione, evitando piuttosto la saldatura di testa, in condizioni climatiche

temperate (temperatura di posa ~ +15°C).

Calcolo delle dilatazioni termiche nella condotta di mandata. Le dilatazioni termiche sono calcolate ed espresse in mm con la formula seguente:

∆L t = α · ∆t · Lo

dove:

• α = coefficiente di dilatazione termica lineare per la ghisa, posto pari a 0,011 mm/m °C;

• ∆t = scarto termico in °C, pari a ±20 °C, quale valore assoluto più grande,

calcolato considerando:

� temperature estreme raggiungibili: – 5°C + 30°C;

� temperatura di posa: +15°C;



� ∆t1 = | +30 – (+15) | = ±20°C

� ∆t2 = | +30 – (+15) | = ±15°C

� ∆t = max {∆t1; ∆t2} = ±20°C

• Lo = lunghezza del tratto di condotta considerato, pari a 545 m.

Nel caso in esame, si ricava che la dilatazione termica lineare è pari a: ∆L t = 119.9 mm.

La ghisa presenta un coefficiente di dilatazione α relativamente basso e quindi variazioni in lunghezza

molto contenute.

A quanto sopra esposto, si ricordi che la condotta di mandata è prevista interamente entro terra.

Pertanto, a compensare le deformazioni lineari, sarà sufficiente prevedere il collegamento tra le barre

mediante giunto elastico tipo “Rapido” in nitrile.

Si prescrive che i collegamenti avvengano in condizioni climatiche temperate.

Calcolo di verifica delle tubazioni alle forze ovalizzanti. Ai fini della verifica delle resistenze delle tubazioni alle forze ovalizzanti si è assunto a riferimento la

condizione di sollecitazione più sfavorevole corrispondente ai tratti direttamente soggetti a carichi

dinamici ed al minore interramento.

Il calcolo è stato adeguato al diametro della condotta di adduzione (diametro esterno 350 mm).

Non si è tenuto conto della presenza di falde acquifere in quanto la realizzazione delle opere avviene

pacificamente a quote non interessate dalle falde stesse.

Si verifica la condizione di “trincea ristretta ” (Figura 7) in quanto la larghezza della trincea risulta

essere inferiore al triplo del diametro esterno della condotta B ≤ 3D = (3*0.35) = 1.05 m ed il suo

doppio risulta inferiore all’altezza minima di riempimento B ≤ H/2 = (1.00/2) = 0.50 m.

L’altezza di riempimento, a sua volta, dovrà essere maggiore del doppio del diametro della condotta: H

≥ 2D = (2*0.35) = 0.70 m.

Figura 7 – Schema di trincea stretta



Pertanto il calcolo del carico esterno (q) è dato dalla somma di:

- Carico del terreno (qt)

- Carico di traffico o carichi mobili (qm)

- Acque di falda (qf)

dove alla variabile qf è assegnato valore 0 in virtù di quanto detto sopra.

Il carico del terreno è dato da:

Assumendo l’ipotesi nella quale sono previsti passaggi di autocarri pesanti, il carico mobile

qm varrà:

Infine esaminando le interazioni tubo–terreno le deformazioni sugli assi ortogonali del tubo sottoposto

a carico Q = q sono rette dalla formula di Spangler:

Condizioni di calcolo.

1 – Angolo di attrito interno.

Si è scelta la condizione più sfavorevole (di minore attrito) per marne e sabbie (30°).



2 – Angolo di attrito interno.

Il riempimento è previsto in sabbia e ghiaia (33°).

3 – Peso specifico del terreno.

Si è scelto il valore di 17200 N/m3 compatibile con tutte le possibili combinazioni dei terreni presenti in zona.

4 – Diametro, spessore e classe di rigidezza circonferenziale del tubo.

Tubazioni in barre pr. EN 13476 Tipo B parete esterna corrugata

Diametro esterno (DE) mm 350

Spessore (S) mm 25

Classe di rigidezza circonferenziale (SN) kN/m 2 8



5- Compattazione.

Si è scelto un valore corrispondente all’indice Proctor 90%.

6– Carico del traffico.

Si è scelto il valore relativo al traffico pesante.

Risultano ampiamente verificati i valori di tolleranza dell’8.0% a breve termine e del 10.0% a lungo

termine, per tubazioni in polietilene strutturato ad alta densità, DE 350, DN 300, tipo ECOPAL,

corrugato esternamente e con parete interna liscia “tipo B”, conforme alla pr. EN 13476-1 (ex

TC155) tipo B, con classe di rigidità SN 8.

Per B = 500 mm e H min = 1000 mm

RISULTATI A BREVE TERMINE

RISULTATI A LUNGO TERMINE

DEFORMAZIONE DIAMETRALE VALORE LIMITE

SN 8

8.00 % DEFORMAZIONE

DIAMETRALE VALORE LIMITE

SN 8

10.00 %

DEFORMAZIONE DIAMETRALE VALORE OTTENUTO

2.49 %

DEFORMAZIONE DIAMETRALE VALORE

OTTENUTO

5.07 %

Per B = 500 mm e H max = 3000 mm




SN 8

8.00 % DEFORMAZIONE


SN 8

10.00 %


0.75 %


OTTENUTO

1.53 %



In merito alla verifica relativa alle condotte di allaccio alla rete di adduzione e convoglianti a monte di

quest’ultima, si mantengono le medesime condizioni di carico precedentemente esposte a parte

considerare un riempimento con idonei materiali provenienti dagli scavi, un indice di compattazione

dell’85% Proctor ed un traffico veicolare di tipo leggero.

Sono previste tubazioni in polietilene strutturato ad alta densità, DE 160, DN 135, tipo ECOPAL,







SN 8

8.00 % DEFORMAZIONE


SN 8

10.00 %


1.70 %


OTTENUTO

4.01 %





SN 8

8.00 % DEFORMAZIONE


SN 8

10.00 %


0.80 %


OTTENUTO

1.82 %





Contrariamente al caso precedente, per le condotte di allaccio alla rete di adduzione convoglianti a

valle di quest’ultima, si considera un riempimento con ghiaia e sabbia, un indice di compattazione

almeno del 90 % Proctor con traffico veicolare pesante.

Sono previste tubazioni in polietilene strutturato ad alta densità, DE 160, DN 135, tipo ECOPAL,









SN 8

8.00 % DEFORMAZIONE


SN 8

10.00 %


2.50 %


OTTENUTO

5.64 %





SN 8

8.00 % DEFORMAZIONE


SN 8

10.00 %


0.63 %


OTTENUTO

1.38 %





Analogamente, si verifica la condotta in pressione (diametro interno DN 80 mm) con riempimento con

traffico veicolare di tipo leggero (non sono previsti attraversamenti stradali lungo la ex SS 125).

Le sezioni di posa delle condotte sono state identificate in conformità alle indicazioni contenute nella

norma UNI EN 598, appendice D “Metodo di calcolo per tubazioni interrate, altezze di copertura

ammissibili”.

Il criterio di verifica proposto dalla normativa UNI sopra citata si basa sulla stima dell’ovalizzazione

(in percentuale) indotta dai carichi agenti sulla tubazione mediante la formula seguente:

dove: � K è il coefficiente di appoggio;

� S è la rigidezza diametrale del tubo (prospetto 10 norma UNI EN 598);

� f è il coefficiente di pressione laterale (f = 0,061);

� E’ è il modulo di reazione del terreno [kN/m2];

� Pt è la pressione dovuta al carico del traffico [kN/m2];



� Pe è la pressione dovuta al carico dei terreni [kN/m2] con Pe = γH

dove

� γ è il peso specifico del terreno e

� H è l’altezza di ricoprimento.

L’ovalizzazione calcolata con tale formula non deve risultare maggiore della deformazione diametrale

ammissibile δ riportata nello stesso prospetto n° 10 della norma UNI EN 598 che, per tubi di

fognatura funzionanti in pressione ed aventi diametro nominale DN80 è pari a δDN80 =1.30%.

Nell’espressione dell’ovalizzazione, la pressione indotta dal carico dovuto al traffico Pt, distribuita

uniformemente sulla parte superiore del tubo, è stata calcolata con la formula seguente, valida per

altezze di ricoprimento H ≥ 0.30 m:

dove:

• DN è il diametro nominale della condotta [mm];

• H è l’altezza del ricoprimento [m];

• β è il fattore di correzione per il carico dovuto al traffico che può assumere valori diversi in

funzione della zona di traffico su cui si esegue la posa della condotta.

In particolare, vanno considerati tre tipi di carico dovuti al traffico:

o zone di traffico con strade principali, β = 1.50: questo è il caso generale di tutte le strade, ad

eccezione delle strade di accesso;

o zone di traffico con strade accesso, β = 0.75: strade dove è vietato il transito di autocarri;

o zone rurali, β = 0.50: tutti gli altri casi.

È buona norma tenere presente che, come suggerisce la normativa europea, tutte le tubazioni

dovrebbero essere progettate con un coefficiente di traffico β ≥ 0.50, anche nel caso in cui non si

ritenga che esse vengano sottoposte al carico indotto dal traffico; le condotte posate nelle banchine

stradali, inoltre, dovrebbero essere progettate per sostenere tutto il carico generato dal traffico

previsto nelle strade adiacenti.

Il coefficiente di appoggio K dipende dalla distribuzione della pressione del terreno sulla parte

superiore del tubo (lungo una distanza pari al diametro esterno) e in corrispondenza della parte

inferiore del tubo (su una distanza corrispondente all’angolo teorico di appoggio 2α).

K varia normalmente da 0.11 per 2α = 20° a 0.09 per 2α = 120°, dove il valore di 20° si riferisce ad un

tubo semplicemente posato su un fondo piatto della trincea di scavo, senza costipamento.

Si trascurano, in via cautelativa, gli effetti favorevoli del costipamento del materiale di riempimento

che influenzano il valore del coefficiente di appoggio K, il quale assume così il suo valore massimo:

K = 0,110.



Si ipotizza inoltre l’impiego di un terreno di rinfianco avente peso specifico saturo medio γ = 20

kN/m3 il cui modulo di reazione, a favore di sicurezza, è stato posto pari a E’= 0 kN/m2.

Si pone β = 0.75, prevedendo un traffico veicolare di tipo leggero (zone di traffico con strade di

accesso).

Si ricava pertanto:

Per B = 500 mm e H min = 1000 mm Per B=500 mm e Hmax = 3000 mm


1.30 % DEFORMAZIONE DIAMETRALE VALORE LIMITE

1.30 %


0.30 %


0.42 %

Risulta ampiamente verificato il valore ammissibile dell’1.30%, per tubazioni in ghisa sferoidale DN

80 PFA 40 conforme alla norma UNI EN 598.

In ogni caso, negli attraversamenti stradali e lungo i tratti di condotta in cui si possa prevedere il

transito o la sosta di veicoli pesanti, si dovrà prevedere ad un ricoprimento dell’intera sezione della

tubazione con calcestruzzo Rck 35 per uno spessore di ricopertura non inferiore ai 20 cm al fine di

garantire ulteriormente l’idoneità a sopportare i carichi stradali.

Seguono le prescrizioni riguardanti:

Scavo in trincea.

Lo scavo della trincea, delle dimensioni prescritte e con il fondo all’esatta quota indicata dai profili

longitudinali di progetto, deve essere effettuato con mezzi idonei, adottando tutti i provvedimenti

necessari per il sostegno delle pareti onde evitarne il franamento.

Le radici di alberi che eventualmente attraversassero la trincea devono essere accuratamente eliminate

almeno nell’immediato interno della trincea.

Per larghezza B di una trincea si intende quella misurata al livello della generatrice superiore del tubo

posato, sia per scavo a pareti verticali che per scavo a pareti inclinate.

Per altezza del riempimento H si intende quella misurata tra la generatrice superiore della tubazione

posata ed il piano di campagna.

Letto di posa e rinfianco della tubazione di adduzione.

La natura del fondo della trincea, o più in generale del terreno in cui la tubazione troverà il suo

appoggio, deve avere resistenza uniforme e tale da escludere ogni possibilità di cedimenti

differenziali da un punto all’altro della tubazione.



Una certa cura dovrà essere dedicata alla rifinitura della trincea di posa: dovranno essere evitate punte

rigide a contatto con il tubo quali pietre, inerti vari, ecc.

I tubi non dovranno essere posati sul fondo dello scavo, ma su un letto di posa con altezza minima di

(10 + 1/10* D) cm. e comunque non meno di 15 cm, costituito da sabbia o da altro materiale fine.

Il letto di posa dovrà essere compattato a macchina.

Il rinfianco dovrà essere effettuato manualmente fino a metà del diametro del tubo e compattato

camminandoci sopra.

Riempimento dello scavo.

È bene eseguire la prima fase di ricoprimento a mano, con materiale fine, possibilmente sabbioso.

Il materiale di rivestimento direttamente a contatto con il tubo, fino alla generatrice superiore, deve

essere costituito da sabbia o da altro materiale fine e compattato a mano.

Si procederà di seguito con uno strato di identico materiale da almeno 100 mm di spessore costipato a

macchina.

A seguire, verrà posata la tubazione premente in ghisa sferoidale con rinfianco laterale, sempre di

sabbia o altro materiale fine, proseguito come ricoprimento fino ad un’altezza di 100 mm sopra la

generatrice superiore della tubazione, sempre costipato a macchina.

Nel caso di sola posa della tubazione in polietilene, il rinfianco ed il reinterro, fino a 150 mm sopra la

generatrice superiore del tubo, potranno essere effettuati in un’unica soluzione purché con materiali

granulari fini (sabbia) o terra sciolta e vagliata.

Il materiale di risulta per il restante reinterro può essere utilizzato compattato a macchina in strati di

spessore non maggiore di 150 mm, purché non compattati direttamente sopra il tubo, fino al

raggiungimento di 300 mm di altezza dalla generatrice superiore del tubo.

Il rimanente reinterro (riempimento) potrà essere completato per strati successivi di spessore non

superiore a 200 mm con materiale di risulta (nativo) da compattare meccanicamente l'uno sull’altro.



Il riempimento dello scavo potrà essere effettuato con il materiale estratto dallo scavo stesso solo

quando giudicato idoneo, spurgato delle parti di dimensioni superiori a 100 mm, dei detriti vegetali,

animali, ecc. e scegliendo, di preferenza, materiali contenenti meno del 30% di elementi superiori a

20 mm, ad eccezione di torba, coccio e suoli molto organici. È obbligatoria l'eliminazione di argille e

limo.

Posa in opera

La posa e la messa in opera delle tubazioni, dei pozzetti e di quant’altro connesso alla corretta

esecuzione di quanto in progetto dovrà essere eseguita sulla base delle prescrizioni di cui alla

presente Relazione Tecnica e ai vari allegati, comprese le tavole grafiche, a cui si andranno a

completare ed integrare le raccomandazioni dell’Istituto Nazionale dei Plastici (in merito ai tubi in

PEAD), salvo disposizioni in fase esecutiva da parte della Direzione dei Lavori.



Normativa di riferimento. Si riportano di seguito i principali riferimenti normativi presi a riferimento:

D.M. LL.PP. 23/2/1971 “Norme tecniche per gli attraversamenti e per i parallelismi di condotte e

canali convoglianti liquidi e gas con ferrovie e altre linee di trasporto”

Circolare ministeriale LL.PP. n° 11633/74 “Istruzioni per la progettazione delle fognature e degli

impianti di trattamento delle acque di rifiuto”

Legge 10/5/1976 n° 319 “Norme per la tutela delle acque dall'inquinamento”

D.M. LL. PP. 12/12/1985 “Norme tecniche per le tubazioni”

Circolare ministeriale LL.PP. n° 27291/86 “Istruzioni relativa alla normativa per le tubazioni”

D. Lgs. n° 152 del 3 aprile 2006 “Norme in materia ambientale" e ss.mm.ii.

UNI EN 12201“Sistemi di tubazioni di materia plastica per la distribuzione d’acqua – Polietilene”

UNI EN 12666 “Sistemi di tubazioni di materia plastica per fognatura e scarichi interrati non in

pressione - polietilene (PE)”

UNI EN 1610 “Costruzione e collaudo di connessioni di scarico e collettori di fognatura”

ENV 1046 “Sistemi di tubazione di materia plastica. Sistemi di adduzione d’acqua e scarichi fognari

all’esterno dei fabbricati. Raccomandazioni per l’installazione interrata e fuori terra”

UNI EN ISO 9969 “Determinazione della rigidità anulare nei tubi di materiale termoplastico”

UNI EN ISO 9967 “Tubi di materiale termoplastico. Determinazione del rapporto di scorrimento

plastico (“creep”)”

UNI EN 1446 “Sistemi di tubazioni e condotte di materie plastiche. Tubi di materiali termoplastici.

Determinazione della flessibilità anulare”

DIN 18127 “Terreni, indagini e prove - Test di Proctor”

UNI 7613 “Tubi in PEAD per condotte di scarico interrate. Tipi, dimensioni e requisiti”

UNI EN 598 appendice D “Metodo di calcolo per tubazioni interrate, altezze di copertura

ammissibili”

Piano Regolatore Generale degli acquedotti della Sardegna,revisione 2006, Assessorato LL.PP.

Regione Autonoma della Sardegna.

UNI EN 13476-1 “Plastic piping systems for non-pressure underground drainage and sewerage -

Structured-wall piping systems of unplasticize polyvinyl chlorid (PVC-U), polypropylene (PP) and

polyethylene (PE)”

UNI 10968-1 “ Sistemi di tubazioni plastiche non in pressione per scarichi interrati r fognature –

Sistemi di tubazioni a parete strutturata di policloruro di vinile non plastificato (PVC-U),

polipropilene (PP) e polietilene (PE)”

UNI 1295-1 “Progetto strutturale di tubazioni interrate sottoposte a differenti condizioni di carico”.

RELAZIONE TECNICA – Opere Fognarie – Progetto Esecu tivo · Dimensionamento della rete di...

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