curso de redes de esgotos 591páginas

Curso de esgotos Capitulo 01- Reúso de água engenheiro Plínio Tomaz plí[email protected] 25/07/08

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“O Senhor Deus colocou o homem no jardim do Éden para cuidar dele e cultivá-lo”.

Referência ecológica encontrada em Gênesis 2:15

COMUNICAÇÃO COM O AUTOR Engenheiro civil Plínio Tomaz e-mail: [email protected]

Titulo: Curso de redes de esgoto Livro eletrônico em A4, Word, 587páginas, 38 capítulos julho 2008 Editor: Plínio Tomaz Autor: Plínio Tomaz Revisão: Composição e diagramação: Plínio Tomaz ISBN: 85-905933-3-9


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Apresentação

Este livro nasceu do Curso de Rede de Esgotos ministrado no SAAE de Guarulhos em 2008 com 64 horas de duração.

O livro destina-se a engenheiros, arquitetos e tecnólogos que trabalham nos municípios pois fornecem elementos e base para que se façam manuais ou guias para o problema do manejo de águas pluviais

Agradeço a Deus, o Grande Arquiteto do Universo, a oportunidade de poder contribuir na procura do conhecimento com a publicação deste livro.

Guarulhos, julho de 2008 Engenheiro civil Plínio Tomaz


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Curso Redes de Esgotos

64h Engenheiros, arquitetos e tecnólogos, 52 capítulos


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Programa do Curso de esgotos sanitários Cap. Nome

1 Reúso de água 2 MBR 3 Tanque séptico e septo difusor 4 Águas cinzas 5 Método simplificado para determinação da qualidade da agua em córregos e rios 6 Balanço de fósforo, nitrogênio, oxigênio em lagos e rios 7 Impacto do nitrogênio e do fósforo em lados e córregos 8 Gramado em campo de golfe 9 Evapotranspiração

10 Necessidade de irrigação 11 Método de Thornthwaite, 1948 12 Balanço hídrico método de Thornthwaite-Matther 13 Método de Romanenko 14 Método de Turc 15 Quando faltam dados de entrada 16 Pedidos de outorga para irrigação 17 Método de Hargreaves 18 Método de Penman, 1948 superfície 19 Comparação de métodos de evapotranspiração 20 Chuvas de Guarulhos 21 Gramado-campo de Golfe 22 Método de Blaney-Criddle 23 Método de Penmam-Monteih FAO 24 Ligações prediais de esgoto sanitário 25 Textura e estrutura do solo 26 Redes coletoras de esgoto sanitário 27 Método de Muskingum-Cunge 28 Interceptor de esgotos sanitários 29 Ecotoxicologia- substâncias tóxicas na água 30 Estação elevatória de esgotos sanitários 31 Cargas em tubos flexíveis 32 Captação de óleos e graxas 33 Noções sobre Tratamento de esgotos 34 Previsão de esgotos 35 Caixa de gordura 36 Gases em rede coletoras de esgoto 37 Reabilitação de rios e córregos 38 Redes condominiais, pressurizada, vácuo, etc

64 horas aula Prof. Plínio Tomaz Engenheiros, arquitetos e tecnólogos


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Capítulo 01

Reúso de água

Promover a reciclagem e reutilização das águas residuais e dos resíduos sólidos. Agenda 21

Guilherme de Occam argumentava, em todos os seus escritos, que “é perda de tempo empregar

vários princípios para explicar fenômenos, quando é possível empregar apenas alguns”. Fonte: História da Teologia Cristã - Roger Olson


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SUMÁRIO

Ordem

Assunto

Capítulo 1 - Reúso de água

1.1 Introdução 1.2 Conservação da água 1.3 Medidas e incentivos 1.4 Mercado de água de reúso 1.5 Média de consumo de uma casa 1.6 Quanto podemos reaproveitar de águas cinzas numa casa? 1.7 Normas da ABNT 1.8 Reúso 1.9 Reúso de esgotos sanitários urbanos regionais

1.10 Onde usar a água de reúso dos esgotos sanitários? 1.11 Reúso para uso industrial 1.12 Reúso para uso agrícola 1.13 Reúso para o meio ambiente 1.14 Recarga dos aqüíferos subterrâneos 1.15 Reúso para uso Recreacional 1.16 Reúso urbano 1.17 Níveis de tratamento de esgotos sanitários municipais 1.18 Tratamento preliminar 1.19 Tratamento primário 1.20 Tratamento secundário 1.21 Tratamento terciário 1.22 Tecnologia de filtração em membranas 1.23 Riscos à saúde pública 1.24 Rede dual 1.25 Guia para reúso da água da USEPA 1.26 Estado de New Jersey 1.27 Estado da Geórgia 1.28 Estado da Flórida 1.29 Estado do Texas 1.30 Uso da água de reúso 1.31 Padrões de qualidade da água para reúso 1.32 Normas da ABNT 1.33 Custos 1.34 Bibliografia e livros consultados

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Capítulo 1- Reúso de água 1.1 Introdução

Asano, 2001 diz que o reúso é o desafio do século XXI em que haverá uma integração total dos recursos hídricos. Interpretando as afirmações de Asano os recursos hidricos no século XXI serâo:

• Recursos superficiais • Recursos de águas subterrâneas • Aproveitamento de água de chuva • Reúso de esgotos

No mundo moderno do seculo XXI o planejamento de recursos hídricos não poderá esquecer o aproveitamento de agua de chuva e o reúso de esgotos, além dos tradicionais recursos superficiais e subterrâneos.

Segundo Asano, 1001 a água de reúso tem duas funções fundamentais: 1. O efluente tratado vai ser usado como um recurso hídrico produzindo os benefícios

esperados. 2. O efluente pode ser lançado em córregos, rios, lagos, praias, com objetivo de reduzir a poluição

das aguas de superfície e das águas subterraneas O fundamento da água de reúso é baseado em três principios segundo Asano, 2001:

1. A água de reúso deve obedecer a controle de qualidade para a sua aplicação, devendo haver confiabilidade na mesma.

2. A saúde deverá ser protegida sempre. 3. Deverá haver aceitação pública

Reúso é o aproveitamento de água previamente utilizada uma ou mais vezes, em alguma atividade humana, para suprir a necessidade de outros usos benéficos inclusive o original.

O objetivo deste estudo é mostrar as soluções para reúso de esgoto sanitário local e regional em áreas urbanas.

O reúso local destina-se a aqueles que se beneficiam na sua origem, como o águas cinzas de uma casa que pode ser usada no próprio local para irrigação subsuperficial de gramados.

O reúso regional são de grandes áreas e geralmente tem sua origem nas estações de tratamento de esgotos públicas que atingem o tratamento terciário e o distribuem até uma certa distância de onde é produzido através de redes especiais de água não potável (sistema dual de abastecimento: água potável + água não potável).

Não trataremos em nenhuma hipótese de reúso da água para fins potáveis. Mesmo os processos de infiltração de águas residuárias no solo não são recomendados até o presente

momento a não ser quando usado o processo de membranas. No Japão foram feitas pesquisas e chegaram a conclusão que para áreas construidas maiores que

30.000m2 e/ou consumo maior que 100m3/dia de água não potável o reúso é a melhor opção e é mais vantajoso do que se usar água pública conforme Figura (1.1).

Os custos no Japão são geralmente calculadas para pagamento da obra (amortização) em 15anos a um juros anuais de 6% e incluso os preços de manutenção e operação do sistema.

Figura 1.1- Custos comparativos para reúso usando águas cinzas, águas de chuva e água pública.

Fonte: Nações Unidas, 2007


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1.2 Conservação da água

A American Water Works Association - AWWA em 31 de janeiro de 1993 definiu a conservação da água como as práticas, tecnologias e incentivos que aperfeiçoam a eficiência do uso da água.

Um programa de conservação da água constitui-se de medidas e incentivos. 1.3 Medidas e incentivos

Medidas são as tecnologias e mudanças de comportamento, chamada de práticas, que resultam no uso mais eficiente da água.

Incentivos de conservação da água são: a educação pública, as campanhas, a estrutura tarifárias, os regulamentos que motivam o consumidor a adotar as medidas específicas conforme Vickers, 2001.

Como exemplo, o uso de uma bacia sanitária para 6 litros/descarga, trata-se de uma medida de tecnologia e a mudança de comportamento para que o usuário da bacia sanitária não jogue lixo na mesma, é uma medida prática.

Os incentivos na conservação da água são as informações nos jornais, rádios, televisões, panfletos, workshops, etc, mostrando como economizar água.

Uma tarifa crescente incentiva a conservação da água, um pagamento de uma parte do custo de uma bacia sanitária (rebate em inglês) é incentivo para o uso de nova tecnologia, como a bacia sanitária com 6 litros/descarga.

Os regulamentos de instalações prediais, códigos, leis são incentivos para que se pratique a conservação da água.

O aumento da eficiência do uso da água irá liberar os suprimentos de água para outros usos, tais como o crescimento da população, o estabelecimento de novas indústrias e a melhora do meio ambiente.

A conservação da água está sendo feita na América do Norte, Europa e Japão. As principais medidas são o uso de bacias sanitárias de baixo consumo, isto é, 6 litros por descarga; torneiras e chuveiros mais eficientes quanto a economia da água; diminuição das perdas de água nos sistemas públicos de maneira que o tolerável seja menor que 10%; reciclagem; reúso da água e informações públicas.

Porém, existem outras tecnologias não convencionais, tais como o reúso de águas cinzas, muito usado na Califórnia, e o aproveitamento de água de chuva. 1.4. Mercado da água de reúso

McCormick, 1999 in Tsutiya et al, 2001, apresenta a proposta de divisão das águas de reúso em três categorias conforme a qualidade da mesma:

1. Efluentes secundários convencional: é a água de reúso restrito a aplicações agrícolas e comerciais onde não existe possibilidade de contato humano direto com a água de reúso.

2. Água de reúso não potável: é o efluente secundário de alta qualidade, tais como efluente de reatores de membranas, filtrado e desinfetado com UV, cloro, ozônio, ou outro processo.

3. Água de reúso quase potável: é a água de reúso não potável tratada com osmose reversa ou nanofiltração para remoção dos contaminantes químicos, orgânicos e inorgânicos. É o mesmo que reúso potável indireto.

McCormick, 1999 apresenta a seguinte Tabela (1.1) onde existem 4 categorias, sendo a categoria 4 para água potável.

A categoria 2 onde existe contato com pessoas é a mais usada em irrigação de jardins, parques e descargas em bacias sanitárias, observando-se que a turbidez deverá ser menor que 2 uT, ausência de coliformes fecais e DB05 < 10mg/L.

A Tabela (1.1) foi feita por dois grandes especialistas dos Estados Unidos que são Slawomir W. Hermanowicz e Takashi Asano.


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Tabela 1.1- Principais mercados para água de reúso e níveis de qualidade de água estipulados para cada

mercado (Hermanowitcz e Asano, 1999) Padrão de qualidade da

água de reúso Mercado Exemplo de aplicação

Categoria 1 Filtração, desinfecção: DBO5 < 30mg/L TSS< 30mg/L Coliformes fecais <200mL/100mL Cloro residual livre: 1 mg/L pH entre 6 e 9

Irrigação de áreas com acesso restrito ou controlado ao público Produção agrícola de produtos não destinados ao consumo humano ou consumidos após processamento que elimine patógenos Uso recreacional sem contato direto com a água Uso industrial

Campo de golfe, cemitérios, reservas ecológicas pouco freqüentadas; Reflorestamento, pastos, produção de cereais e oleaginosas. Rios e lagos não utilizados para natação

Categoria 2 Filtração, desinfecção: DBO5 < 10mg/L Turbidez <2 uT Coliformes fecais ausentes em100mL Cloro residual livre: 1 mg/L pH entre 6 e 9

Uso urbano sem restrições Produção agrícola de alimentos Uso recreacional sem restrições Melhoramento ambiental

Irrigação de parques, playgrounds e jardins escolares. Água para sistemas de hidrantes, construção civil e fontes em praças publica. Usos residenciais: descarga de vasos sanitários, água para sistemas de ar condicionado. Produtos agrícolas cultivados para consumo humano na forma crua ou sem cozimento. Lagos e rios para uso recreacional sem limitação de contato com a água. Alagados artificiais, perenização de rios e córregos em áreas urbanas.

Categoria 3 Efluente de osmose reversa

Reúso potável indireto

Reúso potável indireto, barreiras contra intrusão de águas salinas em aqüíferos, maioria dos usos residenciais 0 banho, lavagem de roupa e utensílios de cozinhas, etc).

Categoria 4 Água potável

Reúso direto

Reúso potável

Fonte: Tsutiya, et al, 2001.

McCormick, 1999 mostra a Tabela (1.2) onde temos água potável, água não potável e água quase potável em uma residência. Observar que o termo “quase potável” não é muito usado no Brasil e nem aplicado. Poucas pessoas tomariam banho e lavariam os utensílios de cozinhas com uma água “quase potável”. Observar também que somente 7% da água é necessário em uma residência para que seja realmente potável. Tabela 1.2- Categorias de consumo de água doméstico e nível de qualidade de água para cada categoria

(Cieau, 2000) Uso Percentual Qualidade

Bebida 1% Potável Preparo de alimentos 6% potável Lavagem de utensílios de cozinha 10% Quase potável Lavagem de roupas 12% Quase potável Bacia sanitária 39% Não potável Banho 20% Quase potável Outros usos domésticos 6% Quase potável Lavagem de carro/rega de jardim, etc; 6% não potável

Fonte: Tsutiya, et al, 2001.


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1.5 Média de consumo de uma casa Segundo Vickers, 2001 a média de consumo interno de uma casa está na Tabela (1.3) onde observamos que

o ponto da casa de maior consumo é a bacia sanitária com 27%, seguido pela lavagem de roupa que é 22%. As torneiras são no total 16% e são fundamentalmente duas: pia da cozinha e lavatório do banheiro. Não estão inclusos os consumos de água dos gramados, lavagens de carros, etc.

Tabela 1.3 - Média de consumo de água interno de uma casa nos Estados Unidos Tipos de usos da água

Porcentagem

Consumo residencial no Brasil supondo média

mensal de 160 litros/dia x habitante

(litros) Descargas na bacia sanitária 27% 43

Chuveiro 17% 27

Lavagem de roupa 22% 35

Vazamentos em geral 14% 22

Lavagem de pratos 2% 3

Consumo nas torneiras 16% 26

Outros 2% 3

Total 100% 160

Fonte: adaptado de Vickers, 2001

Pela Tabela (1.3) podemos verificar que os volumes internos de água não potável que pode ser usado é somente o água destinada para bacias sanitárias, que é 27% do consumo.

Concluímos então que para o consumo interno de uma casa podemos usar somente 27%, ou seja, 43 litros/dia x habitante.

Assim uma casa com 5 habitantes poderemos reaproveitar para reúso a quantia de 215litros/dia: 5hab x 43 litros/dia x hab= 215 litros/ dia

1.6 Quanto podemos reaproveitar de águas cinzas numa casa? É importante termos uma idéia da água que pode ser usada pelo reúso dentro de uma casa, conforme

Tabela (1.4).

Tabela 1.4 - Volume de esgotos sanitários que se pode aproveitar para as águas cinzas Tipos de usos da água

Porcentagem

Consumo residencial no Brasil supondo

média mensal de 160 litros/dia x habitante

(litros) Chuveiro 17% 27

Lavagem de roupa 22% 35

Consumo nas torneiras (consideramos somente a torneira do lavatório no banheiro)

8%

13

Total 47% 75

Pela Tabela (1.4) podemos aproveitar somente 75 litros/dia por habitante para o águas cinzas, ou seja,

47%. Observar que podemos utilizar na bacia sanitária somente 43litros/dia x habitante, havendo, portanto um saldo que não sabemos o que fazer. Estudo de casa: casa maior que 300m2 com jardim Uma casa com área construída igual ou maior que 300m2 e 500m2 de área de gramado. Consumo interno= 3,5 pessoas/casa x 30 dias x 160 litros/dia x pessoa= 16.800 litros. Jardim: 2 litros/m2 x rega Rega de duas vezes por semana Consumo no jardim mensal= 2 litros/m2 x 8= 16 litros/m2 Área de jardim= 500m2 Consumo= 500m2 x 16 litros/m2= 8000 litros/mês Consumo por semana= 8000litros/4= 2000 litros/semana Para as águas cinzas vão 47% do consumo da casa, ou seja:

0,47 x 16800 litros= 7.896 litros/mês Por semana= 7.896litros/mês /4 = 1974 litros/semana

GW= 1974 litros/semana Grama tipo bermuda com coeficiente de cultura Kc= 0,5


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ETo= 35mm/semana LA= GW / (ETo x Kc)= 1974/ (35 x 0,5)= 113m2

Portanto, usando as águas cinzas, somente será irrigado 113m2, necessitando outra fonte de abastecimento para rega do restante para completar os 500m2 de jardim. 1.7 Normas da ABNT

A NBR 5626/ 1998 é de Instalação predial de água fria. Ela prevê no item 1.2 que pode ser usada para água potável e não potável.

Prevê ainda no item 5.2.1.3 que as instalações devem ser independentes e que a água não potável pode ser usada em descarga em bacias sanitárias, mictórios e combates a incêndio e para outros usos onde os requisitos de potabilidade não se faça necessário.

É necessário que as normas de Instalações de Água Fria sejam revisadas, devendo obrigatoriamente os edifícios terem dois reservatórios: um para água potável e outro para água não potável. 1.8 Reúso

Definição: reúso é o aproveitamento da água previamente utilizada uma ou mais vezes, em alguma atividade humana, para suprir a necessidade de outros usos benéficos, inclusive o original. Pode ser direto ou indireto, bem como decorre de ações planejadas ou não (Lavrador Filho, 1987 in Mancuso, 2003).

A Resolução nº 54 de 28 de novembro de 2005, publicado em 9 de março de 2006, estabelece diretrizes para reúso direto não potável de água e estabelece algumas definições importantes:

Água residuária: esgoto, água descartada, efluentes líquidos de edificações, industriais, agroindústrias e agropecuárias, tratadas ou não.

Reúso da água: utilização de água residuária. Água de reúso: água residuária, que se encontra dentro dos padrões exigidos para sua utilização nas

modalidades pretendidas. Reúso direto das águas: uso planejado de água de reúso, conduzida ao local de utilização, sem

lançamento ou diluição prévia em corpos hídricos superficiais ou subterrâneos. Reúso potável indireto: caso em que o esgoto, após tratamento é disposto na coleção de águas

superficiais ou subterrâneas para diluição, purificação natural e subsequente captação, tratamento e finalmente utilizado como água potável, conforme Mancuso et al, 2003.

O reúso direto pode ser para fins: urbanos, agrícolas, ambientais, industriais e aquicultura. A resolução prevê que a atividade de reúso de água deve ser informado ao orgão gestor dos recursos

hídricos: identificação, localização, finalidade do reúso, vazão, volume diário de água de reúso produzida, distribuída ou utilizada.

O reúso pode ser: urbano ou rural

Nos dedicaremos ao reúso urbano somente. O reúso urbano pode ser:

local ou regional

O reúso urbano local é feito no próprio local onde são gerados os esgotos. Assim, o uso do águas cinzas ou fossa séptica (tratamento biológico) é um reúso local. Reúso local Estudo de caso:

Empresa de ônibus de Guarulhos localizada no Bairro do Taboão reciclava a água após a lavagem dos ônibus em caixas de deposição de sedimentos e retirada de óleos. O reaproveitamento era de 80%. A água de make-up era introduzida, ou seja, os 20% restantes.

O óleo ficava na parte superior e semanalmente era retirado por uma empresa. Postos de gasolina e lava-rápidos podem também reciclar a água.

1.9 Reúso de esgotos sanitários urbanos regionais

O reúso dos esgotos sanitários urbanos que saem de uma Estação de Tratamento de Esgotos Esgotos Sanitários públicas não são destinados a serem transformados em água potável.

Geralmente são feitos em lugares onde há problemas de recursos hídricos e existência de indústrias para consumirem a água não potável.

Nos Estados Unidos os locais onde mais se faz o reúso dos esgotos sanitarios são: Texas, Flórida e Califórnia.


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1.10 Onde usar a água de reúso dos esgotos sanitários?

Os usos mais comuns estão na Figura (1.1) que mostram seis usos: Reúso para uso industrial Reúso para uso agrícola Reúso para o meio ambiente Recarga de aquíferos subterrâneos Reúso para uso recreacional Reúso urbano.

1.11 Reúso para uso industrial

A demanda do uso industrial situa-se em torno de 8% no Brasil Muitas indústrias não precisam de água potável, sendo que uma água de reúso pode ser usada sem

problemas. As indústrias deverão estar próximas das estações de tratamento de esgotos para diminuir os custos e

deve, logicamente, haver uma quantidade de indústrias onde compense fazer os investimentos necessários. Na Tabela (1.7) apresentamos algumas exigências nas indústrias em vários estados americanos,

segundo USEPA.

Tabela 1.5 - Reúso nas indústrias

Fonte: USEPA 1.12 Reúso para uso agrícola

A agricultura consome de 60% a 70% do consumo total da água doce. No Brasil não é costume usar a água de esgotos tratada para uso agrícola, o que não acontece com o México. 1.13 Reúso para o meio ambiente

As águas de esgoto tratado podem ser usadas em wetlands artificiais. 1.14 Recarga de aquíferos subterrâneos

Uma maneira é evitar a intrusão salina que é usado geralmente em litorais. As outras maneiras de recarga são para armazenar as águas de esgotos tratadas para futuro uso ou para controlar a subsidência, isto é, o abaixamento do solo.

Existem três modalidades, conforme Figura (1.2): Bacia de infiltração Poço de infiltração que fica na região não saturada Poço tubular que atinge a região saturada e de preferência um aqüífero confinado.


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Figura 1.2 - Infiltração de esgotos tratados em bacia de infiltração, poço tubular em zona aerada e em zona saturada.

Asano, 2001 que a água de reúso para ser usada nas águas subterrâneas apresenta 3 classes de constituintes que devem ser estudados:

1. Virus entéricos e outros patógenos emergentes. 2. Constituintes orgânicos que inclui produtos industriais e farmacêuticos. 3. Sais e metais pesados.

Asano, 2001 alerta ainda quando aos produtos químicos que produzem disruptores endócrinos e a existência

de antibióticos resistentes achados na água.

1.15 Reúso para uso Recreacional Os esgotos tratados podem ser usados em lagoas para uso de pesca, barcos, etc.

1.16 Reúso Urbano

O reúso urbano dos esgotos tratados podem ser usados em praças públicas, jardins, etc. Pode ser feito um sistema dual de distribuição como a cidade de São Petersburg, na Flórida, que usa a

água de esgotos tratada desde 1977 com sucesso, havendo uma diminuição no consumo de água potável. Pode ser usada para irrigar jardins de cemitérios, grandes parques, etc.

Na Tabela (1.6) temos algumas exigências de vários estados americanos para o tratamento avançado e se faz a diluição do efluente em um curso de água, onde haverá coleta de água para tratamento completo.


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Tabela 1.6 - Reúso indireto para água potável

Fonte: USEPA 1.17. Níveis de Tratamento de esgotos sanitários municipais

O tratamento dos esgotos é uma combinação de três processos conforme Nações Unidas, 2007: Processos físicos: as impurezas são removidas por peneiramento, sedimentação, filtraçao,

flotação, absorção ou adsorção ou ambas e centrifugação. Processos químicos: as impurezas sao removidas quimicamente através da coagulação,

absorção, oxido-redução, desinfeção e e troca iônica. Processos biológicos: os poluentes sao removidos usando mecanismos biologicos, como

tratamento aeróbico, tratamento anaer[obico e processo de fotossíntese, como nas lagoas.

Figura 1.3- Alternativas para reúso dos esgotos sanitarios de uma cidade Fonte: Borrows, 1997

O tratamento dos esgotos está assim dividido conforme Figura (1.3): tratamento preliminar, tratamento primário, tratamento secundário, tratamento terciário ( avançado).


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1.18 Tratamento preliminar

O tratamento preliminar consiste basicamente em remoção de sólidos de tamanho grande e partículas de detritos:

1. Gradeamento 2. Remoção de areia 3. Caixa de retenção de óleo e gordura 4. Peneiras

Nada mais é que o gradeamento para remover os objetos flutuantes de grandes dimensões, mas evitando que os sólidos se depositem. É feita também a remoção física da areia e partículas sólidas através de deposição, telas ou flotação. A remoção de DBO é desprezível no tratamento preliminar.

A velocidade do fluxo é, em geral, menor que 0,3m/s.

1.19 Tratamento primário O tratamento primário consiste basicamente remoção de sólidos em suspensos:

1. Decantação primária ou simples 2. Precipitação química com baixa eficiência 3. Sedimentação 4. Flotação por ar dissolvido 5. Coagulação e sedimentação

A redução da DBO no tratamento primário é muito baixa variando de 30% a 40%. O tratamento primário consiste também em digestores para tratamento do lodo removido e desidratação

do lodo. Os tanques sépticos são um tratamento primário.

1.20 Tratamento secundário

É tratamento biológico e remoção dos poluentes biodegradáveis. Remove matéria orgânica dissolvida e em suspensão. A DBO é removida quase totalmente. Dependendo

do sistema adotado, as eficiências de remoção são altas. Os processos de tratamento secundário, conforme Nunes, 1996 são:

Processo de lodos ativados Lagoas de estabilização Sistemas anaeróbicos com alta eficiência Lagoas aeradas Filtros biológicos Precipitação química com alta eficiência

É a fase do tratamento biológico. Há introdução de ar e se acelera o crescimento de bactérias e outros organismos para consumir o restante da matéria orgânica. Após o tratamento secundário, cerca de até 98% do DBO foi removida. Depois pode ser usado desinfecção com cloro ou ultravioleta.

1.21 Tratamento terciário e avançado

O tratamento terciário consiste basicamente na remoção de poluentes específicos como nitrogênio, fósforo, cor, odor:

1. Coagulação química e sedimentação 2. Filtros de areia 3. Adsorção em carvão ativado 4. Osmose reversa 5. Eletrodiálise 6. Troca iônica 7. Filtros de areia 8. Tratamento com ozônio 9. Remoção de organismos patogênicos 10. Reator com membranas

O tratamento terciário vai remover o que restou dos sólidos em suspensão, da matérias orgânica, do nitrogênio, do fósforo, metais pesados e bactérias.

É usado quando o tratamento secundário não consegue remover nitrogênio, fósforo, etc. Comumente faz-se coagulação e sedimentação seguido de desinfecção.

Geralmente é usado quando pode haver contato das águas de reúso com o seres humanos.


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Confiabilidade

A USEPA, 2004 salienta a importância de uma unidade de tratamento para reúso enfatizando oito regras gerais que são:

1. Duplicar as fontes de energia elétrica. 2. Quando houver queda de energia imediatamente deverá entrar a fonte alternativa. 3. Usar múltiplos unidades e equipamentos 4. Fazer um reservatorio de armazenamento de emergência 5. O sistema de tubulações e bombeamento deverá ser flexível para mudanças de emergência 6. Sistema de cloração duplo 7. Controle automático dos resíduos 8. Alarme automático Enfatiza ainda:

1. Qualificação de pessoal 2. Programa efetivo de monitoramento 3. Programa efetivo de manutenção e operação

Avaliações para escolha do tratamento adequado

City Hollister, 2005 para apreciaçao das alternativas para a escolha do tratamento de esgoto adequado montou os seguintes fatores:

Gerenciamento do efluente do tratamento de esgotos Força do tratamento, isto é, as varias variáveis que podem mudar no tratamento. Confiabilidade no processo de tratamento de esgotos O tratamento tem ser facil de ser operado O tratamento de esgoto tem que ser flexibilidade Temos que verificar o espaço disponível Temos que saber onde vamos dispor os resíduos do tratamento Temos que ver os problemas de odores Cuidar dos aspectos estéticos Verificar os custo de implantação e de manutenção e operação Verificar as leis existentes sobre a disposiçao do efluente Facilidade ou dificuldade de ser aprovado pelos orgãos ambientais.

Ainda segundo City Hollister, 2005 os critérios de um projeto de uma estaçao de tratamento de esgotos

são: O processo de tratamento deve minimizar os odores. O processo de tratamento deve minimizar os ruidos durante a construçao e durante a operaçao

dos equipamentos. A desidratação do lodo dos esgotos e as instalações que serao usadas não devem ser

esquecidas. Os processos devem ter um longo tempo de retenção para estabilizar o lodo. O nitrogênio é um fator importante para a remoção.

Standards dos efluentes

Vamos analisar alguns standards de alguns países para se ver eficiência do sistema MBR.

Tabela 1.10- Alguns standards de alguns países para tratamento municipal de esgotos Parâmetros Europa

EC-1998 Alemanha

(2002) China USA Austrália

DBO5,20 25mg/L 15 a 40 mg/L 30a 80mg/L < 1mg/L <5mg/L NT 10 a 15mg/L 13 a 18mg/L 1mg/L <3 PT 1 a 2 mg/L 1 a 2mg/L 0,1 <0,1mg/L

Fonte: Membrane bioreactor (MBR) treatment of contaminants


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1.23 Riscos à saúde pública

Um dos grandes perigos do reúso para a saúde pública é quando não se faz o tratamento e a desinfeção, podendo ocasionar doenças como: cólera, febre tifoide, disenteria, helmintos.

Infelizmente alguns pa[ises no mundo usam os esgotos sem tratamento na agricultura. Alguns dos patógenos que se podem encontrar num esgoto bruto são os seguintes:

Tabela 1.9- Exemplos de patógenos associados a esgotos municipais

Protozoário Giardia lamblia, Crysptosporidium sp Helmintos Ascaris, Toxocara, Taenia, ancylostoma Virus Hepatite A, Rotavirus, Enteroviroses Doenças causadas por bactérias

Salmonella sp, Vibrio cholerae, Legionellacease

Fonte: Nações Unidas, 2007 Desinfecção

O objetivo da desinfecção é matar ou inativar os microorganismos patogênicos, vírus e parasitas da água de esgotos tratadas. Comumente a desinfecção se utiliza de fortes oxidantes como o cloro, ozônio, bromo, mas todos eles não deixam inativo os ovos de helmintos, conforme Nações Unidas, 2007. Cloro: é o mais usado desinfetante, mas a presença de sólidos em suspensão, matérias orgânica ou amônia na água causam problemas para a sua eficiência. Os sólidos em suspensos agem como um escudo para os microorganismos que se protegem do cloro.

O cloro pode ter alguns efeitos negativos em certas irrigações de determinadas culturas e em ambiente aquático. A retirada do cloro, ou seja, a decloração é um processo muito caro para ser usado no reúso.

Ultravioleta: a radiação UV inativa o microorganismo para reprodução e não cria subproduto. Ozônio: é um ótimo desinfetante, mas é caro. Devemos ter um tempo correto de contato e uma concentração adequada de ozônio. Deve ser estudado para cada caso qual a melhor solução. Ovos de Helmintos: os ovos de helmintos possuem diâmetro que varia entre 20 μm a 80μm, densidade relativa entre 1,06 a 1,15 e altamente pegajoso.

Somente podem ser inativos com temperaturas acima de 40ºC. Os processos de coagulação, sedimentação, floculação removem os ovos de helmintos.


1-18

1.24 Rede dual

Na cidade de São Petersburgo, na Flórida, existem duas redes: água potável e água não potável, conforme Figuras (1.15) e (1.16).

Figura 1.15 - Sistema de rede dual na Flórida

Figura 1.16 - Sistema de rede dual

A água não potável provém do tratamento de esgotos sanitários e se destina somente a rega de jardins

públicos e gramados privados. Funciona desde 1977. O sistema dual diariamente supre mais de 75.600m3/dia (875 L/s). Na Califórnia 63% do volume de águas de esgotos tratados são usadas na agricultura. Na Tabela (1.8) estão os volumes de esgotos tratados e usados na agricultura nos estados da Califórnia

e Flórida. Tabela 1.10 - Volume de esgotos aproveitado na agricultura

Estados Volume anual de esgotos tratados que vão para a agricultura

Califórnia 6,6m3/s Flórida 3,9m3/s

Quando há tratamento e desinfecção das águas cinzas, pode ser feita irrigação com a mesma. A rede dual para transporte de água de reúso geralmente é de plástico classe 15 ou classe 20 com

coeficiente de rugosidade C=130, dependendo da pressão a que se destina. Nos Estados Unidos para irrigação de jardins, lavagem de carros e calçadas se usam pressão mínima de

35mca, entretanto as pressões geralmente atingem um mínimo de 21m conforme Asano, 1998 1.25 Guia para reúso da água da USEPA

A USEPA apresenta nas Tabelas (1.9) e (1.10) com orientações para as várias modalidades de reúso. Por exemplo, para reúso urbano necessitamos de tratamento secundário, filtração e desinfecção. Os

parâmetros como pH, DBO, uT, cloro e coliformes fecais devem ser monitorados com espaçamentos variados.


1-19

Tabela 1.9 - Orientações para reúso da água da USEPA

Tipo de reúso Tratamento Parâmetros Monitoramento pH de 6 a 9 Mensal Reúso Urbano Secundário DBO ≤ 10mg/L Semanal Jardins, lavagens de veículos

Filtração ≤ 2 uT Continuadamente

Descarga em bacias sanitárias

Desinfecção Coliformes fecais não detectáveis

Diariamente

Cloro residual mínimo de 1mg/L

Continuadamente

Área de acesso restrito para irrigação

Secundário Desinfecção

pH de 6 a 9 Semanal

Locais onde o público é proibido

DBO ≤ 30mg/L Semanal.

≤ 30mg/L TSS Diário ≤ 200 Coliformes

fecais coli Diário


Continuadamente

Fonte: adaptado da USEPA

Tabela 1.10- continuação- Orientações para reúso da água da USEPA Tipo de reúso Tratamento Parâmetros Monitoramento pH de 6 a 9 Semanalmente Recreacional Secundário DBO ≤ 10mg/L Semanal (contato acidental parcial ou total na pesca ou velejamento)



Diariamente


Continuadamente

Paisagismo Secundário

Desinfecção DBO ≤ 30mg/L Semanal.

(locais onde o público tem contato)

≤ 30mg/L TSS Diário

≤ 200 Coliformes fecais coli

Diário


Continuadamente

Uso na construção civil



(compactação de solo, lavagem de agregados, execução de concreto)



Diário


Continuadamente

Uso Industrial Secundário


(once through cooling)



Diário

Cloro residual Continuadamente


1-20

mínimo de 1mg/L pH de 6 a 9 Uso Industrial Secundário

Desinfecção Coagulação química e filtração


(recirculationg cooling towers)



Diário


Diário

pH de 6 a 9 semanal Uso ambiental DBO ≤ 30mg/L Semanal. Secundário ≤ 30mg/L TSS Diário (uso em wetlands, alagados, várzeas e despejos em córregos

Desinfecção ≤ 200 Coliformes fecais coli

Diário


Continuadamente

Fonte: adaptado da USEPA

1.26 Estado de New Jersey O Estado de New Jersey, 2005 recomenda se utilizar do esgoto sanitário tratado somente a partir da

vazão > 4,4 L/s (380m3/dia) Recomenda ainda que se o reúso for usado em áreas públicas Tipo I, isto é, aquelas em que o público

pode ter contato com a água, deve seguir o seguinte: Desinfecção com 1,0mg/l de cloro com tempo de contato mínimo de >15mim; Se usar desinfeçcão coml Ultravioileta a dosagem mínima deve ser de 100 mJ/cm2 e neste caso uT<2; Pode também ser usado ozônio; Os coliformes fecais < 14 /100mL O sólido total em suspensão TSS < 5mg/L O nitrogênio total (NO3 + NH3) ≤ 10mg/L Não pode ser irrigado mais de ≤ 50mm/semana.

1.27 Estado da Geórgia O Estado da Geórgia recomenda que o uso das águas de esgotos tratadas (reúso) deve obedecer no mínimo:

Turbidez ≤ 3 uT DBO5 ≤ 5 mg/L TSS ≤ 5mg/L Coliformes fecais ≤ 23/100mL pH entre 6 a 9 O desinfetante deve ser detectável em qualquer ponto.

1.28 Estado da Flórida

Em lugares onde será usada a água de reúso para descargas em vasos sanitários, se recomenda que; Aplicado a hotéis, motéis, prédios de apartamentos e locais onde o usuário não tem acesso ao sistema

predial de instalações para reparos e modificações. Não pode ser usado em residências onde o usuário pode ter interferência nas instalações prediais. A água de reúso deverá ter cor azul. As tubulações deverão ter cor vermelha.


1-21

1.29 Estado do Texas

A água de reúso para descarga em bacias sanitárias deve ter segundo NRRI 97-15 do Estado do Texas: DBO5 ≤ 5 mg/L Coliformes fecais ≤ 75/100mL Cor azul da água Análise uma vez por semana Caso a água fique armazenada mais de 24h deverá ser desinfetada.

Para irrigação de gramado, isto é, paisagismo é exigido:

DBO5 ≤ 10 mg/L Turbidez ≤ 3uT Coliformes fecais ≤ 75/100mL Análise uma vez por mês Caso a água fique armazenada mais de 24h deverá ser desinfetada.

No Estado do Texas é proibida a irrigação com água de esgotos bruta, isto é, sem tratamento. É necessário

autorização dos órgãos de saúde quando as águas cinzas tem vazão maior ou igual 0,2 L/s (17m3/dia) 1.30 Uso da água de reúso

A água de reúso pode ser usada em; Fontes decorativas Lagos para enfeite Incêndio Lavagem de ruas

1.31 Padrões de qualidade da água para Reúso

Não existe legislação brasileira quanto ao reúso, entretanto o Sinduscon- São Paulo, 2005 definiu 4 classes de água para reúso. Água de Reúso Classe 1

São para águas tratadas, destinadas a edifícios em descargas de bacias sanitárias, lavagem de pisos, chafarizes, espelhos de água, lavagem de roupas, lavagem de veículos, etc conforme Tabela (1.12).

Tabela 1.11- Água de reúso classe 1


1-22

Água de Reúso Classe 2 São para águas tratadas destinadas a construção de edifícios como lavagem de agregados, preparação de

concreto, compactação de solo, controle de poeira, conforme Tabela (1.12).

Tabela 1.12 - Água de reúso classe 2

Água de Reúso Classe 3

São para águas tratadas destinadas a irrigação de áreas verdes e rega de jardins, conforme Tabela (1.13).


Água de Reúso Classe 4

São para águas tratadas destinadas a resfriamento de equipamentos de ar condicionado e com água a ser usada em torres de resfriamento com recirculação e sem recirculação, conforme Tabela (1.15).


1-23


1.32 Normas da ABNT A norma NB-570 de março de 1990 trata sobre o Projeto de Estações de Tratamento de Esgotos Sanitários,

porém desconhecemos normas para estações de tratamento físico-químico de efluentes industriais. 1.33 Custos

O custo de água de reúso para março de 2005 segundo Hespanhol e Mierzwa, 2005 é R$ 1,80/m3. Os custos das estações de tratamento de esgotos estão na Tabela (1.15).

Tabela 1.15 - Custos de Estações de Tratamento em dólares americanos por habitante.

Estação de Tratamento de Esgotos Custo (US$ /habitante)

Lodo ativado 68 Lagoa de estabilização 29 Reatores UASB com pós-tratamento 23

1US$= R$ 2,20 setembro de 2006

Segundo Asano, 2001 os custos variam numa faixa muito grande. Por exemplo, na Califórnia o custo da água de reúso provindo dos esgotos sanitários é de US$ 0,50/m3 que é muito grande para ser usado na agricultura, mas entretanto pode ser usado em rega de gramados e campos de golfe e praças públicas.

Há uma idéia errada de que a água de reúso é sempre mais barata que a água potável. A Califórnia usa para amortização de capital o prazo de 20anos. Na cidade de Fukuoka no Japão sempre citada nestes assuntos de reuso o custo da água de reúso é de

US$ 2,00/m3 enquanto que a água potável é US$ 1,9/m3. O custo para o consumidor na mesma cidade é US$ 3,0/m3 para a água de reúso e US$ 3,7/m3 para a água potável. No Japão é usado 20anos como tempo de amortização de capital.


1-24

1.34 Sewer Mining

Sewer Mining é o processo de extrair esgotos de um sistema de esgotos podendo ser antes ou depois da estação de tratamento e depois tratá-lo com processos físicos, químicos ou biológico, para produzir esgoto de reúso reciclável para um fim especifico.

O rejeito do esgotos do sewer mining são em geral descartados introduzindo novamente na rede pública de esgotos.

Trata-se de reúso de esgotos para uso como água não potável. Tem sido muito aplicado na Austrália na cidade de Sydnei efetivamente desde o ano 2006. O objetivo do sewer mining é a reciclagem do esgotos, possibilitando que mais usuários possam usar a

água potável dos serviços públicos.


1-25

1.35 Bibliografia e livros consultados. -ABNT NB- 570/1990 - Projeto de estações de tratamento de esgoto sanitário. 11páginas. -ABNT NBR 5626/1998 - Instalações prediais de água fria, 41páginas. -ASANO, TAKASHI. Water from (wastewater- the dependable water resource). Lido em Stockholm Water Prize Laureate Lecture em 2001, Sweden. Professor do Departamento de Engenharia Civil da Universidade de Davis na Califórnia. -ASANO, TAKASHI. Watewater reclamation and reuse. Technomic, 1998, 1528 p. ISBN 1-56676-620-6 (Volume 10). -BORROWS, JOHN. Water Reuse: considerations for commissions. The National Regulatory Research Institute. Ohio, june, 1997, acessado em 15 de junho de 2006. -CICEK N. A review of membrane bioreactors and their potencial application in the treatment of agricultural waster. University of Manitoba, Winnipeg, Canada, 2003. -CIEAU: http://www.cieau.com/ . Página francesa de informação com dados sobre consumo de água. -CITY OF HOLLISTER. Long-Term Wastewater Management Program for the dWTP and WTP. December, 2005 -ESTADO DA CALIFORNIA. California Code of Regulation (CCR) chapter 62-610 Title 22, 1978 e 2004. Reuse of Reclaimed water and land applications. -ESTADO DA GEORGIA. Guidelines for Water Reclamation and Urban Water Reuse. 20 de fevereiro de 2002. -ESTADO DE NEW JERSEY. Reclaimed Water for beneficial Reuse- A NJDEP Techical Manual. Janeiro de 2005. -FETTER, C.W. Applied Hydrologeology. 3a ed. Prentice Hall, 1994, ISBN 0-02-336490-4, 691páginas. -JORDÃO, EDUARDO PACHECO e PESSÔA, CONSTANTINO ARRUDA. Tratamento de Esgotos Sanitários. 4ª ed. 2005, 906páginas. -MANCUSO, PEDRO CAETANO SANCHES et al. Reúso de água. USP, 2003, 579páginas, ISBN 85-204-1450-8. -MIERZWA, JOSE CARLOS e HESPANHOL, IVANILDO. Água na indústria- uso racional e reúso. ISBN 85-86238-41-4 Oficina de Textos, 143páginas. -MIERZWA, JOSÉ CARLOS. O uso racional e o reúso como ferramentas para o gerenciamento de águas e efluentes na indústria. São Paulo, EPUSP, 2002, Tese de Doutoramento, 399páginas. -NATIONAL REGULATORY RESERCH INSTITUTE (NRRI). Water Reuse.- considerations for commissions, junho de 1997, Ohio University.- Johhn D., Borrows e Todd Simpson. NRRI 97-15, 127páginas. -NUNES, JOSÉ ALVES. Tratamento físico-químico de águas residuárias Industriais. 1996, 277páginas. -SINDUSCON-SP. Conservação e Reúso da água em edificações. São Paulo, 2005, 151páginas. -TOMAZ, PLÍNIO. Conservação da água. Editora Parma, Guarulhos, 1999, 294 p. -TOMAZ, PLÍNIO. Economia de água. São Paulo, Navegar, 2001, 112p. ISBN 85-87678-09-4. -TOMAZ, PLÍNIO. Previsão de consumo de água. São Paulo, Navegar, 2000, 250 p. ISBN: 85-87678-02-07. -TSUTIYA, MILTON TOMOYAUKI e SCHNEIDER, RENÉ PETER. Membranas filtrantes; para o tratamento de agua, esgoto e água de reúso. ABES, 200’1, 234p. -UNEP (UNITED NATIONS ENVIRONMENT PROGRAME). Water and wastewater reuse- a environmentally sound approach for sustainable urban water management. In Colaboration with Japan, 2007. -USEPA (U.S. ENVIRONMENTAL PROTECTION AGENCY). Guidelines for Water Reuse. EPA/625/R-04/108 setembro de 2004 acessado em 15 de junho de 2006 http://www.epa.gov/ -VICKERS, AMY. Handbook of Water use and conservation. Waterflowpress, 2001,446páginas, ISBN 1-931579-07-5 www.nrri.ohio-state.edu -YAMAGATA, HIROKI E OGOSHI, MASASHI. On-site insight into reuse in Japan. Jornal Water21. IWA (International Water Association)

Curso de esgotos Capitulo 02- Membrane Bioreators (MBR) engenheiro Plínio Tomaz plínio [email protected] 01/06/08

2-1

Capítulo 02 Membrane Bioreator

(MBR)


2-2

Capitulo 02- Membrane Bioreator (MBR)

Combinando a tecnologia de membranas com tratamento de esgotos foi desenvolvido nos últimos 10 anos os bioreatores com membranas que é conhecido como o sistema MBR (membrane bioreator) conforme Figura (2.4).

Assim num sistema de lodo ativado podemos introduzir as membranas e se obter melhores resultados e sistema mais compactado conforme Figura (2.5).

Figura 2.4- Esquema simplista do MBR

Figura 2.5- Acima temos o tratamento convencional de lodo ativado e abaixo a introdução de membranas como bioreator denominado de MBR.

Fonte: Roger Babcock, 2005 WaterReuse Conference Até o presente o tratamento por lodo ativado era considerado o melhor de todos, mas as membranas

introduzidas no processo melhoraram ainda mais a qualidade do efluente tendo sido criado o sistema MBR que é o verdadeiro State of Art do tratamento de esgotos. Observar que o sistema MBR pode ser introduzido em reatores anaerobios de fluxo ascendente também com sucesso. É o que se chama de retrofit.

Basicamente num tratamento de esgotos queremos três fatores fundamentais conforme City of Hollister, 2005:

1. O tratamento deve ser feito para o reúso ou reciclagem da água. 2. O tratamento deve obedecer aos limites impostos pelo nitrato. 3. O tratamento deve ser compatível com o futuro para remover os sólidos dissolvidos.

Conforme as Nações Unidas, 2007 com as membranas de filtração podemos obter uma alta qualidade da água de esgoto ou da dessalinizaçao das águas do mar e das águas salobras.O objetivo do nosso estudo é somente do reúso de Águas de esgotos domésticos municipaIS que pode estar incluso um pouco de esgoto industrial.

O esquema geral de um tratamento com MBR está na Figura (2.6) e as membranas podem estar submersas dentro do reator ou externas, isto é, separadas do reator:

Sistema MBR Submerso -Figura (2.6) esquerda Sistema MBR Externo - Figura (2.6) direita


2-3

Figura 2.6- Reator submerso a esquerda e externo a direita

As membranas possuem tamanho dos poros entre 0,035μm e 0,4μm estando entre microfiltração e e

ultrafiltração.

Figura 2.7- Esquema simplificado de um MBR

Fonte: TSG- making every drop count, dezembro 2005

Figura 2.8- Mostra as membranas com fibras ocas a esquerda e membranas planas a direita. Fonte: TSG- making every drop count, dezembro 2005

Existem dois processos básicos no mundo: o de fibras ocas usado pela firma Zenon e membranas planas

usado pela Kubota conforme Figuras (2.8) e (2.9). Ambos são bons, mas existem algumas particularidades. A firma Zenon tem poro de 0,1μm (porosidade efetiva de 0,035μm e a firma Kubota têm poros de 0,4μm

(0,1μm de porosidade efetiva). Na Zenon temos pulsação automática e a Kubota não. Na Zenon a pulsação faz o fluxo inverter todo 10min a 15mim para evitar entupimentos. A Kubota não tem fluxo invertido e mecanismo é mais simples.


2-4

Figura 2.9- Esquemas básicos do uso do MBR. Acima é o esquema da firma Zenon (Canadense) e abaixo da firma Kubota

(japonesa). Fonte: TSG- making every drop count, dezembro 2005

A Figura (2.10) mostra duas estações compactas de tratamento de esgotos sendo uma da firma Kubota e outra Zenon.

Figura 2.10- Reatores de Membrana da Kubota(acima) e da Zenon( abaixo).

Fonte: TSG- making every drop count, dezembro 2005


2-5

Na Europa o uso do Reator de Membrana (MBR) começou em 1999 sendo que as instalações existentes variam de 25 L/s a 210 L/s. Nos Estados Unidos praticamente o primeiro processo de Reator de Membranas foi feito em 1975 na Califórnia no Condado de Orange com uma instalação de 219 L/s usando membranas de acetato de celulose. Com o passar dos anos as membranas de acetato de celulose foram substituídas por membranas de poliamidas. As membranas de fibras ocas começaram a ser feitas nos anos 1980 e foram testadas em 1992 no Condado de Orange com sucesso.

Nos Estados Unidos as instalações de MBR variam de 41L/s a 440 L/s. O MBR não só elimina a necessidade do clarificador secundário numa estação de tratamento por lodo ativado, como produz um efluente de alta qualidade, chegando-se a um verdadeiro State of Art dos MBR.

As aplicações de reúso por MBR tem sido em: • descargas de bacias sanitárias, • indústrias têxteis, • uso não potável, etc.

As membrans são um processo em que a separação das partículas é por meio determinada pressão em uma dada concentração conforme Figura (2.11). Os processos de filtração em membranas podem ser classificados de acordo com a remoção das partículas conforme Figura (2.12):

1. Microfiltraçao (MF): a membrana tem poros que variam de 0,1μm a 1μm de diâmetro. Pode remover partículas como bactérias, cistos e oocistos.

2. Ultrafiltração (UF): variam de 0,01 a 0,1 μm e pode remover partículas e moléculas grandes, incluso bactérias e virus.

3. Nanofiltraçao (NF): neste caso as membranas são similares ao RO e a taxa de rejeição é baixa. Entre 0,01 μm a 0,001 μm

4. Osmose Reversa (RO): neste caso as membranas podem rejeitar até pequenos solutos iônicos tais como sais como o que estão livres na água mineral. <0,001μm

Figura 2.11-Membranas de osmose reversa

Fonte: Naçoes Unidas, 2007

Figura 2.12- Processos de filtração em membranas e os materiais que podem ser retidos. Fonte: Nações Unidas, 2007

A Alemanha e Austrália usam o tratamento de lodos ativados com membranas que se chama (MBR-membrane bioreactors) para reúso de esgotos.

As pressões aumentam na seguinte ordem: MF<UF<NF<RO


2-6

Assim a pressão para Osmose Reversa é maior que a nanofiltração, que por sua vez é maior que a ultrafiltração que é maior que a microfiltração.

Na Tabela (2.7) estão as características de vários tipos de membranas. Por exemplo, uma membrana UF a pressão varia de 0,7atm a 2,0 atm ou seja, 7mca a 20mca sendo que o diâmetro do poro chega até 0,1μm sendo usado material polisulfona e fibras ocas com fluxo é de 26 L/m2 x h a 44 L/m2xh.

Tabela 2.7-Caracteristicas importantes de membranas para aplicações municipais.

Caracteristicas MF UF MBR submersa

NF RO

Pressão (atm) 0,32 a 1,4 0,7 a 2,0 -0,7 a -0,3 4,8 a 8,2 8,5 a 20,4 Diâmetro poro(μm)

0,1 a 0,2 0,01 a 0,1 0,0035 a 0,40 0,001 a 0,01 1 xc 10-4 a 1 x 10-3

Material Polipropileno. Polisulfona, Polivinillidene Fluiride (PVDF)

Polipropileno Polisulfona, PVDF

Polietileno, PVDF

Acetato de celulosed, poliamida aromática

Acetato de celulose e poliamida aromática

Fluxo (L/m2 x h)

35 a 52 26 a 44 10 a 35 17 a 21 17 a 21

Modelos de configuração

Fibra oca Fibra oca, espiral

Fibra oca, membrana

plana

Espiral Espiral

Operação

Entrada/Saida Dentro para fora Fluxo transversal Fim de linha

Entrada/Saida Dentro para fora Fluxo transversal Fim de linha

Entrada/Saida Fluxo transversal hibrido Fim de linha

Entrada e saida Fluxo transversal

Entrada e saida Fluxo transversa

Firmas fornecedors

Osmonics, Dow, Pall, Koch, USfilter

]Dow, Hydranautics. Koch, Norit, Pall e Zenon

Zenon, Kubota, Mitsubishi, USfilter, Hubedr and Segher-Keppel

Dow, Filme Tec, Hydranautics, Tripsep, Osmonics, Toyobo

Dow, Filme Tec, Hydranautics, Tripsep, Osmonics, Koch, Trisep, Toray

Fonte: Werf

Facilmente se consegue que o efluente tenha turbidez <0,2 uT e que a remoção de virus seja de 4log (99,99%) dependendo do diâmetro nominal dos poros da membrana. Estas membranas seguramente removem os patogênicos como Cryptosporidium e Giardia.

Foram usados em tratamento de esgotos até 50 L/s a 116 L/s; As membranas são usadas no tratamento de lodos ativados em lugar dos clarificadores secundários.É

um processo de tratamento terciário. Deverão ser estudados os custos de manutenção e operação para o bom funcionamento do sistema de

tratamento de membranas devendo observar os seguintes parâmetros operacionais (Tsutiya, 2001 et al). Pressão de operação das membranas Perda de carga nos módulos Fluxo do permeado e de concentrado Condutividade elétrica do permeado

As Figuras (2.10) a (2.12) mostram os módulos do chamado sistema MBR (reator em membranas).

Temos a apresentação de um módulo, a superposiçao de outro módulo e a composição com três módulos. A Figura (2.13) e (2.14) mostra o corte longitudinal e transversal de um sistema de lodo ativado com

membranas, conhecido como MBR (reator com membranas). Trata-se de ultrafiltração com diâmetros de poros menor que 0,1μm. Para uma simples casa a membrana terá área de 6,25m2 pode tratar em média 0,17m3/h e no maximo

2,73 m3/dia para as horas de pico. Normalmente as membranas podem tratar até 98,28 m3/dia (1,14 L/s) com área de 225m2, sendo que

acima de 3000m2 de membranas são introduzidos discos rotativos. A manutenção das membranas é feita somente uma vez por ano, onde faz-se uma limpeza com jato de

ar das membranas e se retira o lodo acumulado, que deverá ser desidratado e encaminhado a um aterro sanitário.

Durante a operação é introduzido sulfato férrico para diminuir a quantidade de nitrogênio nos esgotos. Pode ser feito em concreto ou material plástico. A qualidade do efluente de esgotos usando reatores de membrana conforme Nocachhis et al conforme

Tsutyia,2001conforme Tabela (2.8).


2-7

Tabela 2.8- Qualidade dos efluentes de reatores de membranas

Parâmetro Valor Remoção em %

DBO < 2mg/L > 99% TSS Abaixo do limite de detecção >99% TKN < 2mg/L > 96% NH3 <0,3mg/L >97% PT <0,1mg/L >96% Turbidez (uT) < 1 uT >99% Coliformes totais Abaixo do limite de detecção 100% Coliformes fecais Abaixo do limite de detecção 100% Virus Redução acima de 4log e na maioria dos

casos abaixo do limite de detecção >99%

Fonte: Novachis et al, 1998 in Tsutiya, 2002.

A pressão de bombeamento é baixo, ou seja, somente 2mca que significa baixo custo de energia elétrica na bomba.

As membranas de ultrafiltração são de material plástico denominado polisulfona (PSO). Existem outros materiais como: acetato de celuluse, polietersulfona, polipropileno, poliamida, poliacrilamida e outros

Nao nos interessa os grandes tratamento de esgotos com o uso de membranas como os reatores

tradicionais produzidos pela Zenon e pela Kubota. O interesse que temos é para pequenas estações de tratamento para uma casa ou centenas de casas

usando reatores de membranas submersos novos. O representante das membranas fabricadas na Alemanha (Martin System do Brasil é a firma

Geasanevita- engenharia e meio ambiente. http://www.geasanevita.com.br localizada na av. Faria Lima, 2894 11ºandar conjunto 113 São Paulo Telefone 3071-1680.

t

de Figura 2.13- Um módulo do MBR (reator em membranas) fornecido pela firma alemã SiClaro Fonte:http://www.martin-systems.de/en/produkte/downloads/Membran/siClaro-Membranfilter.pdf


2-8

Figura 2.14- Dois modulos do MBR (reator em membranas) fornecido pela firma alemã SiClaro Fonte:http://www.martin-systems.de/en/produkte/downloads/Membran/siClaro-Membranfilter.pdf

Figura 2.15- Três módulos do MBR (reator em membranas) fornecido pela firma alemã SiClaro


2-9

Figura 2.16- Corte longitudinal de um sistema de lodo ativado residencial com as membranas da siClaro Fonte:http://www.martin-systems.de/en/produkte/downloads/Membran/siClaro-Membranfilter.pdf


2-10

Figura 2.17- Corte transversal de um sistema de lodo ativado residencial com as membranas da siClaro Fonte:http://www.martin-systems.de/en/produkte/downloads/Membran/siClaro-Membranfilter.pdf

Em instalações acima de 139 L/s é importante o uso de peneiras e tratamento primário antes do tratamento propriamente dito. Em plantas abaixo de 22 L/s o peneiramente é limpo automaticamente.

Salientamos a importância da desifecção com cloro do efluente devido a facilidade de monitoramento. O lodo estabilizado deve ser compactado antes de ir para o aterro sanitário existindo equipamentos para

isto. Vantagens do MBR

O tratamento com MBR cada vez mais está diminuindo os custos das membranas e já está provado que é mais eficiente que os tratamentos biológicos.

As vantagens são: Alta qualidade do efluente podendo o mesmo ser usado para resfriamento, descarga em bacias

sanitárias, rega de jardins ou outro processo qualquer. Precisa de menos espaço, pois, substitui o clarificador secundário do tratamento dos lodos

ativados O tempo de retenção do lodo pode ser completamente controlado. Tempo de 30 a 45h são

possiveis de serem atingidos e isto aumentará a biiodegradação dos compostos resistentes e melhorar a performance da nitrificaçao conforme EPA, 2004.

A biomassa pode ser bem concentrada atingindo 30g/L no MBR. Há uma redução drástica do lodo. A remoção de bactérias e virus é feita sem adição de produtos químicos. O sistema MBR submerso permite que se faça um upgrade em instalações existentes.

Geralmente são MF ou UF e composta de membranas ôcas ou planas. A turbulência n o exterior é mantido por difusão de ar para evitar a deposição.O vácuo é introduzido ao lado das membranas

Desvantagens do MBR

As desvantagens do MBR são: Custo alto de capital e de operação São técnicas novas de uso de membranas para tratamento de esgotos sanitários ainda não conhecidas,

prevalecendo então as técnicas de conhecimento geral. Os sistemas convencionais atendem a legislação vigente. O processo MBR produz um efluente de

melhor qualidade, mas em geral está acima dos padrões legais.


2-11

Figura 2.18- Diferença de cor do líquido apos o MBR (a direita) Fonte: Clean Water from Wastewater

Figura 2.19- Esquema de lodo ativado com MBR em Hollister, USA Fonte: City of Hollister, 2005

Custos Conforme Tsutiya, et al 2001, os reatores em membranas (MBR) são competitivos com o sistema de

lodos ativados convencionais até a vazão de 579 L/s. Nos Estados Unidos os custos estimados possuem uma contingência de 20%. Existe uma associação

internacional de custos- American Association of Cost Engineers (AACE) e normalmente se espera que o custo de uma estação de tratamento de esgotos variem de -30% a + 50% que são os limites de confiabilidade achado nos Estados Unidos e isto não deve ser confundido com a reserva de contingência (City of Hollister, 2005).

A Tabela (2.9) mostra uma adaptação em números das curvas do autor citado.


2-12

Tabela 2.9- Estimativa de custos em dólares por m3 dos reatores em membranas (MBR) e o tratamento

convencional por lodo ativado. Vazão MBR Lodo ativado

convencional (L/s) US$/m3 US$/m3

0 0,10 0,05 58 0,08 0,04

116 0,07 0,04 174 0,06 0,03 232 0,04 0,03 290 0,03 0,02

Fonte: adaptado de Tsutiya, et al 2001.

Asano, 1998 apresenta ainda que para vazão em torno de 43 L/s o custo do metro cúbico com amortização de capital em 20anos e juros de 10% anuais é de US$ 0,75/m3 e a manutenção e operação do sistema é US$ 0,72/m3.

O custo global será US$ 1,47/m3 Aplicações do MBR

Sao inúmeras as aplicações do MBR nestes 30 anos. A reciclagem da água em edificios e o tratamento de esgotos de pequenas comunidades é feito cada vez mais no Japão. Também é facilmente aceito que os MBR podem ser usados no tratamento das águas cinzas.

A tecnologia do MBR pode ser aplicada em tratamento de chorume de aterros sanitários, que possuem uma alta taxa de DBO. Existem tratamento de chorume na França com 50m3/dia; na Alemanha 264m3/dia e 250m3/dia. Na cidade de Zagreb usando ultrafiltração chegou-se a remoção de 90% da carga orgânica do chorume e se tivessem usado membranas com poros menores a remoçao seria maior. Obteve-se remoçao de 87% de COD e 93,5% de TOC com nanofiltração.

Existem no mundo mais de 1.200 MBR sendo que 1.000 estão no Japão e o resto na Europa e Estados Unidos.

De todas estas instalações do Japão, 55% são de membranas submersas da firma Kubota e o restante 45% quando as membranas externas.

Confome N. Cisek da Universidade de Manitoba em Winnipeg, Canadá no ano 2003, pesquisas feitas nos Estados Unidos acharam 95 substâncias orgânicas contaminantes em 139 rios de 30 estados. Entre estes os mais frequentes achados são esteróides, hormonios, detergentes sintéticos e inseticidas que possibilitam os disruptores endócrinos.

Conforme José Santamarta os disruptores endócrinos interferem no funcionamento do sistema hormonal mediante algum dos três mecanismos seguintes: substituindo os hormônios naturais: bloqueando a ação hormonal: aumentado ou diminuindo os níveis de hormônios naturais. O livro Nosso futuro roubado de Theo Colborn et al que trata do assunto é uma espécie de continuação do livro Primavera Silenciosa de Rachel Carson que falou sobre o DDT.

No Canadá o Departamento da Justiça definiu como disruptor endócrino a substância que tem a habilidade de alterar a síntese, secreção, transporte, ação ou eliminação de hormônios em um organismo e que é responsável pela manutenção da homeostase, reprodução desenvolvimento e comportamento de um organismo.

Nos Grandes Lagos no Canadá se acharam disruptores endócrinos que geralmente provem dos esgotos municipais, de pesticidas e herbicidas da agricultura. A boa noticia é que o MBR pode propiciar a eliminação dos disruptores endócrinos, bem como os pesticidas e herbicidas.


2-13

Confiabilidade

A USEPA, 2004 salienta a importância de uma unidade de tratamento para reúso enfatizando oito regras gerais que são:

1. Duplicar as fontes de energia elétrica. 2. Quando houver queda de energia imediatamente deverá entrar a fonte alternativa. 3. Usar múltiplos unidades e equipamentos 4. Fazer um reservatorio de armazenamento de emergência 5. O sistema de tubulações e bombeamento deverá ser flexível para mudanças de emergencia 6. Sistema de cloração duplo 7. Controle automático dos resíduos 8. Alarme automático Enfatiza ainda:

1. Qualificação de pessoal 2. Programa efetivo de monitoramento 3. Programa efetivo de manutenção e operação

Avaliações para escolha do tratamento adequado

City Hollister, 2005 para apreciaçao das alternativas para a escolha do tratamento de esgoto adequado montou os seguintes fatores:

Gerenciamento do efluente do tratamento de esgotos Força do tratamento, isto é, as varias variaveis que podem mudar no tratamento. Confiabilidade no processo de tratamento de esgotos O tratamento tem ser facil de ser operado O tratamento de esgoto tem que ser flexibilidade Temos que verificar o espaço disponivel Temos que saber onde vamos dispor os residuos do tratamento Temos que ver os problemas de odores Cuidar dos aspectos estéticos Verificar os custo de implantação e de manutençao e operaçao Verificar as leis existentes sobre a disposiçao do efluente Facilidae ou dificuldade de ser aprovado pelos orgaos ambientais.

Ainda segundo City Hollister, 2005 os critérios de um projeto de uma estaçao de tratamento de esgotos

sao: O processo de tratamento deve minimizar os odores. O processo de tratamento deve minimizar os ruidos durante a construçao e durante a operaçao

dos equipamentos. A desidratação do lodo dos esgotos e as instalações que serao usadas nao devem ser

esquecidas. Os processos devem ter um longo tempo de retençao para estabilizar o lodo. O nitrogenio é um fator importante para a remoção.

Standards dos efluentes

Vamos analisar alguns standards de alguns paises para se ver eficiencia do sistema MBR.

Tabela 2.10- Alguns standards de alguns países para tratamento municipal de esgotos Parâmetros Europa

EC-1998 Alemanha

(2002) China USA Austrália

DBO5,20 25mg/L 15 a 40 mg/L 30a 80mg/L < 1mg/L <5mg/L NT 10 a 15mg/L 13 a 18mg/L 1mg/L <3 PT 1 a 2 mg/L 1 a 2mg/L 0,1 <0,1mg/L

Fonte: Membrane bioreactor (MBR) treatment of emergin contaminants


2-14

2.23 Riscos à saúde pública

Um dos grandes perigos do reúso para a saúde pública é quando não se faz o tratamento e a desinfeção, podendo ocasionar doenças como: colera, febre tifoide, disenteria, helmintos.

Infelizmente alguns paises no mundo usam os esgotos sem tratamento na agricultura. Alguns dos patógenos que se podem encontrar num esgoto bruto são os seguintes:

Tabela 2.9- Exemplos de patógenos associados a esgotos municipais

Protozoário Giardia lamblia, Crysptosporidium sp Helmintos Ascaris, Toxocara, Taenia, ancylostoma Virus Hepatite A, Rotavirus, Enteroviroses Doenças causadas por bactérias Salmonella sp, Vibrio cholerae, Legionellacease

Fonte: Nações Unidas, 2007 Desinfecção

O objetivo da desinfecção é matar ou inativar os microorganismos patogênicos, vírus e parasitas da água de esgotos tratadas. Comumente a desinfecção se utiliza de fortes oxidantes como o cloro, ozônio, bromo, mas todos eles na deixam inativo os ovos de helmintos, conforme Nações Unidas, 2007. Cloro: é o mais usado desinfetante, mas a presença de sólidos em suspensão, matérias orgânica ou amônia na água causam problemas para a sua eficiência. Os sólidos em suspensos agem como um escudo para os microorganismos que se protegem do cloro.

O cloro pode ter alguns efeitos negativos em certas irrigações de determinadas culturas e em ambiente aquático. A retirada do cloro, ou seja, a decloração é um processo muito caro para ser usado no reúso.

Ultravioleta: a radiação UV inativa o microorganismo para reprodução e não cria subproduto. Ozônio: é um ótimo desinfetante, mas é caro. Devemos ter um tempo correto de contato e uma concentração adequada de ozônio. Deve ser estudado para cada caso qual a melhor solução. Ovos de Helmintos: os ovos de helmintos possuem diâmetro que varia entre 20μm a 80μm, densidade relativa entre 1,06 a 1,15 e altamente pegajoso.

Somente podem ser inativos com temperaturas acima de 40ºC. Os processos de coagulação, sedimentação, floculação removem os ovos de helmintos.


2-15

2.35 Bibliografia e livros consultados. -ABNT NB- 570/1990 - Projeto de estações de tratamento de esgoto sanitário. 11páginas. -ABNT NBR 5626/1998 - Instalações prediais de água fria, 41páginas. -ASANO, TAKASHI. Water from (wastewater- the dependable water resource). Lido em Stockholm Water Prize Laureate Lecture em 2001, Sweden. Professor do Departamento de Engenharia Civil da Universidade de Davis na Califórnia. -ASANO, TAKASHI. Watewater reclamation and reuse. Technomic, 1998, 1528 p. ISBN 1-56676-620-6 (Volume 10). -BORROWS, JOHN. Water Reuse: considerations for commissions. The National Regulatory Research Institute. Ohio, june, 1997, acessado em 15 de junho de 2006. -CICEK N. A review of membrane bioreactors and their potencial application in the treatment of agricultural waster. University of Manitoba, Winnipeg, Canada, 2003. -CIEAU: http://www.cieau.com/ . Página francesa de informação com dados sobre consumo de água. -CITY OF HOLLISTER. Long-Term Wastewater Management Program for the dWTP and WTP. December, 2005 -ESTADO DA CALIFORNIA. California Code of Regulation (CCR) chapter 62-610 Title 22, 1978 e 2004. Reuse of Reclaimed water and land applications. -ESTADO DA GEORGIA. Guidelines for Water Reclamation and Urban Water Reuse. 20 de fevereiro de 2002. -ESTADO DE NEW JERSEY. Reclaimed Water for beneficial Reuse- A NJDEP Techical Manual. Janeiro de 2005. -FETTER, C.W. Applied Hydrologeology. 3a ed. Prentice Hall, 1994, ISBN 0-02-336490-4, 691páginas. -JORDÃO, EDUARDO PACHECO e PESSÔA, CONSTANTINO ARRUDA. Tratamento de Esgotos Sanitários. 4ª ed. 2005, 906páginas. -MANCUSO, PEDRO CAETANO SANCHES et al. Reúso de água. USP, 2003, 579páginas, ISBN 85-204-1450-8. -MIERZWA, JOSE CARLOS e HESPANHOL, IVANILDO. Água na indústria- uso racional e reúso. ISBN 85-86238-41-4 Oficina de Textos, 143páginas. -MIERZWA, JOSÉ CARLOS. O uso racional e o reúso como ferramentas para o gerenciamento de águas e efluentes na indústria. São Paulo, EPUSP, 2002, Tese de Doutoramento, 399páginas. -NATIONAL REGULATORY RESERCH INSTITUTE (NRRI). Water Reuse.- considerations for commissions, junho de 1997, Ohio University.- Johhn D., Borrows e Todd Simpson. NRRI 97-15, 127páginas. -NUNES, JOSÉ ALVES. Tratamento físico-químico de águas residuárias Industriais. 1996, 277páginas. -SINDUSCON-SP. Conservação e Reúso da água em edificações. São Paulo, 2005, 151páginas. -TOMAZ, PLÍNIO. Conservação da água. Editora Parma, Guarulhos, 1999, 294 p. -TOMAZ, PLÍNIO. Economia de água. São Paulo, Navegar, 2001, 112p. ISBN 85-87678-09-4. -TOMAZ, PLÍNIO. Previsão de consumo de água. São Paulo, Navegar, 2000, 250 p. ISBN: 85-87678-02-07. -TSUTIYA, MILTON TOMOYAUKI e SCHNEIDER, RENÉ PETER. Membranas filtrantes; para o tratamento de agua, esgoto e água de reúso. ABES, 200’1, 234p. -UNEP (UNITED NATIONS ENVIRONMENT PROGRAME). Water and wastewater reuse- a environmentally sound approach for sustainable urban water management. In Colaboration with Japan, 2007. -USEPA (U.S. ENVIRONMENTAL PROTECTION AGENCY). Guidelines for Water Reuse. EPA/625/R-04/108 setembro de 2004 acessado em 15 de junho de 2006 http://www.epa.gov/ -VICKERS, AMY. Handbook of Water use and conservation. Waterflowpress, 2001,446páginas, ISBN 1-931579-07-5 www.nrri.ohio-state.edu -YAMAGATA, HIROKI E OGOSHI, MASASHI. On-site insight into reuse in Japan. Jornal Water21. IWA (International Water Association)

Curso de esgotos Capitulo 03- Tanque séptico e septo difusor engenheiro Plínio Tomaz [email protected] 10/06/08

3-1

Capítulo 03

Tanque séptico e sépto difusor


3-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

Capítulo 3 –Tanque séptico e sépto difusor

3.1 Introdução 3.2 Normas brasileiras 3.3 Sistemas de tanques sépticos 3.4 Septo difusor 3.5 Efluente do sistema de Tanque séptico + septos difusores3.6 Remoção do lodo 3.7 Custo 3.8 Reúso 3.9 Estudo de caso 3.10 Adsorção em carvão ativado 3.11 Bibliografia e livros consultados


3-3

Capítulo 3- Tanque séptico e septo difusor 3.1. Introdução Os tanques sépticos eram antigamente chamado de fossas sépticas. O tanque séptico pode atender uma residência ou até 300 unidades (1500pessoas). É muito usado na França e no Japão, pois conseguem de uma maneira bem econômica e baixíssima manutenção, redução de DB0 de 96%. A Demanda Bioquímica de Oxigênio (DBO) varia de >200mg/L a >750mg/L sendo a média de 350 mg/L. O chamado sistema tanque séptico tem um tratamento complementar e adotamos o tratamento aeróbio com septo difusores devido ao baixo custo de implantação, manutenção e operação. Devido a isto, a escolha que fizemos foi sobre sistema de tanque séptico existente no Brasil, onde o tanque séptico faz a redução anaeróbica e os septos difusores (tecnologia francesa) a redução aeróbica. Devido a altíssima redução de DBO o efluente dos Tanques Sépticos podem ser usados como água de reúso. 3.2 Normas brasileiras

As normas brasileiras da ABNT sobre Tanque sépticos são duas: NBR 7229/93 sobre Projeto, Construção e operação de sistemas de tanques sépticos. NBR 13969/97 sobre Tanques sépticos-unidades de tratamento complementar e disposição de efluentes

líquidos. Construção e Operação. Tivemos a oportunidade de conversamos com o industrial e pesquisador francês sr. François Neveux que

fabrica 25% dos tanques sépticos na França. Na França não se separa o graywater (água cinza) do blackwater (esgoto sanitário), sendo o todo o

tratamento feito junto. Informou ainda que para o dimensionamento da caixa de gordura seguem as normas alemãs da DIN. 3.3 Sistemas de tanques sépticos

Os sistemas de tanques sépticos são basicamente o seguinte: Caixa de gordura que deve ser bem maior que a das normas brasileiras no caso de sistema de

tratamento isolado. Tanque séptico propriamente dito, que é um tratamento primário anaeróbico que atinge a redução de

DBO de 60%. Septo difusor que é tratamento secundário aeróbico que juntamente com o tratamento primário atinge

redução de DBO de 96%. 3.3A População equivalente

Vamos usar os conceitos de população equivalente conforme Dacah, 1984. Primeiramente temos que transformar a DBO medida em laboratório em quilograma de oxigênio necessário a estabilização do volume diário de esgoto, seja em grama de oxigênio necessário à estabilização da matéria orgânica do esgoto produzido em média de um habitante em um dia. Usamos a formula:

Dt= 0,001 x Q x DBO Sendo: Dt= demanda diária de oxigênio em kg Q= produção diária de esgoto em m3 DBO demanda em mg/L Sendo Dh= demanda de oxigênio por habitante em grama Pe= população equivalente

Pe= Dt (gramas)/ Dh Considerando Dh= 55 gramas diário de oxigênio por habitante de esgoto domestico. Exemplo 3.1 Achar a população equivalente a 30 porcos que possui DBO5 variando de 4500mg/L a 12000mg/L. Sendo o consumo de água de cada porco de 12 L/porco teremos: Q= 30 porcos x 12 L/porco= 360 L/dia= 0,36m3/dia

Dt= 0,001 x Q x DBO Dt= 0,001 x 0,36m3 x 12000mg/L=4,32kg de oxigênio consumido pela DBO por dia

Pe= Dt (gramas)/ Dh Pe= 4320g/ 55g/hab=80 hab


3-4

Portanto, a população equivalente de 30 porcos será de 80 habitantes. Na prática se usa comumente 1 porco= 4 pessoas. Consumo de animais O consumo de água para rebanhos BEDA é um consumo médio igual a equação:

BEDA= BOVINOS + EQUI NOS+ 1/5 (OVINOS/CAPRINOS) + ¼ SUINOS Observar que o consumo de suinos é ¼ de 50 litros= 12,5 L/dia x cabeça Consumo de ovino ou caprino= 50/ 5= 10 L/dia x cabeça Consumo de bovino ou eqüino= 50 L/dia x cabeça 3.4 Tanque séptico

A NBR 7229/1993 trata de Projeto, construção e operação de sistemas de tanques sépticos e a NBR 13969/97 que trata de Tanques sépticos- unidade de tratamento complementar e disposição final dos efluentes líquidos- Projeto, construção e operação.

Nas Figuras (3.5) a (3.7) podemos ver um tanque séptico feito em polietileno, sendo que o volume varia de 1.000litros até 8.000 litros. 3.5 Tabelas básicas da NBR 7229/03

Vamos apresentar as três tabelas básicas da NBR 7229/93 que serão utilizadas na equação para achar o volume do tanque séptico que são: Tabela (3.1) que fornece o período de detenção T, Tabela (3.2) que fornece a taxa de acumulação de lodo K e Tabela (3.3) que fornece as contribuições unitárias e o valor do lodo fresco Lf.

Tabela 3.1 Período de detenção T em função da vazão afluente (N x C)

Contribuição (N x C) Período de detenção T

(Litros/dia) (horas) (dias) Até 1500 24 1,00

De 1501 a 3000 22 0,92 De 3001 a 4500 20 0,83 De 4501 a 6000 18 0,75 De 6001 a 7500 16 0,67 De 7501 a 9000 14 0,58 Mais que 9000 12 0,50

Fonte: NBR 7229/93 N= numero de pessoas ou unidades de contribuição C= contribuição unitária de esgoto L/pessoa x dia ou L/unidadexdia

Tabela 3.2- Taxa de acumulação total de lodos K (dias)

Temperatura ºC

Intervalos entre limpezas

(anos) <10 10<T<20 >20 1 94 65 57 2 134 105 97 3 174 145 137 4 214 185 177 5 254 225 217

Fonte: NBR 7229/93

Tabela 3.3 Contribuições unitárias de esgotos (C) e de lodo fresco (Lf) por tipo de prédios e de ocupantes (L/dia)

Prédio Unidade Contribuição de esgotos

C

Lodo fresco Lf

1- Ocupantes permanentes - residência padrão alto pessoa 160 1,00 -residência padrão médio pessoa 130 1,00 -residência padrão baixo pessoa 100 1,00 -hotel sem lavanderia e cozinha pessoa 100 1,00 -alojamento provisório pessoa 80 1,00


3-5

2-Ocupantes temporários -fábricas em geral operário 70 0,30 -escritórios pessoa 50 0,20 -edifícios públicos/comerciais pessoa 50 0,20 -escolas (externatos) e locais de longa permanência

pessoa 50 0,20

-bares pessoa 6 0,10 -restaurante e similares refeição 25 0,10 -cinemas, teatros, locais de curta permanência Lugar 2 0,02 -sanitários públicos bacia

sanitária 480 4,00

Fonte: NBR 7229/93 3.6 Formas do tanque séptico

As dimensões mais comuns são as de seção retangular e as de seção circular conforme Azevedo Neto, 1988.Quando de seção retangular recomenda-se que o comprimento seja pelo menos o dobro da largura para assegurar boas condições de escoamento.

Figura 3.1- Esquema de tanque séptico de seção circular Fonte: Jordao, 2005


3-6

3.7 Compartimentação

Os tanques sépticos podem ser de três tipos principais conforme Azevedo Neto, 1988: • Simples não compartimentados • Compartimentados com câmaras em série • Com câmaras sobrepostas

Figura 3.2 - Esquema de tanque séptico prismático retangular de câmara única.

Fonte: Jordão et al, 2005. Os tanques sépticos de câmara única são os mais usuais e econômicos. Os tanques com dois compartimentos em série são um pouco mais caros, mas oferecem maior proteção

contra o arrastamento de sólidos suspensos para o efluente, melhorando dessa forma, a remoção de sólidos em suspensão conforme Azevedo Neto, 1988.

O primeiro compartimento mede ½ a 2/3 e o segundo 1/3 a ½ do comprimento total L. A relação comprimento total sobre a largura (L/B) não deve ser inferior a 1,5 : 1. Os tanques sépticos sobrepostos conforme Azevedo Neto, 1988 são basicamente os tanques Imohoff

que são econômicos somente a partir de 25 pessoas.


3-7

Figura 3.3- Tanque séptico de forma prismática retangular de câmaras em série Fonte: Jordão, 2005


3-8

Figura 3.4- Tanque séptico cilíndrico de câmaras sobrepostas Fonte: Jordão, 2005


3-9

3.8 Equação básica do tanque séptico

O volume do tanque séptico deve ser obtido pela equação: V= 1000 + N (C x T + K x Lf)

Sendo: V= volume do tanque séptico (litros) N= número de contribuintes ou população equivalente C= contribuição de esgotos em litros por pessoa por dia (Tabela 3.3) T= período de detenção em dias (Tabela 3.1) K= taxa de acumulação de lodo em dias de acordo com o intervalo entre limpezas no tanque séptico e a temperatura do mês mais fria (Tabela 3.2) Lf= contribuição do lodo fresco em litros por pessoa (Tabela 3.3)

[email protected]

Fossa séptica (tanque séptico) de polietileno (1000L a 8000L)

Figura 3.5 - Tanque séptico de polietileno de 1.000 litros a 8.000 litros

Fonte:http://www.rotogine.com.br/

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Corte do tanque séptico

s/ escalaCorte - Tanque Séptico

nº 3 ou 4Cesto com brita

da caixa de gordura

Tubo PVC Ø100mmAfluente vem

PVC com siliconeVedação nos tubos

para Filtro Anaeróbio/

Ø externo

h1

h2

Tampa removível

Tubo PVC Ø100mm efluente vai

Sépto Difusor

Figura 3.6 - Corte esquemático do Tanque séptico

Fonte:http://www.rotogine.com.br/ Exemplo 3.2 Dimensionar um tanque séptico para escritório com 70 pessoas N= 70 C= 50 litros/dia T= 1dia K= 225 para limpeza de 5 em 5 anos. Lf= 0,20 litros/pessoa

V= 1000 + N (C x T + K x Lf) V= 1000 + 70 (50 x 1 + 225 x 0,20)= 7.650 litros

Portanto, usaremos um tanque séptico de polietileno com 8.000 litros de capacidade. Os tanques sépticos podem atingir até 1500 casas, conforme se pode ver na Figura (3.7), com a

vantagem da manutenção ser feita de 5 em 5 anos e de não haver fornecimento de energia elétrica ou peças girantes.


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[email protected]

Fossas sépticas e tanques anaeróbios: 1.500 casas

Figura 3.7 - Bateria de tanques sépticos para 1500casas Exemplo 3.3- Extraído de Jordão, 2005 Seja um prédio onde moram 26 pessoas com nível socioeconômico médio. Dimensionar um tanque séptico prismático de câmara única. Volume útil da fossa V= 1000 + N(CxT + K x Lf) Numero de pessoas contribuintes N=26 Contribuição per capita= 130 litros/habitante x dia (Tabela 3.3) Vazão diária= Q= N x C= 26 x 130= 3.380 L/dia Tempo de detenção T=20h=0,83dia (Tabela 3.1) Taxa de acumulação de lodo para intervalo de 1ano K=57 (Tabela 3.2) Contribuição do lodo fresco Lf= 1,00 L/hab x dia (Tabela 3.3) Dimensões:

V= 1000 + N(CxT + K x Lf) V= 1000 + 26(130x0,83 + 57 x 1,0)= 5287 L= 5,28 m3 Profundidade fixada h= 1,5m Área superficial = A= 5,28m3/1,50= 3,5m2 Dimensões em planta= 2,0m x 1,20m Verificação da relação L/B= 2,9/1,2=2,4

3.9 Septo difusor (tratamento secundário)

O septo difusor é o tratamento secundário aeróbico e que faz com que todo o sistema tenha redução de 96% de DBO, conforme Figura (3.8) e (3.9).

[email protected]

Septo difusor-(aeróbio)

Figura 3.8 - Septo difusor

Fonte:http://www.rotogine.com.br/


3-11

[email protected]

Septo difusores: tratamento Aeróbio

Figura 3.9 - Vários septos difusores

Fonte:http://www.rotogine.com.br/ Os septos difusores é tecnologia francesa e possuem dois modelos (Tipo I e Tipo II) e são feitos em

polietileno e bidim. O modelo antigo tinha 250litros/dia de capacidade de tratamento e com dimensões de 1,22m x 0,65m x

0,20m. O novo septo difusor (Tipo II) é mais usado é para capacidade de 1000 litros /dia e possui as dimensões

de 1,20m x 1,00m x0,40m. Tabela 3.4 - Dimensões e capacidade dos septos difusores

Dimensões Tipo Capacidade de tratamento 1,22 x 0,65 x 0,20 I 250 l/dia 1,20 x 1,00 x 0,40 (melhor) II (mais usado) 1000 l/dia

Exemplo 3.4 Dimensionar a quantidade de septo difusor tipo II para cozinha com 120 empregados. Considerando consumo de 70 litros/dia x empregado Consumo médio diário=70 x 120= 8.400 litros/dia Como o septo-difusor Tipo II é para 1000 litros/dia,

N= 8.400 / 1000= 8,4 septos-difusores Como são em pares, adotamos 10 septo-difusores Tipo II. 3.10 Efluente do sistema do Tanque séptico + septos difusores

As normas brasileiras sobre Tanque sépticos prevêem o uso do efluente em: Rega de jardim Lavagem de pátio Irrigação subsuperficial de jardins Uso em descarga em bacias sanitárias. Poço absorvente Vala de infiltração Rede Pública Corpo de água

Jordão et al, 2005 recomenda que a disposição do efluente de um sistema de tanque séptico seja destinado ao sumidouro, vala de infiltração, vala de filtração ou filtro de areia. 3.11 Lançamento em curso de água Para o lançamento do efluente num curso de água o mesmo deverá obedecer a Conama-Resolução nº 357 de 17 de março de 2005, onde os corpos de água são classificados em águas doces e águas salinas.

As águas doces são classificadas em:

Classe especial Classe 1 Classe 2 Classe 3 Classe 4


3-12

Na Tabela (3.5) estão as exigências para as águas doces das Classe 1 a Classe 3. Tabela 3.5 - Padrões da Resolução Conama 357/2005 para águas doces

Águas doces

DBO (Demanda Bioquímica de Oxigênio)

(mg/L)

OD (Oxigênio Dissolvido)

(mg/L)

CF (Coliformes Fecais)

( NMP/100mL)

Classe 1 3 6 200 Classe 2 5 5 1000 Classe 3 10 4

Classe Especial -são as águas destinadas abastecimento humano com desinfecção -preservação do equilíbrio natural das comunidades aquáticas -preservação dos ambientes aquáticos. Classe 1 - são as águas doces para abastecimento humano após tratamento simplificado; - preservação das comunidades aquáticas; - recreação de contato primário, tais como natação, esqui aquático e mergulho.

Classe 2 - são as destinadas ao abastecimento humano após tratamento; - proteção das comunidades aquáticas; - recreação de contato primário, tais como natação, esqui aquático e mergulho; - irrigação de hortaliças, plantas frutíferas e de parques, jardins, campos de esporte e lazer, com os quais o público possa vir a ter contato direto.

Classe 3 - são as destinadas ao abastecimento humano após tratamento convencional ou avançado; - irrigação de culturas arbóreas, cerealíferas e forrageiras; - pesca amadora; - recreação de contato secundário; - dessedentação de animais.


3-13

Classe 4 - são as águas destinadas da navegação; - harmonia paisagística.

O efluente poderá ser desinfetado com hipoclorito de sódio, havendo possibilidade de a dosagem ser

automática. Exemplo 3.5- Extraído de Nunes, 1996 Um rio apresenta DBO média de 1,0mg/L e vazão crítica de 10m3/s= 36.000m3/h. Após o lançamento industrial de 24m3/h de DBO de 85mg/L, pede-se calcular a DBO em que ficará o rio após o lançamento.

DBO= (Qrio x DBOrio + Qind x DBO ind) / (Qrio + Qind) DBO= (36.000 x 1,0 + 24 x 85) / (36.000+24)= 1,056 mg/L

Exemplo 3.6- Extraído de Nunes, 1996 Um rio apresenta OD média de 7,0mg/L e vazão crítica de 10m3/s= 36.000m3/h. Após o lançamento industrial de 24m3/h de OD de 0mg/L, pede-se calcular a OD em que ficará o rio após o lançamento.

OD= (Qrio x ODrio + Qind x OD ind) / (Qrio + Qind) OD= (36.000 x 7,0 + 24 x 0) / (36.000+24) = 6,99 mg/L

3.12 Remoção do lodo

De cada 5 em 5 anos ou conforme o intervalo escolhido será retirado por caminhão tanque o lodo digerido no tanque séptico e encaminhado para uma Estação de Tratamento de Esgoto Pública.

O artigo 19B informa que o lodo proveniente de sistemas como fossa séptica deverão ser encaminhado a ETE. 3.13 Custo

Os custos de materiais dos produtos da Rotogine estão nas Tabelas (3.6) a (3.8) em dólares americanos do dia 9 de setembro de 2006 (1US$= R$2,33). Tabela 3.6 - Custos dos tanques sépticos em polietileno

Capacidade

Custo do Tanque séptico

(litros) US$ 1000 227 2000 370 3000 601 4000 858 5000 990 6000 1247 7000 1449 8000 1549

Fonte: 1US$= R$ 2,33 de 8/9/06


3-14

Tabela 3.7 - Custos dos septos difusores em polietileno e bidim Septor difusor Capacidade de tratamento US$ 1,22m x 0,65m x 0,20m (Tipo I) 250 l/dia 123 1,20m x 1,00m x 0,40m (Tipo II) 1000 l/dia 549

Fonte: 1US$= R$ 2,33 de 8/9/06

Tabela 3.8 - Custos das caixas de gorduras em polietileno Capacidade

Dimensões e diâmetro

Área superfície

Altura

Custo da caixa de gordura

Litros (m) (m2) (m) US$ 100 0,80x0,50 0,40 0,650 74 250 1,04x 0,72 0,75 0,740 90 500 0,82x1,12 0,92 1,230 186 1000 1,22 1,16 1,400 261 1500 1,22 1,16 1,800 289 2000 1,55 1,87 1,595 366 3000 1,55 1,87 2,160 784 4000 2,3 4,12 1,700 1130 5000 2,3 4,12 1,900 1356 6000 2,3 4,12 2,100 1381 7000 2,3 4,12 2,250 1495 8000 2,3 4,12 2,500 1609

Fonte: 1US$= R$ 2,33 de 8/9/06


3-15

3.14 Reúso Os efluentes dos sistemas de tanque sépticos incluso o septo difusor reduz a DBO em 96% e pode ser

aproveitado. Uma aplicação de reúso é na construção civil, como a feitura de concreto para elaboração de blocos.

É previsto pela norma brasileira que o mesmo pode ser usado em descarga em bacias sanitárias, mas não fixa parâmetros de qualidade que não existiam na época da elaboração das mesmas.

Usando padrões americanos da USEPA, conforme Tabela (3.9) e (3.10) para descarga em bacias sanitárias, deve ser obedecido no mínimo a: pH entre 6 a 9, DBO menor que 10mg/L e turbidez menor que 2uT e não sendo detectável coliformes fecais e com cloração mínima de 1 mg/L.

Tabela 3.9 - Orientações para reúso da água da USEPA

Tipo de reúso Tratamento Parâmetros Monitoramento pH de 6 a 9 Mensal Reúso Urbano Secundário DBO ≤ 10mg/L Semanal (jardins, lavagens de veículos,


Descarga em bacias sanitárias


Diariamente


Continuadamente

Área de acesso restrito para irrigação


pH de 6 a 9 Semanal

(locais onde o público é proibido)


≤ 30mg/L TSS Diário ≤ 200 Coliformes

fecais coli Diário


Continuadamente

Fonte: adaptado da USEPA Tabela 3.10 - Orientações para reúso da água da USEPA

Tipo de reúso Tratamento Parâmetros Monitoramento pH de 6 a 9 Semanalmente Recreacional Secundário DBO ≤ 10mg/L Semanal (contato acidental parcial ou total na pesca ou velejamento)



Diariamente


Continuadamente

Paisagismo Secundário


(locais onde o público tem contato)



Diário


Continuadamente

Uso na construção civil



(compactação de solo, lavagem de agregados, execução de concreto)



Diário

Cloro residual Continuadamente


3-16

mínimo de 1mg/L Uso Industrial Secundário


(once through cooling)



Diário


Continuadamente

pH de 6 a 9 Uso Industrial Secundário

Desinfecção Coagulação química e filtração


(recirculationg cooling towers)



Diário


Diário

pH de 6 a 9 Semanal Uso ambiental DBO ≤ 30mg/L Semanal. Secundário ≤ 30mg/L TSS Diário (uso em wetlands, alagados, várzeas e despejos em córregos)

Desinfecção ≤ 200 Coliformes fecais coli

Diário


Continuadamente

Alertamos que se deve tomar muita precaução para o reúso de tanques sépticos em descargas em

bacias sanitárias. Uma das conseqüências que pode ocorrer é o mau cheiro na hora da descarga e o problema de se formar um colarinho preto ao nível da água na bacia sanitária.

Como se vê pelos padrões americanos, custa caro o monitoramento de análises diárias e semanais, daí deve haver uma certa área de prédio em que tais custos podem ser absorvidos e havendo boa relação entre benefício/custo.

No Japão é obrigatório o reúso e aproveitamento de água de chuva quando a área construída for maior que 30.000m2 ou que o consumo de água não potável diariamente for maior que 100m3/dia.


3-17

3.15 Estudo de caso

Visitei em 20 de dezembro de 2001, a firma FEMAQ - Fundição, Engenharia e Máquinas Ltda, localizada em Piracicaba.

Firma que executou as fossas sépticas e septo difusor: Rotogine. Existe um restaurante onde os 120 empregados fazem suas refeições e usam os banheiros. O volume da fossa séptica de Piracicaba é de 8.000 litros. A redução de DBO é de 96,4%. O efluente líquido é usado para fabricar blocos de concreto e lajotas de concreto para pisos. As fossas sépticas são feitas em polietileno. Na Tabela (3.11) estão as análises feitas pelo laboratório Bioagri na FEMAQ de Piracicaba.

Tabela 3.11 - Análise feita pelo laboratório Bioagri em 29.6.01 na FEMAQ -Piracicaba

Parâmetros Valor inicial (mg/L)

Valor final (mg/L)

Redução Redução em (%)

DBO (Demanda Bioquímica de oxigênio)

167

6

161

96,4

DQO (Demanda química de oxigênio)

754

18

736

97,6

TSS (sólidos totais em suspensão)

132

46

86

65,2

Coliformes fecais 400/100ml 10/100ml 390/100ml 97,5 Coliformes totais 720/100ml 69/100ml 651/100ml 90,4

Na Tabela (3.12) estão as comparações com dados de Nelson Gandur Dacah.

Tabela 3.12 - Valores de Nelson Gandur Dacah p. 28 do livro Tratamento Primário de esgoto e valores obtidos pela

Rotogine em Piracicaba Tipo de tratamento

DBO (Demanda Bioquímica

de oxigênio)

TSS (sólidos totais em

suspensão)

Bactérias Preliminar 5% a 10% 5% a 20% 10% a 20% Primário 25% a 85% 40% a 90% 25% a 80% Secundário 75% a 97% 70% a 95% 90% a 98% Terciário 97% a 100% 95% a 100% 98% a 100% Rotogine, Piracicaba 96% 65% 98% Classificação: tratamento secundário

Conclusão: a fossa séptica de Piracicaba reduz 96% de DBO, reduz 65% de sólidos em suspensão e reduz 98% de bactérias e pode o tratamento ser classificado como secundário.

O efluente da indústria FEMAC foi usado na construção civil para fazer blocos de concreto. Observar na Tabela (3.11) que não temos problemas de coliformes e da DBO pelas análises. Somente o TSS atingiu somente 46 mg/L sendo exigido pela USEPA menor ou igual que 30mg/L.

Também não foi aplicado dosagem de cloro, mas no caso não vemos necessidade. 3.16 Sumidouro

Conforme Jordão, 2005 os sumidouros são conhecidos também como poços absorventes, recebendo os efluentes diretamente das fossas sépticas conforme Figura (3.10) e (3.11).

Embora seja permitido pelas normas da ABNT a USEPA, 2004 não recomenda mais ou uso dos sumidouros sendo muito pouco usado devido ao grande número de fracasso de funcionamento.

Um dos fracassos no uso do sumidouro é adotar valores muitos altos de infiltração. A melhor maneira para infiltração do efluente de um tratamento com tanque séptico e septo-difusor é

através de vala de infiltração, devendo ser a mais rasa possível conforme Figura (3.12).


3-18

Figura 3.10- Sumidouro cilíndrico de alvenaria de tijolos

Fonte: Jordão, 2005


3-19

Figura 3.11- Sumidouro cilíndrico com enchimento de pedras britadas

Fonte: Jordão, 2005

Exemplo 3.7- Dimensionamento de sumidouro Sendo a taxa de infiltração de 16L/m2 x dia e a vazão a ser infiltrada de 3380 L/dia dimensionar um sumidouro prismático com 2m de largura e comprimento variável L. A profundidade admitida é de 4,00m 3380L/dia/ 16 L/m2 x dia= 211m3

As áreas laterais e do fundo são Área= L x 4 x 2 + 2 x L= 10L= 211m2

L=21,1m


3-20

Figura 3.12- Vala de infiltração Fonte: Jordão, 2005

Exemplo 3.8 Dimensionar uma vala de infiltração com largura de 0,50m e altura de 0,40m. A taxa de infiltração é de 16 L/m2 x dia e a quantidade de esgoto tratado que queremos infiltrar é de 3.380 L/dia. Por metro linear de vala de infiltração a soma das paredes e do fundo será:

0,50m + 0,40m+0,40m= 1,30m Portanto, a área por metro linear infiltrada é 1,30m x 16L/m2/dia= 21 L/m x dia Agua a ser infiltrada/ vazão infiltrada/m = 3.380 L/dia / 21L/mxdia = 161m Portanto, precisamos de 161m de vala de infiltração.

Como cada trincheira só pode ter 30m de comprimento no máximo teremos: 161m/ 30m= 5,4 trincheira de 30m ou seja, 6 trincheiras de 30m distante 2,00m uma da outra. Exemplo 3.9 Escolha da taxa de infiltração em um loteamento em Campos do Jordão.

Foram feitos 24 ensaios de infiltração na profundidade de 0,30m em toda a área conforme a norma da ABNT NBR 13.969/97 nas declividades de 0 a 10%; 20% a 30%, 30% a 40% e >40%.

A conclusão a que se chegou é a seguinte: 1) não há variação da taxa de infiltração em toda a área mesmo variando a declividade. 2) Usamos coeficiente de segurança igual a 2


3-21

3) a taxa de infiltração que pode ser adotada é de 36mm/h 4) o solo é classificado como areias siltosas e areias finas.

Exemplo 3.10 Dimensionar o tanque séptico e septo difusor para uma casa de padrão alto com 5 pessoas. A produção de esgoto diário= 160 L/dia x pessoa x 5 pessoas= 800 Litros/dia K=217 para manutenção em 5 anos T=1,0 Lf=1,0 V= 1000 + N (C x T + K x Lf) V= 1000 + 5 x (160 x 1,0 + 218 x 1,0)= 2.885 Litros > 1250 L mínimo. OK Sumidouro Taxa= 15 L/ m2 x dia Produção diária = 800 Litros /dia 800 L/dia / 15 L/ m2 x dia = 53m2 Supondo diâmetro D=2,00m e profundidade H=4,00 temos: Área= PI x D x 4m + PI x D2/4= 28m2

Como precisamos de 53m2 e num sumidouro temos 28m2 então faremos dois sumidouros de 2,00m de

diâmetro e 4m de profundidade observando que o fundo do sumidouro deverá estar 1,50m acima do lençol freático. Caso queiramos um sumidouro prismático com 2,0m de largura e 4m de profundidade teremos:

Área total= áreas laterais + área do fundo= L x 4 x 2 + 2 xL = 10 LK 53m2= 10L L= 5,3m

Vala de infiltração

Caso optemos por vala de infiltração de 0,50m de largura e altura de 0,50 teremos: Área por metro= (0,5m + 0,5m+0,50m) x 1,00m= 1,50m2/m 53m2/ 1,5m2= 35 m

Como o comprimento da vala de infiltração máximo é de 30m faremos duas valas de infiltração com 17,5m cada uma espaçadas de 2,00m. Septo difusor Como será infiltrado 800 L/dia e como o septo difusor Tipo I trata 250 L/dia teremos: 800 KL/dia/ 250 KL/dia= 4 septos difusores Tipo I Estimativa de Custo Caixa de gordura de 100 Litros da Rotogine US$ 74,00 Tanque séptico de polietileno de 3000 Litors US 601 4 septos difusores Tipo I a preço unitário US$ 123 US$ 492 Total materiais US$ 1167 Mão de obra (50%) US$ 584 Total geral US$ 1751 Não incluímos o custo do sumidouro ou da vala de infiltração.


3-22

Exemplo 3.11 30 casas de padrão médio estão numa rua isolada e queremos fazer um tratamento local. 5 pessoas x 30 casas = 150 pessoas 150 pessoas x 130 L/dia= 19.500 LK;/dia de contribuição de esgotos T=0,5 K=217 Lf=1,0 C=130 L/dia N=150 V= 1000+ N x (C x T + K x Lf) V= 1000 + 150 x (130 x 0,5 +217 x 1,0_= 43.300 Litros=43,3m3 Supondo tanque séptico prismático o conforme Azevedo Neto, 1988 o comprimento deve ser o dobro da largura e teremos: Adotamos profundidade H=2,00 2,0 B x B x 2 = V=43,3m3 B= 3,30m L= 2 B= 2 x 3,30= 6,60m Septo difusor tipo II da Rotogine 1000 Litros/dia 19500 litros/ dia/ 1000 L/dia= 19,5 = 20 septo difusores Tipo II Sumidouro prismático Largura 2,00m e profundidade 4,00m Área = L x 4 x 2 + 2 L= 10L Taxa admitida = 20 L/m2 x dia 19500 Litros/dia/ 20 L/m2 x dia= 975m2 Área = 10 L= 975m2 L=97,5m Portanto, o comprimento do sumidouro é 97,5m Podemos fazer dois sumidouro com 49m cada distante um do outro de 5,00m A distancia deve ser maior que a profundidade 4,0m e portanto é 5,00 OK.


3-23

3.17 Bibliografia e livros consultados -AZEVEDO NETTO, JOSÉ M. e MELO, WANDERLEY DE OLIVEIRA. Instalações prediais Hidráulicas-sanitarias. Blucher, 1988, 185 páginas. -ABNT NBR 13969/97 sobre Tanques sépticos-unidades de tratamento complementar e disposição de efluentes líquidos. Construção e Operação. -ABNT NBR 7229/93 sobre Projeto, Construção e operação de sistemas de tanques sépticos. -BRITTO, EVANDRO RODRIGUES DE. Tecnologias Adequadas ao Tratamento de Esgotos, ABES, 2004, 161 páginas. -CIDADE OF EUGENE. Eugene Stormwater Basin Plan CIDADE, 2002. -CONAMA, RESOLUÇÃO Nº357 DE 17/03/05. Dispõe sobre a classificação dos corpos de água e diretrizes para o seu enquadramento, bem como estabelece as condições e padrões de lançamento de efluentes. 26 páginas. --ESTADO DA CAROLINA DO NORTE. Considerations for the management of discharge of fats, oil and grease (FOG) to sanitary sewer system. Jun, 2002, 73 páginas. -JORDÃO, EDUARDO PACHECO e PESSÔA, CONSTANTINO ARRUDA. Tratamento de Esgotos Domésticos. 4ª ed., 2005, 906 páginas. -MACINTYRE, ARCHIBALD JOSEPH. Instalações Hidráulicas. 770 páginas. -METCAL&EDDY. Wastewater Engineering. McGray-Hill, 1991, 1334páginas. -NUNES, JOSÉ ALVES. Tratamento físico-químico de águas residuárias Industriais. 1996, 277 páginas. -ROTOGINE- Kne Plast Indústria e Comércio Ltda internet: http://www.rotogine.com.br/ -SINDUSCON. Conservação e reúso da água em edificações. Junho 2005, São Paulo, 150 páginas. -USEPA (U.S. ENVIRONMENTAL PROTECTION AGENCY). Guidelines for Water Reuse. EPA/625/R-04/108 setembro de 2004 acessado em 15 de junho de 2006 http://www.epa.gov/

Curso de esgotos Capitulo 04- Águas cinzas engenheiro Plínio Tomaz [email protected] 09/07/08

4-1

Capítulo 04 Águas cinzas

Desenvolver fontes novas e alternativas de abastecimento de água tais como dessalinização da água do mar, reposição artificial de águas subterrâneas, uso de água de pouca qualidade, aproveitamento de águas residuais e reciclagem da água. Agenda 21


4-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto Página

Capítulo 04 - Águas cinzas

4.1 Introdução 4.2 Tratamento das águas cinzas 4.3 Nomenclatura 4.4 Riscos das águas cinzas 4.5 Qualidade das águas cinzas 4.6 Área para irrigação com águas cinzas 4.7 Custos 4.8 Aceitação pública 4.9 Reservação das águas cinzas

4.10 Volume de água para dimensionamento 4.11 Uso da água 4.12 Uso do águas cinzas 4.13 Técnicas e Tecnologias 4.14 Recomendações finais 4.15 Exemplo de caso: APEX - reúso da água usando águas cinzas 4.16 Introdução 4.17 Aspecto legal 4.18 Solução técnica 4.19 Cloração 4.20 Proposta 4.21 Custos 4.22 Bibliografia e livros recomendados


4-3

Capítulo 4 - Águas cinzas 4.1 Introdução

O uso das águas cinzas também é reúso. O código da Califórnia define Águas cinzas como a água de esgoto não tratada que não teve contato

com a bacia sanitária. Águas cinzas incluem:

• a água do chuveiro, • banheira, • pia do banheiro, • lavagem de roupas em máquinas domésticas.

Não faz parte das águas cinzas:

• A água da pia da cozinha • Bacia sanitária • Máquina de lavar pratos.

Para o aproveitamento das águas cinzas não devem ser lançados produtos químicos ou ingredientes biológicos e químicos nos pontos citados.

No Arizona as águas cinzas podem ser usadas simplesmente sem autorização até 1.500 litros/dia (1,5m3/dia) e é vedado uso das águas cinzas com água de pia de cozinha, bacias sanitárias e máquina de lavar pratos. O destino das águas cinzas é para irrigação subsuperficial, sendo proibido o uso por aspersão (Sprinklers) e recomenda-se ainda que sejam evitadas águas de lavagem de fraldas de criança. 4.2 Tratamento das águas cinzas

Na Figura (4.1) temos um modelo de tratamento das águas cinzas para o uso do efluente na irrigação subsuperficial dos jardins usado nos Estados Unidos onde 50% a 60% das casas possuem jardins gramados.

Algumas cidades ainda usam o termo light gray para a água da banheira e do chuveiro e, para água da torneira da cozinha, usam o nome dark gray.

Figura 4.1 - Tratamento de esgoto (águas cinzas) para uso na irrigação Existem para serem adquiridos na Califórnia cerca de 20 sistemas que usam as águas cinzas cujo custo

varia de US$ 200,00 a US$ 1.000,00. 4.3 Nomenclatura

• Black water :fezes e urina; • Dark águas cinzas: pia da cozinha; • Yellow águas cinzas: somente urina; • Light águas cinzas: chuveiro e lavatório; • Brown águas cinzas: fezes sem urina.

Blackwater especificamente a água de esgotos sanitários de uma casa. Inclui todo o tipo de água não

incluindo a adição de produtos químicos ou químico-biológicos que possam causar problemas. Consiste largamente de compostos orgânicos que passam no trato digestivo do corpo humano. Contém fezes humanas, urina, pedaço de papel (celulose) etc. Algumas vezes blackwater é definido

somente como a água das bacias sanitárias. Na Califórnia o uso das águas cinzas é legalizado e usado somente para irrigação abaixo da superfície

através de tubulações enterradas. O uso do águas cinzas reduz o consumo de água na Califórnia, cerca de 15% a 25%, pois se usa muito a

irrigação de jardins o que não acontece no Brasil.


4-4

Com as modificações do código da Califórnia feitas em 18 de março de 1997, as águas cinzas podem ser usadas também em comércio, indústria e prédios de apartamentos.

Parece ser um conceito geral de que não existe uma solução universal do uso das águas cinzas que se aplique a tudo.

Não esquecer também que as águas cinzas tem que ser aprovado pelos órgãos sanitários, como a Secretaria da Saúde e Cetesb.

As Figuras (4.2) a (4.7) mostram esquemas de águas cinzas.

Figura 4.2 - Esquema das águas cinzas

Fonte: Califórnia

Figura 4.3 - Esquema das águas cinzas Fonte: Califórnia


4-5



Figura 4.6 - Esquema das águas cinzas

Fonte: Califórnia


4-6


4.4 Riscos das águas cinzas

São basicamente quatro:

Riscos nas plantas O risco nas plantas é o aumento do sódio que pode descolorir as folhas devido ao ambiente se tornar

muito alcalino. Alguns detergentes usados em lavanderias possuem boro, cloretos, peróxidos e produtos destilados do

petróleo. O boro é muito tóxico e queima as folhas das plantas.

Riscos no solo Há tendência do solo ficar alcalinizado, aumentando o chamado índice SAR, que mede a absorção de

sódio pelo solo, causando problema na absorção de água para as plantas. Ao longo do tempo, conforme o tipo de solo, será reduzida a permeabilidade e a aeração.

Riscos na saúde do homem

Não existe risco a saúde do homem e, portanto, não deve ser feita irrigação por aspersão devido as bactérias que ficarão no ar. A irrigação será subsuperficial sempre.

Riscos no meio ambiente

A vantagem é reduzir o uso de água potável. A desvantagem é aumentar a poluição das águas subterrâneas e para isto devemos ter o nível do lençol freático no mínimo 1,50 abaixo do fundo da tubulação por onde passam as águas cinzas, conforme é recomendado no Arizona. 4.5 Qualidade das águas cinzas

Geralmente os estudos sobre as águas cinzas apontam os seguintes parâmetros: Demanda Bioquímica de Oxigênio a 20ºC e 5 dias (DBO5 ,20) Sólidos totais em suspensão (TSS) Sólidos totais dissolvidos (TDS) para salinidade Sódio (Na) Boro (B) Contagem de bactérias Demanda química de oxigênio (DQO) Fósforo total (PT) Nitrogênio total (NT= nitrogênio total)

Os estudos da Suécia de Olsen, 1967 são os mais conhecidos no mundo. Na Tabela (4.1) estão os valores em grama/dia/pessoa de águas cinzas, blackwater e águas cinzas mais

blackwater.


4-7

Tabela 4.1 - Valores em grama/dia/pessoa de águas cinzas, blackwater e águas cinzas + blackwater.

Parâmetros Águas cinzas Blackwater Gray+blackDBO5 (demanda bioquímica de oxigênio em 5 dias) 25 20 45 DQO (demanda química de oxigênio) 48 72 120 Fósforo total (PT) 2,2 1,6 3,5 Nitrogênio total (NT) 1,1 11 12,1 Resíduo total 77 53 130

Estudos feitos pela bioquímica Margaret Findley estão na Tabela (4.2):

Tabela 4.2 - Valores em gramas/dia/pessoa de águas cinzas (água cinza) e águas cinzas + blackwater

(esgoto sanitário) Parâmetro Águas cinzas Águas cinzas+ blackwater DBO5 34 71 Sólidos Totais em suspensão (TSS) 18 70 Nitrogênio total (NT) 1,6 13,2 Fósforo total (PT) 3,1 4,6

Um dos problemas das águas cinzas é que a quebra das moléculas orgânicas se dá muito mais

rápido do que as águas do blackwater. Portanto, a decomposição do águas cinzas é muito mais rápida do que o blackwater conforme se pode

ver no site http://www.águas cinzas.com. A quantidade de oxigênio necessária para a decomposição do águas cinzas nos cinco dias DBO5 possui

90% do total da demanda de oxigênio DO consumido para a decomposição. O DBO5 da blackwater é somente 40% do oxigênio necessário no águas cinzas.

Numa certa posição o DBO1 é 40% do DO consumido pela blackwater é somente de 8% do DO. Isto significa que a decomposição orgânica do blackwater continuará a consumir oxigênio num tempo maior do ponto de descarga do que as águas cinzas.

Esta rápida estabilização das águas cinzas tem a vantagem de prevenir que a matéria orgânica se decomponha rapidamente no solo durante da infiltração havendo menor impacto ambiental.

Caso se jogue as águas cinzas num lago, imediatamente se desenvolveram algas perto do ponto de descarga e dá uma aparência que a poluição está pior. Tudo isto mostra as grandes diferenças entre as águas cinzas e blackwater de fezes e urina serem tratados separadamente.

As águas cinzas contém cerca de 1/10 do nitrogênio contido no blackwater, não esquecendo que o nitrato e nitrito são causadores de câncer e são difíceis de serem removidos no tratamento.

Além disso, as águas cinzas contém menos patogênicos que o blackwater. Não há casos comprovados de doenças causadas pelo uso do águas cinzas. Deve ser evitado o uso de bombas centrífugas devido ao problema da constante limpeza dos filtros de

75μm. Por exemplo, em 5 anos poderemos ter 100 vezes limpar com luvas especiais os filtros fétidos, que não é nada agradável.

Uma recomendação especial é que as águas cinzas não podem ser usadas em rega de jardins, em frutas, verduras e não pode ser lançado no córrego mais próximo.

O uso das águas cinzas em bacias sanitárias deve ser feito somente quando houver um tratamento completo do mesmo, o que é muito caro, compensando somente para edifícios de apartamentos muito grandes. No Japão é obrigatório o uso das águas cinzas e água de chuva para prédios com mais de 30.000m2 ou que usem mais de 100m3/dia de água não potável. O oxigênio dissolvido das águas cinzas diminui, mas os coliformes aumentam após 2 ou 3 dias, ocasionando problemas de odor.

A água tratada de esgotos sanitários nos Estados Unidos deverá obedecer a Tabela (4.3): Tabela 4.3 - Parâmetros e valores usados nos Estados Unidos para o uso da água tratada de esgotos sanitários.

Parâmetros Valores Coliformes fecais < 1/100mL Coliformes totais em 95% das amostras < 10/100mL Vírus < 2 /50L Parasitas < 1/50L Turbidez < 2 uT pH 6,5 a 8,0 Cor < 15 uH Cloro livre < 0,5mg/L no ponto de entrega


4-8

Uso da água de reúso em bacias sanitárias, conforme Texas A água de reúso de esgotos tratados no Texas para ser usada em descarga em bacias sanitárias tem as

seguintes condições (Texas chapter 310 Rules: e310,11). DBO5 5mg/L Coliforme fecal 75/ 100ml Para a descarga deverá ter cor azul Que seja feita análise da água uma vez por semana quando usada para descarga em bacias

sanitárias.

A desinfecção é para remover os coliformes. No Arizona não se usa a água da torneira da cozinha devido a ser encontrado um número muito grande

de coliformes fecais: 88400/ 100mL. Fosfatos

É bom para plantas e usado como fertilizante. Biodegradável

É chamado de biodegradável o complexo químico que pode ser quebrado em vários compostos mais simples com a atividade biológica. Cloreto

Muitos detergentes possuem cloro. O cloro bloqueia o processo metabólico da planta. Em concentrações abaixo de 142mg/L de cloreto não causa problema. Mas quando o nível de cloretos está entre 142mg/L a 355mg/L começam a aparecer os problemas que são muito sérios para níveis de cloreto acima de 355mg/L. Alcalinidade

É uma solução de sódio, potássio, cálcio que age combinado em forma de cloretos, sulfatos e carbonatos. pH

Em geral o pH está entre 6,5 a 8,4 conforme Tabela (4.4). Quando o pH for menor que 7 então o solo será acido e caso seja igual a 7 o solo será neutro. Quando o solo tiver pH maior que 7 será básico.

Tabela 4.4 - Valores de pH Tipo de restrição Valores do pH do solo Sem restrição < 7 Com restrição moderada Entre 7 e 8 Solo com restrição severa >8

Na prática são usados solos sem restrição a solos com restrição moderada.

Boro

É necessário para as plantas em pequenas quantidades. Abaixo de 0,75meq/L (miliequivalente/litro) de boro não há problemas. Os problemas começam quando o boro está entre 0,75 a 2,0 e ficam piores quando a quantidade de boro é maior que 2,0meq/L. Sódio

Age como veneno, pois reduz a habilidade de tirar água do solo, sendo que o excesso destrói a estrutura das argilas, removendo os vazios e prejudicando a drenagem. Uma vez o solo danificado com sódio nunca mais será recuperado.

Quando a quantidade de sódio no solo é menor que 69mg/L não há problemas. Os problemas começam quando o sódio está entre 69mg/L a 207mg/L. Quando o solo tem mais que 207mg/L de sódio os problemas são bastante severos.


4-9

Dureza (Carbonato de Cálcio CaCO3)

É uma medida da capacidade da água em consumir sabão e formar incrustações e deve-se a presença de compostos de Ca e Mg, em geral, sob a forma de carbonatos, sulfatos e cloretos conforme Tabela (4.5) (Mestrinho, 1997). São expressos geralmente em ppm de CaCO3.

Para irrigação é melhor uma água mole (água branda) do que uma água dura.

Tabela 4.5 - Classificação da dureza das águas conforme concentração de CaCO3. Classificação da água segundo ETP, 1986 Concentração de CaCO3 Água mole (água branda) 0 a 75mg/L Água moderadamente dura 75 a 150mg/L Água dura 150 a 300mg/L Água muito dura >300mg

Fonte: Macedo, 2004 Águas e Águas. Condutividade Elétrica CE

A condutividade elétrica da água (CE) é um indicador da salinidade. Ela mede os sais dissolvidos na água e quanto maior a concentração de sais e minerais, maior é o potencial de impactos adversos às plantas e ao solo, conforme Tabela (4.6).

É medida por um aparelho chamado condutivímetro. Conforme Macedo, 2004, a condutividade elétrica é a capacidade da água de transmitir a corrente

elétrica. É medida em microsiemens/cm (SI) a uma determinada temperatura em graus Celsius. 1mS/m= 10 μmhos/cm 1μS/cm (microsiems/cm)= 1 μmhos/cm (micromhos/cm) Tabela 4.6 - Classificação da salinidade conforme condutividade elétrica CE.

Classificação da salinidade Condutividade Elétrica (CE) (mhos/cm)

Água não salina 0 a 2000 Água ligeiramente salina 2000 a 4000 Água meio salina 4000 a 8000 Água moderadamente salina 8000 a 16000 Água muito salina > 16000

Segundo Mestrinho 1997, as águas naturais possuem condutividade elétrica entre 5 a 50 μS/cm

enquanto a água do mar está entre 50 a 50.000 μS/cm. Existe relação entre CE que fornece o TDS, conforme Mestrinho, 1997: TDS (mg/L)= A x condutividade (μmohos/cm)

Sendo: A= 0,54 a 0,96 Condutividade (μmohos/cm)= soma dos cátios (meq/L) x 100

Um valor médio que pode ser usado nas estimativas de TDS é: TDS= 0,64 xCE

Sendo: TDS= sólidos totais dissolvidos (mg/L) CE= condutividade elétrica (μmhos/cm)

A classificação da água conforme os sólidos totais dissolvidos (TDS) está na Tabela (4.7).

Tabela 4.7 - Classificação das águas baseado no Sólido Dissolvidos Ttotal (TDS).

Classe TDS (mg/L)

Doce 0 a 1.000 Salobra 1.000 a 10.000 Salina 10.000 a 100.000Muito salgada >100.000

Fonte: Fetter, 1994


4-10

Adsorção de sódio (SAR-Sodiumn adsorption ratio)

A adsorção de sódio é um parâmetro importante. O índice SAR está relacionado com a condutividade elétrica CE.

SAR= Na+ / [(Ca2+ + Mg2+)/2]0,5 Geralmente as concentrações são expressas em meq/L. mmol/L= mg/L / peso molecular Molaridade= mol/L = mmol/L / 1000 Miliequivalente/litro (meq/L)= mmol/L= mg/L/peso equivalente (Hounslow, 1995) Peso equivalente= peso molecular / valência O sódio tem valência=1, o cálcio tem valência=2 e Mg tem valência=2, conforme Tabela (4.8). Tabela 4.8 - Peso molecular, valência e peso equivalente.

Espécie

Peso molecular

Valência

Peso equivalente Peso molecular / valência

Na+ 22,991 1 22,991 Ca 2+ 40,08 2 20,04 Mg 2+ 24,312 2 12,312

Fonte: adaptado de Hounslow, 1995 Exemplo 4.1 Calcular em meq/L de 6 mg/L de Mg.

meq/L= mg/L /peso equivalente = 6 mg/L / 12,312= 0,49 meq/L

Quando o índice SAR está entre 2 a 10 indica que não há perigo do sódio. O perigo começa quando SAR está entre 7 a 18 e fica grave quando SAR está entre 11 e 26, conforme Fetter, 1994.

Os índices maiores que 13 reduzem a permeabilidade e aeração dos solos causando problemas na irrigação.

Relembremos que a troca catiônica é muito importante, pois seguem esta ordem: Na+ > K+ > Mg2+ > Ca 2+ Isto significa que o sódio substitui o potássio, o manganês e o cálcio ficando no lugar deles. É a troca

iônica que é muito importante em argilas que podem remover metais pesados.

Cálcio (Ca) Em quantidades apropriadas o cálcio é um micronutrientes para as plantas, mas em quantidade

excessivas entopem as pontas dos emissores no gotejamento na irrigação subsuperficial. Altos níveis de cálcio tendem a tornar o solo alcalino.

O solo é medido para estimarmos o valor do SAR. Magnésio (Mg)

Em quantidades apropriadas o magnésio é um micronutrientes para as plantas, mas em quantidade excessivas entopem as pontas dos emissores no gotejamento na irrigação subsuperficial. Altos níveis de magnésio tendem a tornar o solo alcalino.

O solo é medido para estimarmos o valor do SAR. Geralmente o nível de magnésio no solo não apresenta problema.

Plantas que não gostam muito de sódio: Jasmim e outras.

Plantas que gostam das águas cinzas Grama bermuda, rosas, agapanto, etc.

Plantas que não gostam de águas cinzas. Geralmente são plantas que gostam da acidez e não gostam de ambiente alcalino: azálea, begônia,

gardênia, camélia, violetas, etc.


4-11

Evapotranspiração

Apresentamos na Tabela (4.9) os valores médios mensais da evapotranspiração de Guarulhos, calculado conforme Método de Penman-Monteith, 1998, recomendado pela FAO.

Tabela 4.9 - Valores de evapotranspiração de Guarulhos obtido pelo método de Penman-Monteith FA0, 1998.

Mês

Evopotranspiração mensal média

(mm/mês) (mm/mês) (mm/semana)

janeiro 140 35 fevereiro 126 32 março 130 33 abril 107 27 maio 85 21 junho 73 18 julho 81 20 agosto 104 26 setembro 108 27 outubro 130 33 novembro 139 35 dezembro 144 36

A Figura (4.8) mostra a diferença de histogramas de precipitações mensais da Califórnia e Flórida, bem como da evapotranspiração.

Observa-se que na Flórida chove bastante quando há alta evapotranspiração e na Califórnia chove muito pouco. Os gráficos servem de alerta para os estudos de precipitação e evapotranspiração.

Figura 4.8- Figuras mostram a precipitação e evapotranspiração

4.6 Área para irrigação com águas cinzas

A área é dada pela equação: LA= GW / (ETo x Kc)

Sendo: LA= área para landscap (paisagismo) (m2) GW= estimativa de águas cinzas (mm/semana) Kc= coeficiente da cultura (adimensional), conforme Tabela (4.10)

Tabela 4.10 - Coeficiente da cultura Kc

Tipo de plantas Kc Planta que consome muita água 0,5 a 0,8 Planta que tem consumo médio de água 0,3 a 0,5 Planta que consome pouca água Menor que 0,3

Exemplo 4.1

Achar a área de gramado LA que pode ser usada em uma casa que tenha 160litros/ dia das águas cinzas para o mês de janeiro na cidade de Guarulhos. Em uma semana teremos 1litro/m2= 1mm /m2


4-12

GW= 160 litros/dia x 7 dias= 11.200litros= 11200mm Grama tipo bermuda com coeficiente de cultura Kc= 0,5 LA= GW / (ETo x Kc )= 11200mm/ ( 35 x 0,5) = 63m2

Portanto, podemos irrigar subsuperficialmente 63m2 de grama tipo bermuda usando as águas cinzas. Irrigação por gotejamento

A irrigação por gotejamento é subsuperficial e deverá ter bico de no máximo 115μm, ou seja, 0,115mm. Deverá haver filtro com capacidade aproximada de 6m3/h. A bomba deverá ter vazão mínima de 2,4 m3/h. Os emissores do gotejamento deverão ter abertura de 1,2mm, ou seja, 1200μm devendo ser resistente

contra raízes. A pressão máxima deverá ser de 28mca e os tubos deverão estar enterrado cerca de 200mm. A pressão máxima no gotejador deverá ser de 14mca e caso seja maior, deverá haver um redutor de

pressão. Tubos perfurados

Diâmetro mínimo de 75mm Material; PVC, PEAD ou outro Comprimento máximo: 30m Espaçamento mínimo= 1,20m Declividade mínima do tubo= 0,25%

4.7 Custos Nos Estados Unidos, para uma residência, o custo aproximado é de US$ 1.000 para as águas cinzas

serem usadas em bacias sanitárias. Supondo-se uma economia de 19% obtém-se o pay-back em 15 anos, sendo considerada a conta anual

de água de US$ 250. 4.8 Aceitação pública

É sempre aconselhável a educação pública e estudar as atitudes das pessoas e dos órgãos do governo para o uso do águas cinzas. O objetivo é obter a aceitação do processo. 4.9 Reservação das águas cinzas

Geralmente os reservatórios para armazenar as águas cinzas possuem volumes que variam de 80 L até 600 L, conforme Arizona, 1999. Na Califórnia é usado reservatório sempre maior que 200L.

O período de detenção da água servida em reservatório deve ser sempre menor ou igual a 72h, mas de preferência deve ser menor ou igual a 24h.

Nunca se deve armazenar águas cinzas que não tiver sido tratado.


4-13

4.10 Volume de água para dimensionamento O código da Califórnia prevê: Primeiro quarto: 2 pessoa/quarto Para quarto adicional: 1 pessoa/quarto Chuveiro, banheiro etc: 100 litros/pessoa/dia Lavagem de roupas: 60 litros/pessoa/dia.

4.11 Uso da água

Na Tabela (4.11) temos o uso da água e porcentagem nos Estados Unidos, Austrália e Inglaterra.

Tabela 4.11 - Uso da água em porcentagem nos Estados Unidos, Austrália e Inglaterra.

Uso da água USA Austrália UK Lavagem de roupas 13 15 12 Bacias sanitárias 29 19 35 Água para beber e cozinhar 3 5 19 Rega de jardins 35 35 6 Banheira e chuveiro 20 26 28 Total 100 100 100

4.12 Uso das águas cinzas

Pesquisas cujos resultados estão na Tabela (4.12), mostraram que em 66% dos casos, para obter a chamada águas cinzas, usa-se somente as águas da máquina de lavar roupa.

As águas das banheiras e chuveiros são usadas em 15% dos casos. A água da torneira da cozinha é usada em 10% dos casos. A água da torneira do banheiro é usada somente em 5% dos casos e o restante 4% são outros usos.

Tabela 4.12 - Porcentagens das varias fontes utilizadas para o águas cinzas.

Várias fontes de que provêem as águas cinzas

Porcentagem das casas que usam águas cinzas provindo

das varias fontes (%) Lavagem de roupas 66 Banheira e chuveiro 15 Torneira da cozinha (não aconselhado) 10 Torneira do banheiro 5 Outros usos 4 Total 100

Nota: o uso do águas cinzas em todos os casos foi para irrigação 4.13 Técnicas e Tecnologias

Para o uso das águas cinzas deve ser considerada a técnica e tecnologia disponível. Primeiramente pode-se querer usar as águas cinzas sem nenhum tratamento, o que pode ser feito para

uso em irrigação, mas apresenta problemas e não é recomendado. Uma maneira mais simples é filtrar as águas cinzas para evitar entupimentos e usá-lo em irrigação

subsuperficial, que é muito usado na Califórnia, com sucesso. Outra solução é fazer o tratamento primário, secundário e terciário. Isto inclui carvão ativado, desinfecção

e, algumas vezes, até o uso de osmose reversa. Todos estes processos custam muito e somente é recomendado após estudos de benefício/custo. 4.14 Recomendações finais

O uso das águas cinzas deve ser feito com muita cautela sendo necessários estudos de benefício/custo e cuidados na utilização. Acredito que somente em edifícios muito grandes (da ordem de 30.000m2 de área de construção) é que compense o tratamento completo do águas cinzas e, mesmo assim, o custo será alto.

O uso das águas cinzas com pequeno tratamento pode ser feito para irrigação de jardins e gramados subsuperficial.


4-14

4.15. Exemplo de caso: APEX - reúso da água usando águas cinzas 4.15.1 Introdução

O objetivo da APEX é o reúso dps esgotos sanitários para uso não doméstico, isto é, para água não potável para os canteiros de obras em todo o Brasil.

O projeto é elaborado conforme normas técnicas da ABNT concernentes ao tratamento de esgotos: ABNT 7229/93 e 13969/97.

Serão reaproveitadas as águas de lavagem do corpo humano, ou seja, a água de banho e de lavagem das mãos, ambas localizadas nos banheiros.

Trata-se do que é chamado mundialmente das águas cinzas, que apresentam menos patogênicos e 1/10 do nitrogênio de um esgoto provindo da bacia sanitária. Mesmo assim, a água de lavagem que estamos considerando possui pequena quantidade de fezes e de urina, daí ser necessário o tratamento.

O reúso das águas cinzas será usado somente para descargas em bacias sanitárias.

4.15.2 Aspecto legal No Brasil ainda não existe norma da ABNT sobre o uso das águas cinzas. Nos Estados Unidos o uso do

águas cinzas é para irrigação subsuperficial. No Japão é usado somente para prédios com mais de 30.000m2 ou que gastem mais de 100m3/dia de água não potável.

4.15.3 Solução técnica

O uso das águas cinzas sem tratamento não é possível. Apesar das águas cinzas ter pouca matéria orgânica, existe um problema de odor provocado pela rápida

decomposição da matéria orgânica existente, aconselhando que o armazenamento seja, no máximo, de 72h e alguns estados americanos aconselham no máximo de 24h.

Com o reúso da água certamente irá diminuir a tarifa de água e esgoto a ser paga à concessionária local. A solução proposta é o tratamento completo das águas cinzas para ser usada em bacias sanitárias. Deverá haver dois tratamentos, sendo um anaeróbio e outro aeróbio. No tratamento anaeróbio será feito em tanques de polietileno, fáceis de serem instalados e

reaproveitáveis. Tanque séptico de polietileno para o tratamento anaeróbio. Septo difusor tipo II de polietileno para o tratamento aeróbio. Não há peças girantes. Não há motor.

Espera-se uma redução da Demanda Bioquímica de Oxigênio (DBO) de 96%, comparando-se ao

tratamento de uma estação de lodo ativado e muito superior as fossas sépticas tradicionais que reduzem somente 35% a 60% da DBO.

A grande vantagem é que a limpeza do tanque séptico é de um ano, ou seja, o tempo de duração média de uma obra e toda a água que passa nos chuveiros e torneiras de lavatórios serão reaproveitadas.

A eficiência do sistema começa a partir dos 3 meses de funcionamento quando a DBO atinge a redução de 92% e, a partir de 4 meses, atinge 96%.

4.15.4 Cloração

Não há legislação no Brasil sobre as águas cinzas, mesmo assim aconselha-se fazer a cloração da água do reúso com o mínimo de 0,5mg/L, que poderá ser feito através de dosador automático com custo aproximado de R$1.500,00.

A cloração é feita no reservatório enterrado após o efluente sair dos septos-difusores.

4.15.5 Proposta Consideramos que a APEX se utiliza dos seguintes índices:

• 1 vaso sanitário para cada 20 pessoas • 1 chuveiro para cada 10 pessoas

O dimensionamento foi de canteiro de obras de 10 pessoas até 140 pessoas e foram usadas as normas da ABNT já citadas, considerando manutenção anual e contribuição de 50 litros/pessoa x dia.

Propomos a construção modular de Tanque Séptico + Septos difusores na seqüência: a. A água dos chuveiros e lavatórios dos banheiros é encaminhada para o tanque séptico de polietileno; b. No tanque séptico realiza-se o tratamento anaeróbio e depois o efluente vai para os septos difusores. c. Nos septos difusores que são de polietileno com colméia interna, realiza-se o tratamento aeróbio.


4-15

d. Após esse tratamento o efluente vai para um, reservatório enterrado de polietileno de onde a água de reúso será encaminhada por bombeamento para o reservatório superior de água não potável para abastecer as bacias sanitárias.

e. Neste reservatório inferior deverá haver uma canalização de, no mínimo, 100mm para funcionar como overflow, ou seja, extravazão. O destino da extravazão será a rede coletora de esgoto sanitário público existente.

f. No reservatório inferior deverá ser feita a cloração de, no mínimo, 0,5mg/L. g. Ainda no reservatório inferior será instalada bomba simples, tipo Nauger, para encaminhamento da

água de reúso para o reservatório superior ou outro destino como lavagem de pátio, rega de jardins ou lavagem de formas. O sistema de bombeamento deverá ser automatizado com sistema de liga-desliga.

4.15.6 Custos

O custo fornecido é de data de 8 de dezembro de 2003, conforme Tabela (4.13). O prazo de duração dos materiais é de 20 anos. A mão de obra para instalação é de cerca de 30% a 40% do custo do material e, a mão de obra para

retirada é de aproximadamente 20%.

Tabela 4.13 - Custos dos materiais fornecido pela firma Rotogine- Kne Plast Indústria e Comércio Ltda com telefone 4611-1379 ou 4611- 2167 e http://www.kneplast.com.br

Tanque séptico de polietileno

Caixas d água (para água não potável)

Caixas e gorduras

Septo difusor

L=1,20m x W= 1,00m x H=0,44m

Custo do Tanque Séptico Polietileno Material Polietileno Material Tipo

(litros) R$ (litros) R$ (litros) R$ R$ 1500 553 315 116 100 142 Tipo I 235,00 2000 708 500 144 250 180 Tipo II 1050,00 3000 1150 1000 229 500 356 4000 1639 1500 465 5000 1892 2000 637 6000 2385 3000 946 7000 2770 5000 1328 8000 2962 7500 1949

10000 2260 Data base: 8 de dezembro de 2003 Resultado final

Na Tabela (4.14) e (4.15) estão os tanques sépticos e septos difusores em função do número de bacias sanitárias e número de chuveiros, bem como os volumes dos reservatórios inferiores e superiores necessários.

Elaboramos quatro grupos de bacias sanitárias e chuveiros para facilitar o dimensionamento. O custo médio do metro cúbico de água tratada é de R$ 0,81/m3.


4-16

Tabela 4.14 - Tanques sépticos e número de septos difusores em função do número de bacias

sanitárias e chuveiros.

Bacias

Sanitárias

Chuveiros

Número

de pessoas

Tanque Séptico

(anaeróbio)

Septo difusor Tipo II

(aeróbio)

(litros) 2 4 10 2000 2 2 4 20 3000 2 2 4 30 4000 2 4 8 40 4000 3 4 8 50 5000 3 4 8 60 5000 3 4 8 70 6000 3 6 12 80 6000 4 6 12 90 6000 4 6 12 100 6000 4 6 12 110 7000 4 8 14 120 7000 4 8 14 130 7000 4 8 14 140 8000 4

Tabela 4.15- continuação- Tanques sépticos e número de septos difusores em função do número de bacias sanitárias e chuveiros.

Reservatórios de água não potável

Volume de água não potável disponível

Inferior superior Bacia Sanitária

Outros fins

(litros) (litros) (litros/dia) (litros/dia) 500 500 300 1395 500 500 600 1710 500 500 900 2065

1000 1000 1200 2240 1000 1000 1500 2550 1000 1000 1800 2620 1000 1000 2100 2890 1500 1000 2400 2840 1500 1000 2700 3070 1500 1000 3000 2850 1500 1000 3300 3035 2000 1500 3600 2740 2000 1500 3900 2885 2000 1500 4200 3030


4-17

A Tabela (4.16) e (4.17) apresenta o custo médio de canteiro.

Tabela 4.16 - Custo médio para canteiro de 70 pessoas

Canteiro de obras para 70 pessoas Material Quantidade R$

Tanque séptico de polietileno 6000 litros 2.385,00 1 Septo difusor Tipo II 1.050,00 3 Reservatório inferior polietileno 1000 litros 229,00 1 Reservatório superior polietileno 1000 litros 229,00 1 Bomba, tubulações, sistema liga-desliga e timer Verba Dosador automático de cloro Verba

Volume diário = 4,99m3/dia 5

Numero de dias no ano= 365 Volume anual recuperado(m3)= 1825

Custo total (R$)= 10.040,55 Juros anuais =8% ao ano 8,00

Número de anos = 20 20,00 Amortização anual (R$)= 1.022,65

Custo do reúso R$ 0,81/m3


4-18

Tabela 4.17- continuação- Custo médio para canteiro de 70 pessoas

Total Material Mão de obra Material +mão de obraR$ R$ R$

2.385,00 834,75 3.219,75 3.150,00 1.102,50 4.252,50 229,00 80,15 309,15 229,00 80,15 309,15

450,00 1.500,00 Total= 10.040,55

Total Material Mão de obra Material +mão de obraR$ R$ R$

2.385,00 834,75 3.219,75 3.150,00 1.102,50 4.252,50 229,00 80,15 309,15 229,00 80,15 309,15

450,00 1.500,00 Total= 10.040,55


4-19

4.16 Problemas com as águas cinzas. O maior problema das águas cinzas é que não há normas técnicas brasileiras a respeito e normalmente

se adotam soluções cujos resultados não baseados em pesquisas feitas no Brasil. Recomenda-se cautela em aplicação de águas cinzas em descargas em bacias sanitárias tendo em vista

a falta de norma da ABNT e de responsabilidade técnica de operação e manutenção do sistema de águas cinzas e o quem será o profissional do CREA que colocará a Anotação de Responsabilidade Técnica (ART).


4-20

4.17 Bibliografia e livros recomendados -HOUNSLOW, ARTHUR W. Water quality data- analysis and interpretation. Lewis publishers, 1995 ISBN 0-87371-676-0, 397páginas. -http://www.csbe.org/águas cinzas/contents.htm -http://www.oasisdesign.net/faq/sbebmudgwstudy.htm -http://www.watercasa.org/ -MANCUSO, PEDRO CAETANO SANCHES ET AL. Reúso de Água. Universidade de São Paulo, 2003. ISBN 85-204-1450-8, -MESTRINHO, SUELY S. PACHECO. Geoquímica e contaminação de águas subterrâneas. Ministério de Minas e Energia, Departamento Nacional de Produção Mineral em convênio com ABAS- Associação -ROTOGINE- Kne Plast Indústria e Comércio Ltda. www.kneplast.com.br -TEXAS CHAPTER 310 RULES: e310,11) in -http://www.oasisdesign.net/faq/SBebmudGWstudy.htm

Curso de esgotos Capitulo 05- Método simplificado para determinação da qualidade da água em córregos e rios.

Engenheiro Plínio Tomaz 30 de maio 2008 [email protected]

5-1

Capítulo 05

Método simplificado para determinação da qualidade da água em córregos e rios.



5-2

Capitulo 05- Método simplificado para determinação da qualidade da água em córregos e rios. 5.1 Introdução Há duas categorias possiveis de fontes de poluição:

Pontual Difusa

Vamos estudar somente a poluição pontual com lançamento discreto e que pode ser medido e

quantificado. São geralmente contínuos embora variem as vezes de quantidade e são provenientes de uma Estação de Tratamento de Esgotos (ETE) ou de uma indústria poluente. A poluição difusa conforme a gravidade do problema deverá fazer parte da análise da qualidade das águas dos rios e corregos.

O lançamento pontual de esgotos em cursos de água afetam a qualidade dos mesmos, dai ser necessário prever o que vai acontecer e as medidas que devem serem tomadas.

Na Figura (5.1) se vê uma estação de tratamento de esgotos lançando os efluentes num rio cujo oxigênio dissolvido estava próximo da saturação. Após o lançamento vai havendo um decréscimo de oxigênio dissolvido devido ao consumo do oxigênio devido a DBO até chegar um ponto mínimo. Ao mesmo templo sempre existe a aeração que vai fornecendo oxigênio à agua. No começo o consumo de oxigênio é maior que o fornecimento de oxigênio pela aeração e o oxigênio dissolvido vai dimimnuindo até um limite crítico, que é chamado de déficit crítico de oxigênio. Depois, começa a prevalecer o oxigênio fornecido pela aeração e o rio vai se recompondo de oxigênio até chegar ao estado inicial. Tudo isto é o que chamamos autodepuração dos cursos de água.

Figura 5.1- Curso de água que recebe efluentes

Fonte: Aisse, 2000 Em 1925 foi deduzida a equação de Streeter- Phelps para fazer um modelo de demanda de oxigênio

(OD) para o rio Ohio nos Estados Unidos que avalia o consumo de oxigênio dissolvido relativa a DBO e a aeração ao longo do rio.

Iremos apresentar uma equação global que torna a equação de Streeter-Phelps um caso particular de somente duas variáveis.

As variáveis mais importantes usadas no balanço de oxigênio podem ser mostradas esquematicamente conforme Figura (5.2):

Reaeração Oxidação de carbonáceos (DBO) Oxidação do nitrogênio Fotossíntese Respiração Demanda de oxigênio pelo sedimento Oxigenação devido a presença de barramentos no curso de água



5-3

Figura 5.2- Variáveis importantes para o oxigênio dissolvido em cursos de água Azevedo Neto,1966 destacou três problemas básicos conforme Tabela (5.1) Tabela 5.1- Tipo de problemas em balanço de oxigênio dissolvido em rios

Problemas Tipo de problemas I Determinação da curva da depressão do oxigênio ao longo do rio II Grau de tratamento de esgoto requerido para evitar problemas de oxigênio dissolvido OD

III Determinar a população máxima cujos despejos poderão ser recebidos em um curso de água.

Fonte: adaptado de Azevedo Neto, 1966

O Banco Mundial em 1998 estabeleceu dois objetivos:

Estabelecer prioridades para reduzir as demandas existentes de esgotos sanitários Prever os impactos para as novas descargas.

5.2 Softwares

Podemos usar uma planilha Excel ou usar programas gratuitos como o Qual2e, o Simox II do Centro Panamericano de Engenharia Sanitaria e Ambiental CEPIS/OPS citado por Aisse, 2000 e SISBAHIA (SIstema de base hidrodinâmico ambiental), 2005 conforme Ferreira et al, 2006.

Os softwares podem fazer os cálculos por trechos, como por exemplo, 50m. Os peixes para sobreviverem necessitam de no mínimo 2mg/L de oxigênio dissolvido (OD), mas

mundialmente é aceito que o OD mínimo deve ser 4mg/L ou 5mg/L. Segundo o Banco Mundial existem os seguintes softwares: WQAM, QUAL2E 1987 (USEPA atual

QUAL2K), WASP, CE-QUAL-RIV1, HEC-5Q e SIMOX (I, II e III) da OPAS e CEPIS. O programa mais usado no mundo é o Qual2e que pode usar 15 constituintes da qualidade da água

de maneira geral ou combinados: 1. Oxigênio dissolvido 2. Temperatura 3. Algas 4. Nitrogênio orgânico



5-4

5. Amônia 6. Nitrito 7. Nitrato 8. Fósforo orgânico 9. Fósforo dissolvido 10. Coliformes 11. Constituintes não conservativos (arbitrário) 12. Três constituintes conservativos.

Na Figura (5.3) temos o disco de Secchi que é muito usado.

Figura 5.3- Disco de Secchi

Fonte: Lampanelli. 2004

5.3 Classificação do estado trófico Na Tabela (5.2) apresentamos uma classificação do estado trófico.Observar que o oxigênio dissolvido

está em porcentagem do oxigênio dissolvido de saturação que é usual esta forma de apresentação.

Tabela 5.2- Classificação do estado trófico Variavel Estado trófico

Oligotrófico Mesotrófico Eutrófico Fósforo total (μg/L) <10 μg/L Entre 10 μg/L/ e 20 μg/L >20 μg/L Clorofila-a (μg/L Chl-a) <4 μg/L Entre 4 μg/L a 10 μg/L >10 μg/L Profundidade no disco de Secchi (m) <4m Entre 2m a 4m <2m Oxigênio do hypoliminio em % de saturação

>80% Entre 10% a 80% <1%

Fonte: http://www.epa.gov/reg3wapd/tmdl/MD%20TMDLs/Urieville%20Lake/urievilleDR.pdf 5.4 Lançamento dos efluentes

A análise simplificada da qualidade podem ser em: Córregos e rios Lagos e reservatórios Estuários Mar.

Trataremos neste capítulo somente de lançamento de efluentes em córregos e rios.

5.5 Cálculo de Lo após a mistura com o despejo Conforme Metcalf e Eddy, 1993 são apresentadas as seguintes relações que serão úteis nos

cálculos: Vazão no rio: Qx Descarga de esgotos: QD



5-5

A vazão Q é a soma das duas: Q= Qx + QD A DBO do curso de água é Lx e a dos esgotos é LD e a DBO da mistura Lo será: Lo= (Qx . Lx + QD . LD) / Q O déficit de oxigênio Do da mistura é calculado da seguinte maneira. Do= (Qx . Dx +QD . DD) / Q Exemplo 5.1 Seja um rio onde é lançado efluentes de esgotos tratados. Parâmetros do rio: Volume diário= 733.536m3/dia= Qx DBO= 1mg/L OD= 9,0mg/L Temperatura= 15ºC Parâmetros dos esgotos lançados no rio Volume diário= 113.400m3/dia= QD DBO= 200mg/L OD= 0,0mg/L Temperatura= 20ºC A vazão total Q= Qx + QD = 733.536 + 113.400= 846.936m3 Vamos agora calcular a DBO da mistura e que denominaremos Lo Lo= (Qx . Lx + QD . LD) / Q Lo= (733536x1,0 + 113400x200) / 846936 =27,6mg/L =DBO da mistura Vamos calcular a temperatura da mistura: Lo= ( Qx . Lx + QD . LD) / Q t= (733536 x 15 + 113400x 20) / 846936 = 15,7ºC Calculemos o Oxigênio Dissolvido da mistura OD Lo= (Qx . Lx + QD . LD) / Q OD= (733536 x 9,0 + 113400x 0) / 846936 = 7,8 mg/L Piveli e Kato, 2006 apresentam as seguintes relações para as misturas:DBO, OD e Temperatura: Para o cálculo da DBO da mistura: DB0mistura = (Qrio x DB0rio + Qcórrego x DB0corrego) / (Qrio + Qcorrego) Para o cÁlculo do oxigênio dissolvido da mistura: ODmistura = (Qrio x ODrio + Qcorrego x ODcorrego) / (Qrio + Qcorrego) Para a temperatura da mistura: Tmistura = (Qrio x Trio + Qcorrego x Tcorrego) / (Qrio + Qcorrego) Exemplo 5.2 (Pivelli e Kato, 2006)

Dado um rio poluído com vazão de 5 L/s, DBO igual a 50mg/L, concentração de oxigênio dissolvido igual a 32 mg/L e temperatura de 26ºC, descarrega suas água em um rio de vazão igual a 45 L/s, DBO igual a 5mg/L, oxigênio dissolvido igual a 6,5mg/L e temperatura de 20ºC. Supondo-se que a 50m a jusante a mistura já tenha sido completada, quais as características das águas do rio neste ponto? DB0mistura = (Qrio x DB0rio + Qcórrego x DB0córego) / ( Qrio + Qcórrego) DB0mistura = ( 45 x 5 + 5x 50) / ( 45 + 5)= 9,5mg/L ODmistura = (Qrio x ODrio + Qcórrego x ODcórrego) / ( Qrio + Qcórrego) ODmistura = (45 x 6,5 + 5 x 2) / ( 45+5)=6,05mg/L Tmistura = (Qrio x Trio + Qcórrego x Tcórrego) / (Qrio + Qcórrego) Tmistura = (45 x 20 + 5 x 26) / (45 + 5)=20,6ºC



5-6

5.6 Mistura de diversas águas com pH Vamos seguir o exemplo dado por Piveli e Kato, 2006. Exemplo 5.3

Seja uma cidade que tem uma Estação de Tratamento de Água que produz vazão de 20 L/s e o pH da água pH=8,0. Existe ainda um poço tubular profundo com vazão de 5 L/s e pH=9,0 e uma fonte de água que é clorada e tem vazão de 5 L/s e pH=6,0. Achar o pH da mistura? Lembremos que o pH= - log (H+) e que (H+)= 10 –pH

(H+)mistura = ( Qeta x (H+)eta + Qpoço x (H+)poço + Qfonte x (H+)fonte / ( Qeta + Qpoço+Qfonte) (H+)mistura = ( 20 x 10-8 + 5 x 10-9+ 5 x 10-6 / ( 20+5+5) = 0,1735 x 10-6 (pH)mistura= - log(0,1735 x 10-6)= 6,76 5.7 Vazão Q7,10

A vazão Q usada é a conhecida vazão ecológica também chamada de Q7,10 com sete dias consecutivas e período de retorno de 10anos.

A vazão Q7,10 é usada como a vazão mínima nos projetos de avaliação das cargas poluidoras. 5.8 Oxigênio dissolvido O oxigênio dissolvido (OD) é encontrado em bolhas microscópicas de oxigênio que ficam misturadas na água e que ficam entre as moléculas. É um importante indicador para ver a existência da vida aquática. O oxigênio entra na água por absorção diretamente da atmosfera ou pelas plantas aquáticas e pela fotossíntese das algas. O oxigênio é removido da água pela respiração e decomposição da matéria orgânica e medido em mg/L. A maioria dos peixes não sobrevive quando a quantidade de OD< 3mg/L. Para a criação de peixes o ideal é OD entre 7mg/L a 9mg/L. 5.9 Vazão de esgotos Conforme Sperling, 1996 a vazão de esgotos considerada em estudos de autodepuração é usualmente a vazão média, sem coeficientes para a hora e o dia de menor consumo. A vazão de esgotos é obtida através dos procedimentos convencionais, utilizando-se dados de população, contribuição per capita, infiltração, contribuição específica (no caso de despejos industriais) etc. 5.10 Oxigênio dissolvido no rio, a montante do lançamento O teor de oxigênio dissolvido em um curso d'água, a montante do lançamento dos despejos, é um produto das atividades na bacia hidrográfica a montante. Caso não seja possível coletar amostras de água neste ponto, pode-se estimar a concentração de OD em função do grau de poluição aproximado do curso d'água. Se este apresentar poucos indícios de poluição, OD pode ser adotado, por segurança, como 80 a 90% do valor de saturação de oxigênio conforme Sperling, 1996. Metcalf & Eddy adotam 90% do valor da saturação. Caso o curso d'água já se apresente bem poluído a montante, justifica-se uma campanha de amostragem, ou mesmo que os estudos de autodepuração se estendam para montante, de forma a incluir os principais focos poluidores. Em tal situação, o valor de OD será bem inferior ao teor de saturação. 5.10 Oxigênio dissolvido no esgoto Conforme Sperling, 1996 nos esgotos, os teores de oxigênio dissolvido são normalmente nulos ou próximos a zero. Isto se deve à grande quantidade de matéria orgânica presente, implicando em um elevado consumo de oxigênio pelos microrganismos decompositores. Assim, adota-se usualmente, nos cálculos de autodepuração, o OD do esgoto bruto como zero. Caso o esgoto seja tratado, as seguintes considerações podem ser efetuadas: - Tratamento primário. Efluentes de tratamento primário podem ser admitidos como tendo OD igual a zero. - Tratamento anaeróbio. Efluentes de processos anaeróbios de tratamento possuem também um OD igual

a zero. - Lodos ativados e filtros biológicos. Efluentes desses sistemas sofrem uma certa aeração nos vertedores

de saída dos decantadores secundários, podendo o OD subir a 2 mg/l ou mais. Se o emissário de lançamento final for longo, este oxigênio poderá vir a ser consumido, face à DBO remanescente do tratamento.

- Lagoas facultativas. Efluentes de lagoas facultativas podem apresentar teores médios de OD elevados, em torno de 5 a 6 mg/l face à produção de oxigênio puro pelas algas.



5-7

Dica: quando não temos dados podemos adotar para o rio 80% a 90% da saturação de oxigênio dissolvido.

Dica: quando não se tem dados podemos supor que DO= 1mg/L no runoff. 5.11 DBO

5 do esgoto

A concentração da DBO5 dos esgotos domésticos brutos tem um valor médio da ordem de 250-350 mg/l

(mg/l= g/m3). Pode-se estimar também a DBO dos esgotos domésticos através da divisão entre a carga de DBO (kgDBO/d) e a vazão de esgotos (m3/d). Dica: caso não tenhamos dados sobre DBO podemos adotar DBO entre 1,5mg/L a 3,0mg/L em rios.

Para o caso de runoff 3mg/L. Demanda total diária e por habitante Conforme Dacach, 1984 a transformação para se obter oxigênio:



5-8

Dt= V x DBO Sendo: V= volume de produção diário de esgoto (m3/dia) DBO= demanda (mg/L=g/m3) Dt= demanda diária de oxigênio (g)

Dh= Dt / P Sendo: Dh=demanda de oxigênio por habitante (g) P= população habitantes Exemplo 5.4 Seja uma cidade com P=50 mil habitantes e DBO de 300mg/L. Calcular a produção diária de oxigênio consumido pela DBO se o volume V= 10.000m3/dia Dt= V x DBO 300mg/L= 300 g/m3 Dt= 10.000 m3/dia x 300mg/L= 3.000.000g/dia Dh= Dt / P Dh= 3.000.000g/dia / 50.000hab= 60g/habitante por dia A norma da ABNT NB 570/1990 para projeto de Estações de Tratamento de Esgotos Sanitários admite 54g/hab x dia de DBO para projetos quando não se tem dados. População equivalente Ainda segundo Dacach, 1084 a população equivalente pode ser definida como:

Pe= Di / Dh Sendo: Pe= população equivalente ao esgoto de uma indústria, por exemplo (hab) Di= demanda diária (g) Dh= demanda de oxigênio devido a DBO adotada como mínimo como por exemplo 54g/hab x dia. Exemplo 5.5 Calcular a população equivalente a uma indústria cuja demanda diária seja de 140.000g de oxigênio. Admitir Dh= 54 g/hab x dia Pe= Di / Dh Pe= 140000 / 54 = 2593hab. Caso haja despejos industriais significativos, estes devem ser incluídos no cálculo, principalmente aqueles oriundos de indústrias com elevada carga orgânica no efluente, como as do ramo alimentício. Tais valores podem ser obtidos por meio de amostragem ou através de dados de literatura. A Tabela (5.3) apresenta faixas típicas de remoção da DBO de diversos sistemas de tratamento de esgotos predominantemente domésticos.

Tabela 5.3- Eficiências típicas de diversos sistemas na remoção da DBO Sistema de tratamento Eficiência na remoção de DBO (%)

Tratamento primário 35 – 40 Lagoa facultativa Lagoa anaeróbia-lagoa facultativa Lagoa aerada facultativa Lagoa aerada de mistura completa-lagoa de decantação

70 – 85 70 – 90 70 – 90 70 – 90

Lodos ativados convencional Aeração prolongada

85 – 93 93 – 98

Filtro biológico (baixa carga) Filtro biológico (alta carga) Biodisco

85 – 93 80 – 90 85 – 93

Reator anaeróbio de manta de lodo Fossa séptica-filtro anaeróbio

60 – 80 70 – 90

Infiltração lenta no solo Infiltração rápida no solo Infiltração subsuperficial no solo Escoamento superficial no solo

94 – 99 86 – 98 90 – 98 85 – 95



5-9

5.12 DBO5 no rio, a montante do lançamento A DBO5 no rio, a montante do lançamento, é função dos despejos lançados ao longo do percurso até o ponto em questão. São aqui também válidas as considerações sobre campanhas de amostragem e a inclusão dos focos poluidores de montante conforme Sperling, 1996. Klein,1962 in Sperling propõe a classificação apresentada na Tabela (5.4) na ausência de dados específicos.

Tabela 5.4- Valores de DBO5 em função das características do curso d'água Condição do rio DBO5 do rio (mg/l) Bastante limpo

Limpo Razoavelmente limpo

Duvidoso Ruim

1 2 3 5

>10 Na Tabela (5.5) apresentamos análise dos efluentes de duas lagoas de São José dos Campos, sendo uma anaeróbia e outra aeróbica. Apesar da boa redução de DBO, o efluente em DBO ainda tem 68,7mg/L o que é bastante alto. Tabela 5.5- Efluentes das lagoas anaerobia e aerobia de São José dos Campos de 1963 Determinações Valores médios do efluente tratato Temperatura ambiente 24,9 º C Temperatura da água 15,0 º C Cor 138 Turbidez 121 Oxigênio Dissolvido (OD) 3,87 mg/L DBO normal 68,7 mg/L DBO filtrada 41,4 mg/L pH 7,56 Alcalinidade total 135,4 mg/L Nitrogenio amoniacal 13,58mg/L Nitrogenio orgânico 0,82mg/L Nitratos 0,085mg/L Nitritos 0,0070mg/L Cloretos 45,60mg/L NMP coliformes 924 x 103 /100mL Sólidos totais 402 mg/L Sólidos solúveis 284 mg/L Sólidos suspensos 113mg/L Sólidos sedimentáveis 8 ml/L Sólidos voláteis totais 261mg/L Sólidos suspensos voláteis 127mg/L Sólidos solúveis voláteis 133mg/L Fonte: Benoit, 1964 5.13 Legislação

As recomendações mais recentes brasileiras estão na Resolução Conama nº 357 /2005 que classifica os rios em classes estabelecendo limites mínimos e máximos. Nestas condições têm-se os seguintes padrões a serem satisfeitos: • Padrão de lançamento (padrão de emissão, ou seja, a qualidade que os esgotos devem possuir ao serem

lançados no corpo receptor) • Padrão do corpo receptor (qualidade da água a ser mantida no corpo receptor, em função de sua classe)



5-10

Para os parâmetros analisados no presente estudo, tem-se: Padrão do corpo d’água (Classe 3): • concentração de DBO ≤ 10 mg/l • concentração de OD ≥ 4 mg/l

Vamos nos referir ao rio Baquirivú-Guaçu existente em Guarulhos município de São Paulo para efeito de aplicação dos conceitos das leis federais e estaduais.

5.14 Diferenças entre DBO e CDBO

A DBO é basicamente a quantidade de oxigênio dissolvido necessária pelas bactérias durante a estabilização da decomposição da matéria orgânica em condições aeróbicas conforme Dezuane, 1997.

A DBO é tipicamente dividida em duas partes: demanda por oxigênio devido aos carbonáceos CBDO e outra demanda por oxigênio devido a nitrogênio NDBO

O CDBO (Demanda bioquímica de oxigênio devido ao carbonáceo) é o resultado da quebra de moléculas orgânicas como a celulose e açúcar em dióxido de carbono e água.

A demanda de oxigênio devido ao nitrogênio NDBO é o resultado da quebra de proteínas. Proteínas contem açúcar ligado ao nitrogênio. Depois que é quebrada a molécula de nitrogênio forma-se usualmente a amônia que rapidamente é convertida em nitrato no meio ambiente.

DBO = CDBO + NDBO Se medirmos a DBO e CDBO podemos achar NDBO= DBO-CDBO A conversão da amônia em nitrato requer quatro vezes mais oxigênio do que a conversão da mesma

quantidade de açúcar para formar o dióxido de carbono e água. Como temos a DBO5 temos também a CDBO5dias para a demanda carbonácea de oxigênio. O CDBO é usado em estudos de analise da qualidade de água em rios. A DBO é um pouco maior que a CDBO e geralmente é medido nas águas de esgotos lançados nos

cursos de água.

Grau de Tratamento Requerido Para a disposição superficial do esgoto tratado no rio Baquirivu-Guaçu, a qualidade do efluente não

deve modificar a classificação do curso de água. De acordo com o Decreto do Estado de São Paulo n.º 10.755/77, o rio Baquirivu-Guaçu está

enquadrado como corpo de água pertencente à Classe 3, ou seja, águas destinadas ao abastecimento doméstico após tratamento convencional, à preservação de peixes em geral e de outros elementos da fauna e da flora e dessedentação de animais e por isso requer tratamento a nível secundário.

Por meio do Decreto do Estado de São Paulo nº 8.468/76, nas águas de Classe 3 não poderão ser lançados efluentes, mesmo tratados, que prejudiquem sua qualidade pela alteração dos seguintes parâmetros ou valores:

I - Virtualmente ausentes: - materiais flutuantes, inclusive espumas não naturais; - substâncias solúveis em n-hexana;

substâncias que comuniquem gosto ou odor; II - Demanda Bioquímica de Oxigênio (DBO) em 5 dias, a 20ºC em qualquer amostra, até 10mg/l; III - Número Mais Provável (NMP) de coliforme até 20.000, sendo 4.000 o limite para os de origem

fecal, em 100 ml, para 80% de pelo menos 5 amostras colhidas, num período de até 5 semanas consecutivas;

IV - Oxigênio Dissolvido (OD), em qualquer amostra, não inferior a 4 mg/l. A seção II – Dos Padrões de Emissão, Artigo 18, determina que os efluentes de qualquer fonte

poluidora não poderão conferir ao corpo receptor características em desacordo com o enquadramento do mesmo, na Classificação das Águas, e somente poderão ser lançados, direta ou indiretamente, nas coleções de água desde que obedeçam as condições estabelecidas por índices máximos de vários parâmetros, dos quais se destaca para o presente caso a DBO: -DBO5 dias, 20ºC no máximo de 60 mg/l. Este limite somente poderá ser ultrapassado no caso de efluentes de sistema de tratamento de águas residuárias que reduza a carga poluidora em termos de DBO 5 dias, 20ºC do despejo, em no mínimo 80%. A Resolução Conama 357/05 é mais recente e mais restritiva e deverá ser obedecida verificando-se que em rios de Classe 3 o oxigênio dissolvido deverá sempre ser ≥ 4mg/L e que a DBO deverá ser ≤10mg/L.



5-11

Tabela 5.6- Resolução Conama 357/2005 aplicado a rios e lagos

Classe do rio OD (mg/L)

DBO (mg/L)

Clorofila-a μg/L

1 ≥ 6 ≤ 3 <10 2

≥ 5

≤ 5

<0,030 ambientes lênticos <0,050 outros

3 ≥ 4 ≤10 4 ≥ 2 Não citado

Fonte: adaptado da Resolução Conama 357/05 5.14 Temperatura

Geralmente os estudos são feitos para três temperaturas conforme Azevedo Neto, 1966 e Tabela (5.7).

Tabela 5.7- Temperaturas de estudos

Faixa para estudo Temperatura Azevedo Neto, 1966

Plínio Tomaz 2007

Condições extremas de verão 25º C 32º C Condicões extremas de inverno 15º C 13º C

Condições médias 20º C 20º C 5.15 Teoria

A equação básica para o balanço de oxigênio em um curso de água baseda nos estudos de Thomann e Muller, 1989 que foi obtida através da equação de Streeter-Phelps feita em 1925. Os primeiros estudos sobre oxigênio dissolvido começaram na Inglaterra em 1870 e nos Estados Unidos em 1912. Dois grandes pesquisadores são Thomann em 1963 e Muller em 1984. Em 1987 Thomann e Muller lançaram o livro Principles of surface water quality modeling and control que é um State of Art do assunto.

D= Do x e –K2 x t + +{ [K1 / (K2-K1)] x (e –K1 x t – e –K2 x t) }x Lo +

+{ [KN / (K2-KN)] x (e –KN x t – e –K2 x t) }x LoN - - (1 – e –K2 x t) x ( pa- R – Ks/H)/K2

Sendo: D=déficit de oxigênio (mg/L) = Cs – C Cs= concentraçao de oxigênio de saturação na água numa determinada altitude e numa determinada temperatura (mg/L) C= concentração numa determinada temperatura (mg/L) e= número e= 2,718... K2= coeficiente de aeração( /dia) K1= coeficiente de consumo de oxigênio (oxidação) pela DBO (/dia) KN= coeficiente de consumo de oxigênio pelo nitrogênio (/dia) Ks= coeficiente de consumo de oxigênio pelo lodo depositado no fundo de rio ou lago (/dia) H= profundidade média do rio (m) pa= oxigênio devido a fotossíntese das algas (mg O2/L /dia) R= consumo de oxigênio pelas algas (/dia) Lo= valor inicial da DBO (mg/L) LoN= valor inicial de oxigênio consumido devido ao nitrato numa temperatura determinada t= tempo decorrido em dias

Com esta equação poderemos montar um planilha eletrônica tipo Excel onde obteremos o valor máximo do déficit de oxigênio que estará a uma certa distância = velocidade média x tempo em dias.

A clássica equação de Streeter-Phelps, bastante conhecida fica:

D= Do x e –K2 x t + { [K1 / (K2-K1)] x (e –K1 x t – e –K2 x t) }x Lo

A representação gráfica da mesma está na Figura (5.4) onde podemos ver o máximo déficit de oxigênio Dc quando somente usamos duas variáveis: DBO e aeração.



5-12

Figura 5.4- Representação gráfica da Equação de Streeter-Phelps. Fonte: Leme, 1977 Os valores obtidos conforme Metcalf e Eddy, 1993 são:

tc= (1 / (K2 – K1)) x ln ((K2/K1) x (1-Do x (K2-K1)/(K1 x Lo))

Sendo: tc= tempo onde ocorre o máximo déficit de oxigênio, ou seja, o déficit crítico de oxigênio Dc (dia) K2= coeficiente de aeração( /dia) K1= coeficiente de consumo de oxigênio (oxidação) pela DBO (/dia) Do=é o déficit de oxigênio no início (mg/L) Ln= logaritimo neperiano Lo= valor inicial da DB0 (mg/L). É a DBO antes da contagem dos 5 dias. Após 5 dias teremos a DBO5.

O valor máximo de Dc será: Dc= (K1/K2) x Lo x e –K1 x tc

Sendo: Dc= déficit crítico de oxigênio (mg/L). É o maior déficit que ocorre no tempo tc em dias. Lo= valor inicial da DB0 (mg/L). É a DBO antes da contagem dos 5 dias. Após 5 dias teremos a DBO5. K2= coeficiente de aeração( /dia) K1= coeficiente de consumo de oxigênio (oxidação) pela DBO (/dia) tc= tempo crítico (dias)



5-13

Figura 5.5- Curva do déficit de oxigênio Fonte: Urias et al, 2006

Exemplo 5.6 Calcular o oxigênio dissolvido a 20ºC em um rio que tem DBO=Lo=10,9mg/L DO=7,6mg/L. O coeficiente de desoxigenação da DBO K1=0,2/dia; O rio tem profundidade média de 3,0m e velocidade média de 0,3m/s. O oxigênio de saturação do local é 9,1mg/L.

Vamos usar o metodo de Streeter-Phelps Do= 9,1 – 7,6= 1,5mg/L A constante de rearação K2 pode ser obtida de:

K2= 3,9 x v 0,5 / H 1,5 K2= 3,9 x 0,3 0,5 / 3,0 1,5= 0,41/dia

tc= (1 / (K2 – K1)) x ln ((K2/K1) x (1-Do x (K2-K1)/(K1 x Lo)) tc= (1 / (0,41 –0,2)) x ln ((0,41/0,2) x (1-1,5 x (0,41-0,2)/(0,2 x 10,9)) = 2,67dias

Dc= (K1/K2) x Lo x e –K1 x tc Dc= (0,2/0,41) x 10,9 x e –0,2 x 2,67= 3,1mg/L

Portanto em 2,67dias o déficit de oxigênio no rio será o maio possível, isto é, 3,1mg/L. 5.16 Coeficiente de oxidação K1 da DBO

O coeficiente de oxidação ou desoxigenação denominado K1 varia de 0,1/dia a 4,0/dia sendo um valor típico K1=0,2/dia.

Pode ser obtido de equações empíricas citado por Huber, 1993 in Maidment: K1= 1,89 / Q 0,49

Sendo: Q= vazão do rio (m3/s)= Q7,10

A vazão Q usada é a conhecida vazão ecológica também chamada de Q7,10 com sete dias consecutivas e período de retorno de 10anos.

A Tabela (5.8) apresenta alguns valores de K1 na base “e”. Esclarecemos o porque da base “e” pois usou-se há tempos a base 10 dos logaritmos na teoria geral do déficit de oxigênio dissolvido.

Quando os esgotos forem mais depurados, então menores serão os coeficientes K1. Pela experiência foi provado que quando o lançamento de esgotos for mais poluentes, maior é a oxidação e portanto maior deve ser o K1 adotado.

O K1 geralmente é na base “e” mas caso tenhamos K1 na base 10 e queremos passar para a base “e” basta multiplicar por 2,303.

K1 base e= K1 base 10 x 2,303



5-14

Tabela 5.8- Valores de K1

Tipo de tratamento K1 na base e Tratamento secundário 0,3 a 1,5 Tratamento melhor que secundário 0,3 a 0,5 Tratamento instável com sedimentos no fundo 0,2 a 0,4

Fonte: Brown, 1995 Exemplo 5.7 Calcular o coeficiente K1 de oxidação da DBO para um rio com vazão Q7,10= 8,49m3/s.

K1= 1,89 / Q 0,49 K1= 1,89 / 8,49 0,49 =0,66/dia

Thomann e Mueller apresentaram a seguinte relação que adaptada para unidades SI ficam: K1= 0,44 / H 0,434 quando 0 < H <2,4m

K1= 0,30 para H> 2,40m Exemplo 5.8 Calcular o coeficiente K1 de oxidação da DBO para rio com profundidade de 2,0m.

K1= 0,44 / H 0,434 quando 0 < H <2,4m K1= 0,44 / 2 0,434 =0,33

5.17 Coeficiente de correção θ O coeficiente K1 é sempre referido a temperatura de 20º C. Caso a temperatura seja diferente de 20ºC o novo valor de K1 passa a ser calculado da seguinte

maneira: K1= K1 x θ (temperatura–20)

Os valores de θ variam de autor para autor conforme se podem ver na Tabela (5.9). Tabela 5.9- Valores dos coeficiente θ usuais na base “e” com as referências

Processo Coeficiente Valor de θ Referência Oxidação do DBO K1 1,047 Camp Rearação de DO K2 1,024 Camp Oxidação devido ao nitrogênio NOD (nitrogenous oxygen demand)

KN

1,085 (1,026 a 1,1)

Bowie et al

Decaimento de bactérias patogênicas e virus

KB 1,07 (1,035 a 1,05) Mancini

Oxigênio consumido pelo lodo Ks 1,065 Thomann e Mueller Respiração R R20 1,08 Thomann e Mueller Fotossíntese pa20 1,066 Thomann e Mueller

Fonte: adaptado de Huber, 1993

A correção da temperatura no coeficiente K1 também é aplicada para os coeficientes K2, KN, KB, Ks e valores R20 da respiração e pa20 da fotossíntese conforme Tabela (5.8).

K1= K1 x θ (temperatura–20)

K2= K2 x θ (temperatura–20)

KN= KN x θ (temperatura–20)

R= R20 x θ (temperatura–20)

pa= pa20 x θ (temperatura–20)

Coli= Coli20 x θ (temperatura–20)

Ks= Ks x θ (temperatura–20)

5.18 Oxigênio consumido pelo nitrogênio (NOD) A química do nitrogênio é complexa pois o nitrogênio se apresenta de 10maneiras, sendo que para o

sistema aquático somente interessa 4 conforme Sawyer, et al 1994. As fezes de animais, as plantas mortas produzem amônia. Proteínas (nitrogênio orgânico) + Bactérias -> NH3 A amônia com ações de bactérias denominadas nitrosomonas se transformam em nitrito e em

presença de bactérias denominadas nitrobactérias se transformam em nitrato. O nitrato não deve ser maior que 10mg/L nas águas de abastecimento público de água potável, pois

causa doença a metahemoglonemia infantil que é letal para crianças, pois o nitrato é reduzido a nitrito na corrente sanguínea, competindo com o oxigênio livre, tornando o sangue azul conforme Piveli e Kato, 2005.



5-15

Nitrogênio Amoniacal (NH3)

A amônia na forma livre NH3, isto é, a amônia não ionizada é tóxica aos peixes e na forma ionizada NH4 não é tóxica. A amônia livre em concentrações maiores que 0,2mg/L causam fatalidades a varias espécies de peixes conforme Sawyer et al 1994.

Nos Estados Unidos não é permitido mais que 0,02mg/L de amônia livre mas águas dos rios. De maneira geral para pH das águas de rio menores que 8, a concentração de amônia é menor que 1mg/L. Nitrogênio Kjeldahn (NTK)

É o nitrogênio orgânico com o nitrogênio em forma de amônia. O NTK é a forma predominante do nitrogênio nos esgotos domésticos brutos; daí a sua importância como parâmetro químico na qualidade das águas. A média do nitrogênio Kjeldhal é 1,67mg/L. Nitrato (NO3)

O nitrogênio em forma de amônia se transforma com o tempo, dependendo das condições físicas e químicas do meio aquático em nitrito e, posteriormente em nitrato.

A presença do nitrogênio na forma de nitrato no corpo d’água é um indicador de poluição antiga relacionada ao final do período de nitrificação ou pode caracterizar o efluente de uma estação de tratamento de esgotos sanitários a nível terciário, onde o processo de nitrificação é induzido e controlado, com o objetivo da redução de nutrientes.

O nitrato (mg/L) pode sofrer o processo de desnitrificação sendo reduzido a nitrogênio gasoso. O nitrito e o nitrato têm em média 0,837mg/L. Na conversão de nitrogênio para NO3 e para NO2 consome oxigênio que é conhecido como NOD

(nitrogenuos oxygen demand). O valor de NOD conforme Huber, 1993 é:

LoN=NOD= 4,57 x TKN + 1,14 x NO2 Sendo: LoN=NOD= nitrogenus oxygen demand (mg/L) a 20º C

NTK= Kjeldahn (NTK). O NTK é a soma do NH3+ os nitrogênios orgânicos (mg/L)

NO2= nitrito (mg/L) Os valores de KN variam de 0,2/dia a 0,6/dia, mas podem variar também de 0,02/dia a 6,0/dia

conforme Huber, 1993. Ver Tabela (5.9) onde temos alguns coeficientes KN. O esgoto doméstico contém de 15mg/L a 30mg/L de nitrogênio total sendo 60% nitrogênio amoniacal

e 40% nitrogênio orgânico. Nota: Thomann e Muller, 1987 usam:

LoN=NOD= 4,57 x (No+Na) Sendo: No=concentração de nitrogênio orgânico Na= concentração de amônia Para a média municipal de entrada de esgotos o NOD é de 220 mg/Lm No=20mg/L de nitrogênio orgânico e Na=28 mg/L de NH3.

LoN=NOD= 4,57 x (No+Na) LoN=NOD= 4,57 x (20+28)=220 mg/L

Conforme Thomann e Muller, 1987 temos: O runoff produz Na=0,6mg/L e No=1,7mg/L No Uruguai Na=20mg/L e No=18mg/L New York temos: Na=6,4mg/L e No=6,3 mg/L Los Angeles: Na= 8,3mg/L e No= 6,7mg/L

Dica: Quando não se tem dados, adotar em climas quentes 1,5mg/L de NH3 e 0,5mg/L em climas frios. Dica: Quando não se tem dados adotar em rios adotar NOD (demanda de oxigênio devido ao nitrogênio) entre 0,5mg/L a 1,5mg/L Dica: em runoff adotar NH3=0

Abaixo de 10ºC a influência do nitrogênio é inibida. Quando OD<2mg/L a nitrificação é inibida também.



5-16

O resultado da nitrificação é o nitrato, que causa sérias doenças em crianças conforme Chafra in Mays, 1996. Conforme Thomann e Muller, 1987 a presença da amônia em águas naturais se deve a descargas de esgotos ou a decomposição de matéria orgânica de varias formas. 5.19 Toxidez da amônia

A amônia existe em duas formas naturais: o íon de amônia NH4+ e a amônia gás NH3. O íon de

amônia NH4+ não causa nenhum problema, entretanto a amônia não ionizada em forma de gás NH3 é tóxica a

peixes. Conforme Thomann e Muller, 1987 a amônia é oxidada sob condições aeróbicas e se transforma em

nitrito pela ação das bactérias do genus Nitrosomonas. A equação de equilíbrio é: NH4

+ + 1,5O2 ---> NO2 + 2H+ + H20 A reação requer 3,43g de oxigênio para 1g de nitrogênio oxidado a nitrito. O nitrito então é oxidado para nitrato pela bactéria do genus Nitrobacter da seguinte maneira:

NO2- + 0,5 O2 NO3

- Esta reação requer 1,14g de oxigênio para 1 g de nitrito para oxidar para nitrato.

O total de oxigênio utilizado para a inteira nitrificação é 4,57g de oxigênio por grama de amônia oxidada para nitrato.

Quando o pH aumenta a reação tende para o lado direito e conseqüentemente um alto nível de pH da água resulta num nível alto de amônia não ionizada conforme Figura (5.6).

Figura 5.6- Porcentagem de amônia não ionizada em porcentagem Fonte: Usepa, 1985

Resumindo, o problema do nitrogênio em um rio ou córrego tem varias facetas. Primeiramente causa

a depleção do oxigênio através da nitrificação. Isto causa um produto não esperado (byproduct) chamado nitrato que é um poluente conforme Chafra in Mays, 1996. Depois forma um íon não ionizado que é tóxico a organismos aquáticos. Finalmente a amônia e o nitrato são nutrientes essenciais para a fotossíntese, que estimulará o crescimento de plantas aquáticas.



5-17

Exemplo 5.9 Calcular o valor de LoN para um esgoto bruto de São José dos Campos de 13 de dezembro de 1960 quando a metade da cidade teve o seu esgoto tratado com duas lagoas em série que constituíam o método Australiano elaborado pelo engenheiro civil Benoit Almeida Victoretti conforme sua tese de doutoramento de 1964. Temperatura = 22,1ºC DBO= 338 mg/L pH= 6,6 Alcalinidade total= 124,60mg/L Nitrogênio amoniacal= 18,90mg/L Nitrogênio orgânico= 1,98mg/L Nitritos= 0,25mg/L Nitratos= 0,11mg/L Cloretos= 46,60mg/L Sólidos sedimentáveis= 157,70 ml/L Sólidos suspensos= 318,30mg/L Sólidos totais= 641,50mg/L Coliformes totais= 83 x 106 NMP/ 100mL NTK= 18,90+1,98=20,88 mg/L

LoN=NOD= 4,57 x TKN + 1,14 x NO2

LoN=NOD= 4,57 x20,88 + 1,14x 0,25 =95,71mg/L de O2

Caso KN=0,4 o valor a ser usado na fórmula geral será igual:

LoN =KN x LoN= 0,4 x 95,71= 38,28 Exemplo 5.9B Com os mesmos dados do Exemplo (5.9) calcular usando a equação de Thomann e Muller, 1987:

LoN=NOD= 4,57 x (No+Na)

No= 1,98 mg/L

Na=18,90 mg/L LoN=NOD= 4,57 x (No+Na) LoN=NOD= 4,57 x (1,58+18,90)= 95,2 mg/L de O2

Tabela 5.10- Valores de KN conforme o curso de água Tipo de curso de água KN a 20ºC na base “e” 20º C Rios fundos 0,1 a 0,3 Rio raso com algumas pedras no fundo 0,3 a 0,5 Rio raso com fundo rochoso 0,6 a 0,8 Rios com sedimento no fundo 0,0 a 0,02 Para corpos de água grandes e fundos (Thomann e Muller, 1987)

0,1 a 0,5

Para rios pequenos (Thomann e Muller, 1987) 1/dia Nota: entre 5ºC e 10ºC (Thomann e Muller, 1987) 0

Um valor típico de KN=0,3/dia a 20º C.

KN= KN x θ (temperatura–20)

KN= KN x 1,08 (temperatura–20) Thomann e Muller,1987



5-18

Devemos observar que para o consumo de nitrogênio a entrada dos valores na fórmula geral entra de uma maneira diferente da respiração R e fotossíntese p. D= Do x e –K2 x t + + { [K1 / (K2-K1)] x (e –K1 x t – e –K2 x t) }x Lo +{ [Kn / (K2-Kn)] x (e –Knx t – e –K2 x t) }x LoN - (1 – e –K2 x t) x ( p- R – Ks/H)/K2

As transformações do nitrogênio são: NH3 Transforma-se em amônia ionizada NH4 + NH4 + a amônia ionizada com bactérias nitrosomonas transforma-se em nitrito NO2

-

NO2 - o nitrito com as nitrobactérias transforma-se em nitrato NO3 –

A Figura (5.7) mostra as transformações ocorridas com o nitrogênio.

Figura 5.7- Transformações do nitrogênio Fonte: Stream corridor processes characteristics and functions



5-19

5.19 Respiração

Da mesma maneira que a fotossíntese a respiração é devido ao fitoplâncton clorofila “a” R= aop x μr x P

Sendo: R= respiração pelo fitoplâncton (mg/L x dia). Exemplo: R=0,25 mg O2/ L x dia. aop= razão em mg de DO/ μg de clorofila a . Varia de 0,1 a 0,3. μr= taxa de respiração do fitoplâncton que varia de 0,05/dia a 0,25/dia, sendo usual a taxas de 0,1/dia usada no programa STREADO. P= fitoplâncton clorofila-a em μg/L

Conforme Thomann e Muller, 1987 temos: R= aop x μr x P

aop=0,25mg/L μr=0,1/dia R= 0,25x0,1=0,025 x P

Exemplo 5.10 μr= 0,1 /dia aop= 0,25 razão em mg de DO / μg de clorofila-a que varia de 0,1 a 0,3. Vamos adotar aop=0,25 que é a taxa de luz que produz demanda de oxigênio saturado. P= clorofila-a em μg/L= 10 μg/L

R= aop x μr x P R= 0,25 x 0,1 x 10=0,025x 10= 0,25 mg O2/ L x dia

A USEPA, 1985 recomenda para a respiração a equação: R (mg/L/dia)= 0,024 x (clorofila a) (μg/L)

Geralmente os valores da clorofila-a na faixa de 0,0 a 0,017mg/L obtendo dados de respiração R que varia de 0 a 0,408mg/L/dia. Exemplo 5.11 Dado o valor da clorofila-a de 10 μg/L achar a RESPIRAÇÃO.

R (mg/L/dia)= 0,024 x (clorofila-a) (μg/L) R (mg/L/dia)= 0,024 x 10=0,24 mg O2/ L x dia

5.20 Fotossíntese

Através do site http://www.ufrrj.br/institutos/it/de/acidentes/fito.htm expomos uma explicação sobre o que é a clorofila-a.

Costuma-se utilizar a concentração de clorofila (em ug/l) para expressar a biomassa fitoplanctônica. Assim, o estudo do fitoplâncton e da biomassa (Clorofila-a), associado aos parâmetros físicos e químicos, pode detectar possíveis alterações na qualidade das águas, bem como avaliar tendências ao longo do tempo, que se reflitam em modificações no habitat ou no comportamento dos organismos aquáticos. Além disso, a análise dos níveis de clorofila pode estabelecer uma correlação entre a ocorrência das espécies e a biomassa e, desta forma, buscar indicadores biológicos da qualidade de água.

As algas (e outras partículas em suspensão) contidas numa amostra de água e retidas em papel de filtro, serão analisadas em laboratório para a obtenção da concentração da Clorofila-a. Um dos métodos, consiste na extração, durante 12 horas, com acetona a 90%, dos pigmentos existentes no resíduo da filtração da amostra de água. Após esse tempo, a solução é centrifugada e o líquido obtido tem sua absorvância determinada, nos comprimentos de onda específicos (Aminot e Chaussepied, 1983).



5-20

Figura 5.8- Mostra coleta de amostra usando garrafa tipo Van Dorn

As amostras de superfície são coletadas diretamente nos frascos conforme Figura (5.8) e as amostras de profundidade, são obtidas com auxílio da garrafa tipo Van Dorn de 2 litros.

A concentração de clorofila-a na água está diretamente relacionada com a quantidade de algas presentes no manancial. A concentração excessiva de algas confere aos lagos a aparência indesejável de "sopa de ervilha". As características da qualidade da água determinam que espécies de algas estão presentes.

Lagos com elevados níveis de nutrientes, tendem a suportar um maior número de algas do que aquelas com baixo nível desses elementos. Outros fatores, como: temperatura, profundidade, pH e alcalinidade, também influem nas espécies e no número de algas encontradas nos lagos.

As plantas aquáticas e o fitoplâncton têm um efeito muito grande na concentração do oxigênio dissolvido num corpo de água.

Fotossíntese é o processo em que a energia solar se converte em água e dióxido de carbono e glicose.

A reação da fotossíntese pode ser escrita assim:

6CO2 + 6 H20 C6 H12 O6 + 6O2 A produção do oxigênio é acompanhada da remoção de hidrogênio da água formando peróxido que é

quebrado em água e oxigênio. Existem dez tipos de clorofila, sendo a mais importante a Clorofila-a seguida da feofitina-a conforme

Figuras (5.9) e (5.10). No manancial do Tanque Grande em Guarulhos encontramos 0,97μg/L de clorofila-a e 2,3 μg/L de Feofitina-a.

Conforme Lamparelli, 2004 a relação entre clorofila-a e feofitina-a é 1:1 em rios e 2:1 em reservatórios sendo adotado em seu trabalho a clorofila-a corrida para feofitina-a que foi adotada com indicadora de biomassa fitoplanctônica tanto para reservatórios como para rios.

Figura 5.9-Esquema da Clorofila a. Observar o magnésio Mg

Fonte: Soarez, 2006



5-21

Figura 5.10- Esquema da transformação da Clorofila-a em feofitina-a. Observar a remoção do Mg.

Fonte: Soarez, 2006 Clorofila-a

A clorofila está presente nas folhas das plantas, sendo crucial para a fabricação de glicose através da fotossíntese. A clorofila é produzida pela planta através dos cloroplastos. É a clorofila-a a responsável pela coloração verde das plantas e pela realização da fotossíntese.

A produção de oxigênio ocorre através da remoção do hidrogênio da água, formando peróxido que se quebra na água liberando oxigênio.

A produção de oxigênio é tão grande que a água fica supersaturada chegando até 150% a 200% acima do nível de saturação conforme Huber, 1993. Vamos utilizar o método baseado na clorofila “a”, cuja concentração não muda. Vamos mostrar com um exemplo para facilitar a compreensão do assunto: conforme http://www.epa.gov/reg3wapd/tmdl/MD%20TMDLs/Urieville%20Lake/urievilleDR.pdf

Vamos fazer dois cálculos: Obtenção do OD devido a fotossíntese durante o dia Variação do OD durante o dia



5-22

5.20 Cálculo do oxigênio dissolvido durante o dia. Devido a energia solar, a fotossíntese só ocorre durante o dia.

pa= ps x G (Ia) Sendo pa= oxigênio dissolvido durante o dia (mg O2/ L x dia) ps= produção de luz que produz o oxigênio dissolvido saturado. ps=aop x P aop= 0,25 razão em mg de DO / μg de clorofila-a que varia de 0,1 a 0,3. Vamos adotar aop=0,25 que é a taxa de luz que produz demanda de oxigênio saturado. P= clorofila-a em μg/L= 10 μg/L (admitido: é uma quantidade grande) ps=0,25 x P= 0,25x 10= 2,5 μg/L = 2,5 mg O2/ L x dia G (Ia)= fator de atenuação da luz de acordo com a profundidade e em um dia H= profundidade (m)

G(Ia)= 2,718 x f ( e -α1 - e -αo) / (Ke x H) G(Ia)= 2,718 x 0,6 ( e -0,55 - e -1,42) / (1,04 x 1,87) =0,29 pa= ps x G (Ia)= 2,5 x 0,29= 0,73 mg O2/ L x dia

Sendo: αo= Ia / Is = 500/350=1,42 H= 1,87m = profundidade média (adotado) Ke= 1,04 adotado Ke = 1,7 / Ds sendo Ds= profundidade obtida com o disco de Secchi (m)

α1= αo x e –Ke x z= 1,42 x e - 1,04 x 0,914 = 0,55 Sendo: Ke= coeficiente de extinção da luz (1/m) = 1,04/dia Ia= média da radiação solar durante o dia em Langley/dia=500 Langleys/dia, 1 Langley=grama-caloria/cm2 Nota: Langley/dia (Ly – 1caloria/cm2=2,06 w/m2) Is= luz no qual o fitoplâncton cresce ao máximo em Langley/dia e que varia de 250 a 500 = 350 Langley/dia.

Conforme Branco, 1971 são usados luxímetros ou fotômetros para registrar a intensidade luminosa em unidades langley. f= foto período (fração da duração da luz do dia) =0,6 dia αo= coeficiente α1=coeficiente z= profundidade de atividade da fotossíntese (m) 5.21 Estimativa da variação diurna do oxigênio devido a fotossíntese Conforme http://www.mde.state.md.us/assets/document/TMDL/adkins/adkins_main_final.pdf acessado em 26 de dezembro de 2006: f= 0,6dias T=1dia Ka=K2=0,5/dia pa= 0,73 mg O2/ L x dia

Δc/pa = [( 1- e – Ka x f x T) x ( 1- e –Ka x T x (1- f) )] / [f x Ka x (1 – e –Ka x T)]

Δc/0,73 = [( 1- e – 0,5 x 0,6 x 1dia) x ( 1- e –0,5 x 1 x (1-0,6f) )] / [0,6 x 0,5 x (1 – e –0,5 x 1dia)]

Δc/0,73 = 0,39 Δc = 0,39 x 0,73 = 0,29 mg O2/ L x dia

O valor Δc achado mostra que durante o dia oxigênio dissolvido aumenta ou diminui de 0,29mg Supondo que o oxigênio dissolvido no lago é de 5,95mg/L poderá haver variação de oxigênio de

5,95-0,29=5,66 até 5,95+0,29=6,24mg/L de O2. Thomann e Mueller, 1987 fazem algumas simplificações:

Δc= 0,5 pa quando Ka < 2/dia Ka=K2 Δc= 0,3 pa quando 2/dia ≤ Ka ≤ 10/dia

Como Ka =0,5/dia então: Δc= 0,5 pa



5-23

Δc= 0,5 x 0,73=0,365 mg O2/ L x dia Thomann e Muller, 1987 ainda sugerem que:

pa´= pa x H R´= R x H Sendo: H= profundidade (m) Então os valores de pa´ e R´ terão as unidades: g de O2/ m2 x dia pa´ e R´ tem as unidades mg O2/ L x dia Os valores de pa´ variam de 0,3 a 3g O2/m2 x dia conforme Thomann e Muller, 1987 para áreas de

produção moderada podendo chegar até 10 g O2/m2 x dia para rios onde existe uma biomassa significante. Os níveis de respiração abrangem aproximadamente os mesmos valores. 5.22 Estimativa da quantidade de clorofila a através da quantidade de fósforo em um lago. Fósforo total (PT)

A presença de fósforo na água pode dar-se de diversas formas. A mais importante delas para o metabolismo biológico é o ortofosfato. O fósforo é um nutriente e não traz problemas de ordem sanitária para a água. A concentração elevada de fósforo pode contribuir da mesma forma que o nitrogênio para a proliferação de algas e acelerar, indesejavelmente, em determinadas condições, o processo de eutrofização.

O fósforo total tem média de 337μg/L enquanto que o fósforo solúvel tem média de 100μg/L. Lamparelli, 2004, para rios e lagos concluiu a seguinte relação:

Clorofila-a= 0,081 x (PT) 1,24 Sendo: Clorofila-a em μg/L Fósforo total (PT) em μg/L Exemplo 5.12 Sendo a concentração de fósforo de 50 ug/l

Clorofila-a= 0,081 x (PT) 1,24 Clorofila-a= 0,081 x 50 1,24= 10,4μg/L



5-24

5.21 Demanda de oxigênio devido ao sedimento

A demanda de oxigênio devido ao sedimento ocorre: Sedimentação de esgotos Morte de plantas e queda de folhas devido ao runoff Deposição do fitoplâncton Criação de bactérias com filamentos devido a sólidos orgânicos solúveis

No fundo do rio com profundidade H o depósito de sedimentos pode variar de localização desde

sedimentação baixa como elevada. O oxigênio utilizado pelos sedimentos depende do material orgânico e dos organismos bênticos existentes no local.

D= [Ks / (H x K2)] x ( 1 – e -k2 x t) ou D= (Ks / H) x ( 1 – e -k2 x t)/K2

Sendo: D= déficit de O2 pela demanda bêntica (mg/L) H= profundidade do rio (m) Ks= SB=demanda bentônica (grama de O2 / m2 x dia) conforme Tabela (5.11) K2= coeficiente de reaeração (/dia) t= tempo de trânsito da água do rio (dia) Nota: Ks também é chamado de SB.

O valor de Ks pode ser corrigido conforme a temperatura. Ks= Ks x θ (temperatura–20)

Sendo θ= 1,065. O coeficiente Ks varia de 2g O2/m2 x dia a 10g O2/m2 x dia A USEPA, 1985 apresenta a equação:

Ks (g/m2/dia) =0,15x t +0,12 x Ds Sendo : t= temperatura em (ºC) Ds=profundidade do sedimento (cm) Exemplo 5.13 Dado 1cm de lodo calcular para temperatura de 20ºC o valor de Ks.

Ks (g/m2/dia)= 0,15x t +0,12x Ds Ks (g/m2/dia)= 0,15x 20 +0,12 x 1,0= 3,12 g/m2/dia

Exemplo 5.14 Sendo Ks= 3,12g O2/dia para temperatura de 20ºC calcular Ks para temperatura de 30ºC.

Ks= Ks x θ (temperatura–20)

Ks= 3,12 x 1,065 (30–20)= 3,77g O2/m2 /dia

Tabela 5.11- Demanda bentônica de oxigênio de acordo com a espessura estimada do depósito bêntico conforme vários autores.

Investigadores Depósito bêntico Grama de O2 /m2 x dia Ks ou SB

Fair et al 1,42 cm 1,056 10,2cm 4,656 Oldaker et al Lama de rio 0,912 Baity Lama de esgotos 0,1cm 0,552 4,0cm 5,16 McDonnel e Hall Lama de rios 2cm 3,4 25cm 6,17 Edwards & Rolley Lama de rios 4,8 O’ Connel e Weeks Média achada nol estuário do

Rio Potomac 2.5



5-25

Conforme Branco, 1971 quando a velocidade do rio for menor que 0,2m/s há deposição de matéria orgânica. Quando a velocidade for maior que 0,3m/s a 0,5m/s haverá arrastamento do lodo sedimentado.

Ainda segundo Branco, 1971 até 2cm de espessura do lodo não há aumento substancial de consumo de oxigênio. Futura demanda bêntica

Para previsão da demanda bêntica podemos fazer o seguinte:

Ks futuro= Ks presente x (TSS futuro / TSS presente) Sendo: Ks futuro= demanda bentônica futura (grama de O2 x m2 x dia) Ks presente = demanda bentônica presente (grama de O2 x m2 x dia) TSS futuro = futura carga de sólidos totais em suspensão (mg/L) TSS presente = carga presente de sólidos totais em suspensão (mg/L) 5.22 Coeficiente K2 devido a reaeração

A rearação aumenta com a turbulência, aumento da velocidade e da declividade do rio e decresce com o aumento da profundidade.

Existem fórmulas empíricas para se achar o coeficiente K2 conforme Huber, 1993 K2= 4,55 x V 0,703 / H 1,054

Sendo: K2= coeficiente de reareação a 20º C. Varia de 1/dia a 10/dia V= velocidade média do rio (m/s) H= profundidade média do rio (m) Exemplo 5.15 Seja o rio Delaware com velocidade média V=0,11m/s e profundidade média H=1,7m. Calcular o coeficiente de reaeração K2.

K2= 4,55 x V 0,703 / H 1,054 K2= 4,55 x 0,11 0,703 / 1,7 1,054 K2= 0,55/dia

Lagos

Para o caso de lagos conforme Banks e Herrera in Huber, 1993 apresenta a fórmula empírica: K2= KL / H

Sendo: KL= 0,728x U 0,5 -0,31 x U + 0,0372 x U2

U= velocidade do vento (m/s) a 10m de altura. KL= unidades em m/dia Exemplo 5.16 Seja um lago com velocidade do vento a 10m de altura U=3,0m/s e profundidade do lago H=5,00m. Achar o coeficiente de reaeração K2.

KL= 0,728x U 0,5 -0,31 x U + 0,037 x U2

KL= 0,728x 3,0 0,5 -0,31 x 3,0 + 0,037 x 3,02

KL= 1,26 – 0,93+0,333=0,663m/dia K2= KL / H K2= 0,663 / 5,0 = 0,13/dia



5-26

5.23 Estimativas de K2

Jordão, 2005 apresenta a fórmula empírica conforme coeficientes da Tabela (5.12). K2= c x V n / Hm

Sendo: V= velocidade média do rio (m/s) H= profundidade média do rio (m) Tabela 5.12- Valores c, n, m e autores das fórmulas empíricas de K2 a 20ºC

c n m Autor principal

Velocidade (m/s)

3,73 0,50 1,50 O’ Connor 0,05 a 0,80 e para prof < 0,30m a 0,9m Thomann e Muller, 1987

5,00 0,97 1,67 Churchill 0,80 a 1,50 5,3 0,67 1,85 Owens Para prof. <0,60m

Profundidade varia de 0,60m a 4,00m. Fonte: Jordão, 2005 Exemplo 5.17 Calcular o valor de K2 usando a fórmula de O´Connor, para V=0,11m/s e H=1,7m

K2= c x V n / Hm Consultando a Tabela (5.12) obtemos os valores:

c=3,73 n=0,50 m=1,50 K2= c x V n / Hm K2= 3,73 x V 0,50 / H1,5 K2= 3,73 x 0,11 0,50 / 1,71,5

K2= 0,56/dia O coeficiente K2 segundo O´Connor varia 0,05/dia a 12,2/dia conforme Thomann e Muller, 1987.

Para rios rasos com vazões até 8,5m3/s podemos usar a equação de Tsivoglou: K2= C x U x S

Sendo: K2= coeficiente de reaeração na base ‘e´ a 20ºC; U= velocidade média do rio (m/dia) S= declividade média do rio (m/m) C= coeficiente que depende da faixa de vazão do rio conforme Tabela (5.13)

Tabela 5.13- Coeficientes C de acordo com a faixa de vazão. C=0,37 0 a 0,283m3/s C=0,21 0,283m3/s a 0,71m3/s C=0,18 0,71m3/s a 8,5m3/s

Exemplo 5.18 Para um rio raso com declividade média S=0,000188m/m. vazão Q=8m3/s e velocidade média de 3200m/dia calcular o coeficiente de reaeração K2. C=0,18 devido Q= 8m3/s;

K2= 0,18 x 3200 x 0,000188 = 0,10/dia



5-27

5.23 Decaimento de bactérias, vírus e patogênicos

Vamos exprimir sucintamente os conceitos de Thomann e Muller, 1987. O decaimento de bactérias e patogênicos não influi na redução de oxigênio na água e mostra os

perigos do uso da água a jusante para usos públicos e banhos. O objetivo é a investigação do impacto de bactérias e outros organismos que causam doenças. Existem legislações que estabelecem os limites para coliformes totais, coliformes fecais, Salmonella

etc. Temos duas considerações básicas:

Decaimento de organismos em rios e córregos Decaimento de organismos em lagos e estuários

5.24 Decaimento de organismos em rios e córregos. Para rios e córregos o decaimento de bactérias pode ser assim representado:

N= No . exp ( - KB . t) t= x/U N= No . exp ( - KB . x/U)

Sendo: N= concentração de organismos em número/ 100mL, por exemplo. No= concentração após a mistura em número/ 100mL KB = constante /dia= 2,2 /dia para estimativo de decréscimo de bactérias 12h depois conforme Mancini, 1978 in Thomann e Muller, 1987.

Os valores de KB estão na Tabela (5.14) t= tempo t= x/ U x= comprimento desde a origem U= velocidade da água Valor de KB para outras temperaturas

KB= KB 20ºC x 1,07 (T-20)

Tabela 5.14- Estimativas do coeficiente KB de decaimento de bactérias e vírus

Organismos Coeficiente KB (/dia)

Observações

Coliformes Totais 1 a 5,5 0,8

Na água doce no verão a 20ºC Média água doce

Coliformes fecais 37 a 110 Água do mar a luz do sol Patogênicos como salmonella thompson.

0,5 a 3 Lago Ontário, 18ºC

Vírus (polio tipo I) 0,05 a 0,26 Águas marinhas, 4ºC a 25 ºC Vírus (entéricos) 0,15 a 2,3 Oceano em diferentes ambientes,

0ºC a 24ºC Fonte: adaptado de Thomann e Mueller, 1987.

O tempo t para mortalidade de 90% das bactérias é: t90= 2,3/KB

Exemplo 5.1 Dado KB= 0,5/dia calcular o tempo em que estarão mortas 90% dos coliformes totais.

t90= 2,3/KB t90= 2,3/0,5= 4,6dias

Conforme Thomann e Muller, 1987 para água doce a constante KB é aproximadamente 1 /dia enquanto que para a água do mar é de 1,5 /dia, mas pode atingir 84/dia conforme estudos realizados em oceanos. A constante do S. Fecalis é da mesma ordem de grandeza do grupo dos coliformes, apesar que foram encontrados valores até 55/dia no oceano sob a luz solar. Os vírus geralmente possuem uma constante KB menor que as bactérias.



5-28

Variação com a temperatura KB= KB 20ºC x 1,07 (T-20)

Sendo: KB= taxa de decaimento/dia na temperatura T KB 20= taxa de decaimento /dia a 20ºC T= temperatura em º C Resolução Conama 274/2000

Trata-se das exigências de balneabilidade para águas doces, salinas e salobras. São consideradas águas impróprias para balneabilidade quando a amostra for maior qualquer um das três

restrições: • >2500 coliformes fecais (termotolerantes)/ 100mL • >2000/100mL Escherichia Coli • >400/100mL Enterococos

Exemplo 5.18A (exemplo de Thomann e Muller, 1987)

Um rio tem vazão Q7,10 de 2830 L/s e os coliformes totais TC são de 500organismos/100ml e o coeficiente de decréscimo KB=0,5/dia. Ainda no mesmo rio temos descargas devido ao runoff de 1890 litros/dia que estão distribuídas em 805m carregando coliformes totais de 30 x 106 organismos/100ml com coeficiente de decréscimo KB=1,0/dia a 20ºC.

No mesmo rio a 805m do ponto de partida temos uma carga pontual com 1890 litros/dia com carga de coliformes totais TC de 20 x 106 microorganismos/100mL e coeficiente de decréscimo KB= 1,0/dia. Na distância de 6405m tem um lugar para banhistas.

Queremos saber qual é a porcentagem de redução de coliformes totais sabendo-se que adotamos o critério do Estado de New York que o valor máximo no local de banho seja menor que 2400organismos/100ml. Resolução do problema

Vamos fazer uma superposição, tomando-se primeiramente o impacto da carga a montante, depois, a carga distribuída pelo runoff e finalmente a carga pontual. Impacto a montante

A montante do ponto considerado o rio tem coeficiente KB =0,5/dia e velocidade 0,06m/s tem no inicio 500 coliformes totais/100mL. Queremos o impacto no local do banho, isto é, a 805m+5600m=6405m.



5-29

Figura 5.10- Esquema do rio A velocidade U=0,06m/s e para um dia será: U=0,06 m x 86400s= 5184m/dia

N= No . exp ( - KB . x/U) N= 500 . exp ( - 0,5 . 6405/5184)= 270 coliformes totais / 100mL

Portanto, o impacto de montante no local do banho será de 29 coliformes totais/ 100ml. Impacto devido a entrada de água distribuída em 805m Será calculado por:

N(x=805m)= (SD/ KB) x [ 1- exp (-KB. X/U)] Sendo: X= 805m=distância (m) U= velocidade do rio =5184m/dia KB= coeficiente de decaimento= 1,0/dia SD= valor da carga distribuída em organismos/100ml x dia

O valor de SD é a razão entre a quantidade de coliformes totais que entra no rio dividido pelo volume de agua da frente de 805m. Lembramos que o rio tem velocidade de 0,06m/s, isto é, está se deslocando.

SD= w/ V A carga w será: 1m3 = 1000 litros Em 1 litro temos 10 pequenos volumes de 100mL

w= (30 x 106 ) x (18900L/dia x 10)= 5,67 x 1012organismos/100/ ml x dia O volume V será o deslocamento do trecho de 805m em 5184m/dia.

V= (46,5m2 x 805m)] x 104 V= 37432 x 104 =3,7432 x 108 SD= w/V= 5,67 x 1012 / 3,7432x 108=15.150 organismos/ 100mL

N(805m)= SD/ KB ( 1- exp ( - KB . x/U) KB= 1,00/dia SD= 15150 organismos/100mL X=805m U= 5.184m N(805m)= (15150/ 1,0) [ 1- exp ( - 1,0 x 805/5184)]=2121organismos/100mL



5-30

No fim da área distribuída do runoff temos 15150 organismos/100mL e queremos saber a 5600m abaixo onde está a área de banho.

N= No . exp ( - KB . x/U) N= 2121 . exp ( - 1.0 x 5600/5184)=2121 x0,34=721 org/ 100mL

Impacto devido a carga concentrada

Existe no fim dos 805m uma carga concentrada de 1890 litros/dia. O valor de KB=1,0/DIA. N (805m)= W/Q= 1890x 10 x 30 x 106 / (2830 L/s x 86400s x 10)=231.890 org/100mL

Impacto no local de banho a 5600m

N= No . exp ( - KB . x/U) N= 231.890 . exp ( - 1.0 x 5600/5184)=231890 x0,34=78843 org/ 100mL

No local de banho supondo que o limite máximo seja de 2400 coliformes totais/100mL exigido no Estado de New York temos: 2400 – (270+721)=1409/ 100mL

Porcentagem de redução= 100x( 78843- 1409)/ 78843=98,21% Portanto, teremos que remover 98,21% dos coliformes totais da carga pontual da cidade.



5-31

5.24 Reareação devido à existência de uma barragem no rio Conforme Usepa, 1985 as barragens podem mudar o oxigênio dissolvido na água de 1mg/L a 3mg/L em rios pequenos.

A equação abaixo foi desenvolvida na Inglaterra em 1958 por Gameson. A Figura (5.11) mostra uma barragem com vertedor que possibilita uma boa aeração.

Db= Da – { 1 – 1/ [(1+0,11 a x b (1+ 0,46 x T) x H]} x Da Sendo: Db= déficit de DO a jusante da barragem (mg/L) Da= déficit de DO a montante da barragem (mg/L) T= temperatura da água do rio (ºC) H= altura da queda da água (ft). Cuidado para não errar: a altura é em pés! a= fator de correção que depende da qualidade da água: a= 1,25 para água limpa

a= 1,00 para água moderadamente poluída a=0,80 para água muito poluída b= fator de correção do vertedor sendo: b= 1,00 para queda livre no vertedor b= 1,3 para queda com escada

b Figura 5.11- Barragem com aeração da água Existem varias equações da Usepa, 1985 e apresentaremos uma equação mais simples de se usar

que foi desenvolvida por Holler, 1971: r=(Cs-Cu)/ (Cs-Cd)= 1+0,21x H

Sendo: Cs: oxigênio dissolvido de saturação Cu= concentração de oxigênio dissolvido a montante (upstream) Cd= concentração de oxigênio dissolvido a jusante (downstream) Exemplo 5.19 Calcular a reaeração de uma barragem com 4,5m de altura com déficit de DO antes da barragem de DO=Da= 3mg/L usando a equação de Gameson; 4,5m/0,3=15ft Água muito poluída= a=0,8 Queda com rampa= b= 1,3 Temperatura da água do rio= 20º C Da= 3mg/L

Db= Da – { 1 – 1/ [(1+0,11 a x b (1+ 0,46 x T) x H]} x Da Db= 3,0 – { 1 – 1/ [(1+0,11x 0,8 x 1,3 (1+ 0,46 x 20) x 15]} x 3,0=2,17 mg/L



5-32

Nota: estamos falando o déficit, isto é, a diferença do oxigênio de saturação e do oxigênio dissolvido existente.

Cs- D= Db Significa que houve oxigenação, pois o déficit a montante era de 3,0mg/L e a jusante somente

1,3mg/L o que mostra que tem mais oxigênio dissolvido graças a reaeração. 5.25 Relação DBO/DBO5

A relação DBO/DB05 conforme por Huber, 1993: Lo=DBO= DB05 / ( 1 – e -5x K1)

Sendo: Lo=DBO= valor da DBO antes dos cinco dias (mg/L) DB05= valor da DBO a 5 dias depois (mg/L) K1= coeficiente de oxidação da DBO na base e. 5= cinco dias

Huber, 1993 apresenta o valor de K1= 1,8/Q0,49 sendo Q (m3/s). Nota: todo o nosso trabalho está baseado em K1 na base “e”.

Conforme dra Mônica Porto, USP os valores de K1 estão na Tabela (5.1):

Tabela 5.15a- Valores de K1 conforme o tipo de tratamento Tratamento K1 (20ºC) /dia DBO5/DBO Não tratado 0,35 (0,20 a 0,50) 0,83

Primário 0,20 (0,10 a 0,30) 0,63 Lodos ativados 0,075 ( 0,05 a 0,10) 0,31

Fonte: Mônica Porto, USP Exemplo 5.20 Calcular a DBO no primeiro estágio sendo a DBO5, 20ºC igual a 100mg/L e K1=0,41/dia;

Lo=DBO= DB05 / ( 1 – e -5x K1) DBO= 100 / ( 1 – e -5x 0,41) =115mg/L

Azevedo Neto, 1966 apresenta a Tabela (5.15):

Tabela 5.15- Valores da relação DBO/DBO5 em função da temperatura Temperatura DBO/DBO5

10ºC 1,17 15ºC 1,32 20ºC 1,46 25ºC 1,61

Fonte: adaptado de Azevedo Neto, Revista DAE, 1966, número 82 de setembro. 5.26 Cs- saturação de oxigênio numa determinada altitude e temperatura

Existem tabelas que fornecem o coeficiente de saturação em função da altitude e da temperatura que ser deseja. Porém Huber, 1993 apresenta uma maneira analítica de se calcular o valor de Cs ao nível do mar em função da temperatura e da salinidade.

Cso= exp( Co + C1/T + C2/T2 + C3/T3+C4/T4+ salinidade x (C5 + C6/T+ C7/T2) (Equação 5.1) Sendo: Cso= saturação na temperatura T T= temperatura em graus Kelvin= ºC + 273,15 Co, até C7 coeficiente dado pela Tabela (5.16) 5.26 Definição de salinidade:

O efeito da salinidade ou dos cloretos é reduzir o valor da saturação do oxigênio dissolvido. Quanto maior a salinidade menor é o valor da saturação do oxigênio.

A salinidade pode ser definida como sólido total na água, depois que todos os carbonatos forem transformados em óxidos, todos os bromatos e iodetos forem substituídos por cloro e todos os metais orgânicos forem oxidados, conforme Usepa, 1985.

A equação usada por Thomann e Muller, 1987 que está baseado no acordo internacional de 1967:

Salinidade=1,80655 x clorinidade (ppt= parte por thousand ou parte por mil).



5-33

Clorinidade= fornecido em parte por mil, ou seja, ppt (parts per thousand). Exemplo 5.21

Para o manancial do Tanque Grande em Guarulhos que corresponde a 1,86mg/L de cloreto, temos clorinidade =1,86/1000=0,00186mg/g=0,00186ppt

Salinidade=1,80655 x clorinidade (ppt)=1,80655x0,00186=0,00336ppt Nota: aproximadamente 1,86mg/L deve ser transformado em mg/g. Como 1L tem 1000g então a clorinidade é o cloreto dividido por 1000 como vimos acima. 5.27 Para correção da altitude

Cs = Cso (1- 0,0001167 x Z) Sendo: Z= altitude ao nível do mar (m) Tabela 5.16- Coeficientes para oxigênio dissolvido de saturação de Cs ao nível do mar

Coeficiente Valor C0 -139,34411 C1 1,575701 x 105 C2 -6,642308 x 107

C3 1,243800 x 1010

C4 -8,621940x1011 C5 -0,017674 C6 10,754 C7 2140,7

Fonte: B.B. Benson e D. Krause in Huber, 1993 Na Tabela (5.17) estão os valores do oxigênio saturado para a cidade de São Paulo para diversas

temperaturas usando a Equação (5.1).

Tabela 5.17- Oxigênio dissolvido na saturação ao nível do mar e para a cidade de São Paulo. Cidade-

São Paulo Oxigênio dissolvido na saturação

Temperatura

(ºC)

Ao nível do mar Cso

(mg/L)

Altitude (Z)(m)

Cs (mg/L)

0 14,64 760 13,34 1 14,24 760 12,98 2 13,85 760 12,62 3 13,48 760 12,29 4 13,13 760 11,96 5 12,79 760 11,66 6 12,47 760 11,36 7 12,16 760 11,08 8 11,86 760 10,81 9 11,58 760 10,55 10 11,30 760 10,30 11 11,04 760 10,06 12 10,79 760 9,84 13 10,55 760 9,62 14 10,32 760 9,40 15 10,10 760 9,20 16 9,88 760 9,01 17 9,68 760 8,82 18 9,48 760 8,64 19 9,29 760 8,47 20 9,10 760 8,30



5-34

21 8,93 760 8,14 22 8,76 760 7,98 23 8,59 760 7,83 24 8,43 760 7,68 25 8,27 760 7,54 26 8,12 760 7,40 27 7,98 760 7,27 28 7,84 760 7,14 29 7,70 760 7,02 30 7,57 760 6,90 31 7,44 760 6,78 32 7,31 760 6,67 33 7,19 760 6,55 34 7,07 760 6,45 35 6,96 760 6,34

A Figura (5.12) mostra a variação da saturação de oxigênio com relação a temperatura.

Saturaçao de oxigênio dissolvido em função da temperatura

0,002,004,006,008,00

10,0012,0014,00

0 10 20 30

Temperatura (ºC)

Satu

raça

o de

oxi

gêni

o di

ssol

vido

(mg/

L)

Figura 5.12- OD varia com a temperatura



5-35

Oxigênio Dissolvido de saturação

Existe uma fórmula aproximada para o cálculo do oxigênio dissolvido de saturação (ODs) ao nível do mar com a temperatura.

ODs= 14,65 -0,41 x T + 0,008 x T 2

Sendo: ODs= oxigênio dissolvido de saturação (mg/L) T=temperatura da água em ºC Exemplo 5.22 Achar o oxigênio dissolvido de saturação aproximado para temperatura de 20ºC ODs= 14,65 -0,41 x T + 0,008 x T 2

ODs= 14,65 -0,41 x 20 + 0,008 x 20 2= 9,65mg/L de O2

O valor correto para a temperatura de 20ºC é de 9,10mg/L de O2 5.28 Oxigênio dissolvido de saturação

McCuen, 1998 apresenta a fórmula: Cs= 14,57 – 0,39311 x T + 0,0070695 x T2 – 0,0000589066x T3

Válida no intervalo 0 ≤ T ≤ 40ºC 5.27 Análise de sensibilidade

Fazemos a análise de sensibilidade variando os parâmetros, K1, K2 etc. Uma maneira prática de aplicar análise de sensibilidade é variar os coeficientes, um de cada vez

colocando-se o seguinte: 1. Coeficiente K adotado (K) 2. Metade do coeficiente K adotado (K/2) 3. O dobro do coeficiente K adotado ( 2 x K)

5.28 Escolha de modelo

Como os coeficientes adotados nunca são inteiramente corretos um modelo refinado não irá corrigir o problema segundo USEPA, 1085.

Daí o fato de se escolher um modelo complexo não significa que irá mudar os resultados. A melhor solução para o engenheiro e o analista do ecossistema, conforme Usepa, 1985 é selecionar

um modelo o mais simples possível que satisfaz a resolução temporal e espacial necessária para a qualidade da agua e analise do ecossistema.

Os rios são considerados de uma dimensão e é desejável que estuários e grandes lagos tenham três dimensões.

Para pequeno lago consideramos dimensão zero, sendo o lago considerado um tanque reator. Consideramos também o “steady state” Quando as variáveis não mudam com o tempo, mas as vezes

pode adotar o “quasi-state” quando a variação matemática é muito pequena no ponto escolhido. Calibração do modelo

É importante que se aferiam em campo os cálculos efetuados fazendo-se o que se chama de calibração do modelo.



5-36

5.29 Cálculo da respiração e produção de oxigênio devido as algas seguindo Rutherford, 2005 (RIOS).

Existem muitas pesquisas para lagos e poucas para rios para os estudos da respiração, fotossíntese e da biomassa das algas. Iremos seguir modelo de Rutherford que nos parece ser simples e prático. Estes modelos foram testados na Nova Zelândia e um pouco na Austrália.

O modelo de Rutherford, 2005 é para rios de águas claras rasos que tenham velocidade menor que 0,7m/s. O leito deverá ser de rochas, pedregulho ou com grande quantidade de madeira.

Os modelos em rios ainda na atingiram o ponto em que os resultados estejam dentro de um nível de confiança adequado conforme Rutherford et al , 2005.

Perifiton: comunidade complexa de plantas e animais que aderem aos objetos no fundo de corpos de água doce, como caules de plantas radiculares e rochas.

Biomassa: quantia total de todo material biológico. Epifítica: planta que cresce em outras plantas mas que não é parasítica, extraindo a sua nutrição do

ar e da chuva em vez de fazê-lo do hospedeiro que fornece sustentação estrutural. 5.30 Obtenção da biomassa algal P em gC/m2 x dia

As equações básicas são três: P= ( -μ + ( μ2 + 4 x σ x G* x μ x Pmax) 0,5 / ( 2 x σ x G*)

Sendo: P= biomassa das algas (gC/m2) μ= taxa de crescimento das algas (gC/m2 x dia) σ= taxa suposta constante=0,2 (m2 /g x dia) G*= biomassa especificado pelo usuário, sendo usual valores entre 0,5 a 3,0gC/m2 Pmax= máxima quantidade da biomassa de algas (gC/m2) Valor de Pmax

Os valores de Pmax são obtidos das relações abaixo devendo ser escolhido a substância limitante, ou seja, o PT ou NT conforme as relações sugeridas pela USEPA, 1985:

PT= fósforo total (mg/L) ou (g/m3) NT= nitrogênio total (mg/L) ou (g/m3)

TN/ TP < 7 Neste caso o nutriente limitante é o nitrogênio total (NT) 7 < TN/ TP < 10 Neste caso o nutriente limitante pode ser o NT ou PT TN/TP>10 Neste caso o limitante é o fósforo. Pmax= 50 x (NT/(100+NT) x (1-S)/(1,035-S) quando o nutriente limitante é o NT Pmax= 50 x (PT/(14+PT) x (1-S)/(1,035-S) quando o nutriente limitante é o PT Sendo: S= fração de sombra. Pode ser calculado ou usado S=0,60 ou S=0,52 (sem dimensão) Fator de Sombra S

A fração da iluminação é fração da luz que chega às águas dividido pela luz incidente no leito do rio raso, onde não existem barrancos ou sobras devido a vegetação ripariana.

Pode ser estimado em conforme exemplo abaixo. Exemplo 5.22B Seja um rio com 2m de largura com algumas curvas, montanha e direção do rio norte-sul. ‘ Tabela 5.15B- Cálculo do fator de Sombra conforme Rutherford, 1005 Vegetação ripariana 0,90 Barrancos nas margens 0,80 após correção da direção norte-sul =0,60 Montanha ao lado 0,90 após correção da direção norte-sul =0,81 Fator de iluminação igual 0,9 x 0,6 x 0,81=0,44 Fator de sombra 1-S= 1-0,44=0,56 5.31 Valor do crescimento de algas μ

O valor do crescimento de algas μ é dado pela equação: μ=0,52 x μmax x ( 1-S)/(1,035 – S)

Sendo: μmax= máxima taxa de crescimento das algas sob luz saturada, sendo usual o valor=5 (gC/m2 x dia)



5-37

Exemplo 5.23 Seja um rio raso com TP=0,04mg/L, TN=1,49mg/L e fração de sombra S=0,52. Calcular a biomassa de algas P em (gC/m2).

Primeiramente vamos cálculos o valor do crescimento das algas μ μ=0,52 x μmax x ( 1-S)/(1,035 – S)

Adotando μma = 5 S=0,52 μ=0,52 x 5 x ( 1-052)/(1,035 – 0,52)= 2,42 gC/m2 x dia 5.32 Cálculo de Pmax. Verifiquemos primeiramente a relação NT/TP

NT/TP= 1,49/0,04 = 37 e portanto o fator limitante é o fósforo. Usemos então Pmax para fósforo. Pmax= 50 x (PT/(14+PT) x (1-S)/(1,035-S) Pmax= 50 x (0,04/(14+0,04) x (1-0,52)/(1,035-0,52)=0,13gC/m2 5.33 Cálculo de biomassa das algas P (clorofila do fitoplâncton) Adotamos G*= 3 gC/m2 (adotado) σ= 0,2 m2/g x dia Pmax=0,13gC/m2 μ= 2,42 gC/m2 x dia

P= ( -μ + ( μ2 + 4 x σ x G* x μ x Pmax) 0,5 / ( 2 x σ x G*) P= ( -2,42 + ( 2,422 + 4 x 0,2 x 3 x 2,42 x 0,13) 0,5 / ( 2 x 0,2 x 3)=0,13gC/m2

5.34 Respiração das algas

As algas produzem oxigênio, mas também o consomem através da respiração. A respiração das algas na temperatura T é dada pela equação:

Res= ρ x f5 x P Sendo:

Res=respiração das algas (gC/m2) ρ= taxa de respiração na temperatura Tref (/dia). Adotamos 0,1/dia f5= ξ (T-Tref)

ξ= coeficiente de temperatura variando entre 1,05 a 1,2 usado tanto para respiração como para crescimento das algas (sem dimensão).

T= temperatura da água (ºC) Tref= temperatura de referência. Geralmente 20ºC.

Em outras unidades: Res= 2,7xρ x f5 x P /H

Sendo: Res=respiração das algas (gO2/m2xdia) H= profundidade do rio (m) 2,7= conversão do carbono para o oxigênio (1g de O2 é 2,7 g de C)

Exemplo 5.24 Calcular a respiração das algas durante um dia para massa algal P=0,13C/m2 em rio com profundidade 1,87m. Sendo: Tref= 20ºC T= 20ºC f5= ξ (T-Tref) =1,2 (20-20)=1 ρ= 0,1/dia

Res= ρ x f5 x P Res= 0,1 x 1,0 x 0,13=0,013gC/m2

Em outras unidades:



5-38

Res= 2,7 x 0,013/ 1,87= 0,02 gO2/m2x dia

5.36 Coeficientes f1, f2, f3, f4 e fs Coeficiente f4

O coeficiente adimensional f4 que mostra os efeitos dos nutrientes nitrogênio ou fósforo. Os efeitos da limitação dos nutrientes é usado cinética de Michaelis-Menton nas concentrações da água do rio.

f4= N/ (ψ + N) Sendo: f4=coeficiente adimensional N= é o nutriente limitante podendo ser o fósforo ou o nitrogênio (g/m3); ψ=coeficiente de meia saturação para o nutriente limitante (g/m3)

Quando o nutriente limitante é o fósforo ψ=10g PT/m3 Quando o nutriente limitante é o nitrogênio ψ=100gNT/m3

Exemplo 5.25 Calcular o coeficiente adimensional f4 para PT=0,04g/m3 e TN=1,40g/m3 NT/PT= 1,40/0,04=37 e portanto o limitante é o fósforo

f4=N/ (ψ + N) f4= 0,04/ (10 + 0,04) =0,00398

Coeficiente f3 O coeficiente f3 fornece informações sobre a biomassa de carbono das algas;

f3= P / (Ф +P) Sendo: f3= coeficiente adimensional P= massa algal (gC/m3). Pode ser medido ou estimado. Ф= coeficiente da densidade da biomassa algal que é metade da taxa máxima. Geralmente igual a 2,5 (gC/m2) Exemplo 5.26 Calcular o coeficiente f3 sendo dado P=0,13g C/m2

f3= P / (Ф +P) f3= 0,13 / (2,5 +0,13)= 0,0494

Coeficiente f2

O coeficiente f2 é função da temperatura ótima das algas epilíticas la aumenta e diminui como se fosse uma distribuição de Gauss assimétrica.

São duas equações básicas para dois intervalos de temperatura: f2= exp( -((T-Tot)/ΔTmin)2) quando Tmin < T<Tot

f2= exp( -((T-Tot)/ΔTmax)2) quando Tot < T<Tmax Sendo: Tot= temperatura ótima das algas epilíticas (ºC) Tmin= temperatura mínima das algas epilíticas (ºC) Tmax= temperatura máxima das algas epilíticas (ºC)

ΔTmin= (Tot – Tmin)/ (ln(20))0,5 ΔTmax= (Tmax – Tot)/ (ln(20))0,5

Coeficiente f1 O coeficiente f1 estimado para 24h tem a média depende da fixação da intensidade luminosa e pode

ser calculado da seguinte maneira: f1= I/ Ik quando 0 < I < Ik f1= 1 quando I > Ik

Geralmente Ik= 230 Sendo: f1= coeficiente adimensional que quantifica os efeitos da luz e varia de 0 a 1 (sem dimensão) I= fotossíntese instantânea (μmol/m2 x s) Ik= radiação de saturação =230 μmol/m2 x s e neste caso λ=1,035 Imax= 4500 μmol/m2 x s e neste caso κ=0,52



5-39

Entretanto o coeficiente f1 varia de hora em hora e pode ser calculado por: f1= (Hora/12xPI)x ((Imax/Ik – ((Imax/Ik)2 -1) 0,5 + PI/2 – sen -1( Ik/Imax)) quando Imax>Ik

f1= (Hora x Imax)/ (12 x PI x Ik) quando Imax < Ik Coeficiente Iz

A quantidade de luz que chega ao perifiton a uma certa profundidade da superfície é usada a equação de Beer-Lambert:

Iz= Io x exp( - K x z) Sendo: Iz ou Io= luz na profundidade z (μmol/m2 x s) z= profundidade da água (m) K=atenuação vertical da luz (/m).

Para águas claras K varia de 0,1/m a 0,2/m. Para águas com muita turbidez K varia de 5/m a 10/m. Mas Io pode ser calculado aproximadamente por:

Io= S x Imax x sem (PI x t / 24) Sendo: S= fração diária da sombra (sem dimensão); Geralmente igual a 0,52 ou 0,60; t= horas do dia variando de 0 a 24h Imax= 4500 μmol/m2 Nota importante: o valor de f1 pode ser calculado através de Iz ficando f1(Iz) que varia de acordo com o tempo. Exemplo 5.27 Calcular Io para S=0,52 e Imax= 4500

Io= S x Imax x seno (PI x t / 24) Io= 0,52x 4500 x seno (3,1416 x t / 24)= 2340 x seno (0,13099 x t)

Variando t de hora em hora de 0 a 24 teremos a variação diária de Io. Exemplo 5.28 Calcular Iz tendo Io e z=1,87m

Iz= Io x exp(- K x z) Iz= 2340xseno (0,13099x t) x exp (- 0,1 x 1,87=)

Iz= 2340xseno (0,13099x t) x0,83=1942,2 x seno (0,13099x t) Donde podemos observar que variando t de 0 a 24 de hora em hora obtemos valores de Iz. Coeficiente fs

Assume valores entre 0 e 1. Adotamos normalmente fs=1.

5.37 Variação do oxigênio durante um dia considerando as algas do perifiton Durante um dia a variação do oxigênio varia conforme:

dO/ dt = 2,7x fs x μmax x f1 (Iz) x f2 x f3 x f4/ H – 1,2 x fs x ρx f5 x P/H (gO2/m2xdia) Sendo: ρ=0,1/dia H=profundidade do rio = 1,87m, para exemplo f1 (Iz)= variável f2= 1 adotado f3=0,0494 já calculado f4=0,00398 já calculado f5=1

Notar que o segundo termo da equação refere-se a respiração das algas durante 24h que é constante.

O primeiro termo da equação mostra o oxigênio fornecido pelas algas que varia durante do dia, pois o mesmo depende das horas de sol devido a fotossíntese.



5-40

Exemplo 5.29

Seja um rio com NT=1,49g/m3 e PT=0,04g/m3. Calcular a massa de carbono das algas e a respiração das mesmas e o oxigênio produzido variando de hora em hora.

Na Tabela (5.18) estão os cálculos efetuadas em planilha Excell.

Tabela 5.18- Cálculos (rio) μmol/m2 x s K=

0,1 a 0,2/m Prod. O2 Respiração g O2/m2x dia

Horas do dia

seno Imax S Io Prof z K Iz f1 Primeira segunda Total

0 0,00 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 1 0,13 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 2 0,26 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 3 0,38 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 4 0,50 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 5 0,61 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 6 0,71 4500 0,52 1655 1,87 0,1 1372 1 1,96 -0,02 1,94 7 0,79 4500 0,52 1856 1,87 0,1 1540 1 2,19 -0,02 2,18 8 0,87 4500 0,52 2027 1,87 0,1 1681 1 2,40 -0,02 2,38 9 0,92 4500 0,52 2162 1,87 0,1 1793 1 2,56 -0,02 2,54

10 0,97 4500 0,52 2260 1,87 0,1 1875 1 2,67 -0,02 2,65 11 0,99 4500 0,52 2320 1,87 0,1 1924 1 2,74 -0,02 2,72 12 1,00 4500 0,52 2340 1,87 0,1 1941 1 2,77 -0,02 2,75 13 0,99 4500 0,52 2320 1,87 0,1 1924 1 2,74 -0,02 2,72 14 0,97 4500 0,52 2260 1,87 0,1 1875 1 2,67 -0,02 2,65 15 0,92 4500 0,52 2162 1,87 0,1 1793 1 2,56 -0,02 2,54 16 0,87 4500 0,52 2026 1,87 0,1 1681 1 2,40 -0,02 2,38 17 0,79 4500 0,52 1856 1,87 0,1 1540 1 2,19 -0,02 2,18 18 0,71 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 19 0,61 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 20 0,50 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 21 0,38 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 22 0,26 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 23 0,13 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02 24 0,00 4500 0,52 0 1,87 0,1 0 0 0,00 -0,02 -0,02

1,17 Média de g02/m2 x dia



5-41

Variação da produção de oxigenio e respiração devido a algas

-0,501,503,505,50

0 5 10 15 20Horas do dia

Oxi

geni

o di

spon

ivel

pe

las

alga

s (g

02/m

2xdi

a)

Figura 5.13-Variação da produção de oxigênio devido as algas.



5-42

5.38 Cálculo aproximado da variação diária da biomassa

Neste caso não há perifiton ou algas epifíticas somente existindo as algas em suspensão. A equação abaixo fornece a variação média diária de gC/m2 dP/dt = μmax x ( κ x (1-S))/ ( λ +S) x (P/(Ф+P)) x (N/ (ψ +N) x ξ (T-20) - ρ x ξ (T-20) x P = PP

Sendo: μmax= 5gC/m2 x dia κ =0,52 S= 0,52 admitido λ=1,035 P =biomassa das algas (gC/m2) Ф=2,5gC/m2 N= nitrogênio ou fósforo. Será aquele que for limitante. ξ =1,05 ψ=100 ou 10 conforme o limitante for nitrogênio ou fósforo ρ =0,1/dia (adotado)

Observar que na equação temos o fator f5, f4 e f3 já definidos e calculados. Notar que existe um fator para a influência da sombra: ( κ x (1-S))/ ( λ +S)

Se chamarmos a expressão total de PP, podemos achar em oxigênio dissolvido bastando multiplicar por 2,7 e dividir pela profundidade H em metros.

Variação de oxigênio diária= PP x 2,7 / H Exemplo 5.30 Com dados anteriores estimar a variação de oxigênio consumido pelas algas, não sendo considerada as algas no perifiton.

Fator do sombreamento= (κ x (1-S))/ ( λ +S)= 0,52 (1-0,52)/(1,035+0,52)=0,16 f3=0,0494 já calculado f4=0,00398 já calculado f5=1 P=0,13gC/m2 μmax=5 gC/m2 xdia dP/dt = μmax x [ κ x (1-S)]/ ( λ +S) x [P/(Ф+P)] x [N/ (ψ +N)] x ξ (T-20) - [ρ x ξ (T-20) x P] = PP

PP = 5 x 0,16 x 0,0494 x 1 x 0,00398 - 0,1 x 1 x 0,13 = 0,00016 -0,013=0,013gC/m2 Variação de oxigênio diária= PP x 2,7 / H H=1,87m (profundidade do rio) Variação de oxigênio diária= 0,013 x 2,7 / 1,87 =0,02g02/m2xdia

Portanto, a variação de oxigênio dissolvido durante o dia será de 0,02g02/m2xdia



5-43

5.39 Bibliografia e livros recomendados -AISSE, MIGUEL MANSUR. Tratamento de esgotos sanitários. ABES, 2000 191páginas. ISBN 85-7022-135-5 -AZEVEDO, JOSE MARTINIANO DE. Autodepuração dos cursos de água- Curva de depressão do oxigênio. Revista DAE, setembro de 1966 número 62 ano 26. -BRANCO, SAMUEL MURGEL. Hidrobiologia aplicada à engenharia sanitária. Cetesb, 1971, três volumes com 1214paginas no total. -BROWN, DERICK G. Dissolved Oxygen Analysis of Stream with point sources. Princepton University, Janeiro de 1995, CIV 590. -CHAPRA, STEVEN C. Rivers and Streams. In Mays, Larry W.. 1996- Water Resources Handbook. -DACACH, NELSON GANDUR. Sistemas Urbanos de Esgoto. Guanabara dois, 1984- 543121, 257páginas -DEZUANE, JOHN. Handbook of drinking water quality. 2ª ed. Van Nostrand Reinhold, 1997 575páginas. -FERREIRA, ALDO PACHECO et al. Contribuições para o desenvolvimento da capaciade de previsão de um modelo de qualidade da água. Revista Brasileira de Recursos Hídricos volume 11 número, ano 2006 -HUBER, WAYNE C. Contaminant transport in surface water. In Handbook of Hydrology de David R. Maidment, 1993. -INTERNET http://www.epa.gov/reg3wapd/tmdl/MD%20TMDLs/Urieville%20Lake/urievilleDR.pdf Acessado em 20 de dezembro de 2006. -INTERNET http://www.ufrrj.br/institutos/it/de/acidentes/fito.htm. Acessado em 20 de dezembro de 2006 -INTERNEThttp://www.mde.state.md.us/assets/document/TMDL/adkins/adkins_main_final.pdf acessado em 26 de dezembro de 2006 -JORDAO, EDUARDO PACHECO E PESSÔA, CONSTANTINO ARRUDA. Tratamento de esgotos sanitários, 4ª edição, ano 2005 ISBN 85-905545-1-1 932páginas -LAMPARELLI, MARTA CONDÉ: Graus de trofia em corpos de água no Estado de São Paulo, 2004, 238, Tese de Doutoramento, Instituto de Geociências da USP. -LEME, FRANCILIO PAES. Planejamento e projeto dos sistemas urbanos de esgotos sanitários. CETESB, 1977, São Paulo, 213páginas. -MCCUEN, RICHARD H. Hydrologic analysis and design. 2ª ed, 1998 814p. Prentice Hall, ISBN 0-13-134958-9 -METCALF & EDDY. Wasterwater engineering. Mcgraw-Hill, 3ª ed, 1991, ISBN- 0-07-100824-1, 1334páginas -PIVELI, ROQUE PASSOS e KATO, MARIO TAKAYUKI. Qualidades das águas e poluição: aspectos físico-quimicos. ABES, 2006, 285páginas. -RUTHERFORD, J. CHRISTOPHER E CUDDY, SUSAN M. Modelling perifhyton biomass, photosynthesis and respiration in streams, dezembro 2005, CSIRO Land and Water Technical Report 23/05. Site: www.csiro.au -SAWYER, CLAIR N et al. Chemistry for environmental engineering. Mcgraw-Hill, 1994, ISBN 0-07-113908-7, 658páginas. -SUAREZ, RAFAEL RIBEIRO DA SILVA. Estudo de propriedades da Clorofila-a e da Feotinina-a visando a Terapia Fotodinânimica. Maringá, março de 2006, Dissertação de Mestrado, 92páginas. Acessado em 6 de janeiro de 2007, http://www.dqi.uem.br/posgraduacao/arquivos/documentos/me166c.pdf, -THOMANN, R. V. MUELLER, J. A., 1987, Principles of surface, water quality modeling and control, Harper & Row. Plublishers, N.Y. .WROBEL, L. C., et al, 1989 -URIAS, PAULO et al. Modelagem do transporte e dispersão de poluentes. Universidade Federal de Minas Gerais, Programa de pós-graduação. 7/6/2006, 14páginas. -USEPA. 1985-Rates, constants, and kinetics formulations in surfaced water quality modeling (second edition). Athes, Georgia. EPA/ 600/3-85/040 june 1983. -VICTORETTI, BENOIT ALMEIDA. Contribuição ao emprego de lagoas de estabilização como processo para depuração de esgotos domésticos. Tese de doutoramento na EPUSP em 1964. Publicada pela CETESB em 1973 com 131páginas. -VON SPERLING, M. (1996). Princípios do tratamento biológico de águas residuárias. Vol. 1. Introdução à qualidade das águas e ao tratamento de esgotos. Departamento de Engenharia Sanitária e Ambiental - UFMG. 2a ed. revisada. 243 p.

Anexo A



5-44

Exemplo de análise para mostrar o nitrogênio, fósforo e clorofila-a.

Análise do reservatório do Tanque Grande em Guarulhos datada de 4/8/2004 efetuada pela CETESB em um dia que não choveu.

Tabela 5.18- Análise do Tanque Grande efetuada pela CETESB

Parâmetros

Unidade

Padrão conama 357/05

Classe 1

Análise do dia 04/8/04

Coloração Verde pH U:pH Entre 6 a 9 6,8

Temp. água ºC 20,8 Temp. ar ºC 22

Absorb. no UV m 0,048 Aluminio mg/L Máximo 0,1 0,21 Cádmio mg/L Máximo 0,001 i<0,005 Chumbo mg/L Máximo 0,03 i<0,1

Cloreto total mg/L 1,86 Cobre mg/L 0,02 <0,01 COD mg/L 3,61

Condutividade mg/L 54,5 Cor verdadeira mg Pt/L 80

Cromo total mg/L <0,01 DBO (5.20) mg/L 3 <3

DQO mg/L <50 Fenois mg/L 0,001 I<0,003

Ferro total mg/L 0,52 Fósforo total mg/L Máximo 0,025 0,04 Manganês mg/L Máximo 0,01 0,05 Mercúrio mg/L Máximo 0,0002 <0,0001

Nitrogênio amoniacal

mg/L 0,15

N. Nitrato mg/L Máximo 10 1,28 N. Nitrito mg/L Máximo 1 0,06 Níquel mg/L 0,025 <0,02 NKT mg/L 0,53 OD mg/L Mínimo 6 5,78

THM mg/L 127 Res. filtrável mg/L máximo500 47 Res. Total mg/L 51 Res. volátil mg/L 12

Sulfato mg/L Máximo 250 <10 Turbidez uT Máximo 40 13

Zinco mg/L Máximo 0,18 <0,02 Parâmetro

Microbiológico

Coliformes termo NMP/100ml Máximo 200 1 Parâmetro

Ecotoxicológico

Toxicidade Não tóxico Parâmetros

hidrobiológicos

Clorofila-a μg/L 0,97 Feofitina-a μg/L 2,3

(i): conformidade indefinida quanto ao limite da classe devido a analise laboratorial não ter atingido os limites legais. UFC= unidade formadora de colônia



5-45

Anexo B Exemplo para mostrar a quantidade de fósforo total, nitrogênio total e clorofila-a em alguns

mananciais da SABESB localizado na Região Metropolitana de São Paulo.

Alguns resultados de PT, NT e clorofila-a de 1996 Reservatórios e rio (análises de 1996)

PT NT Clorofila-a

(mg/L) (mg/L) (mg/L) Reservatório do Guarapiranga (Sabesp) 0,044 0,88 2,9 Reservatório Paiva Castro, Mairiporã, Sabesp

0,023 0,831 8,0

Reservatório do Atibainha. Sabesp 0,023 0,901 3,8 Rio Tietê 0,914 13,9 3,68 Fonte: Campanelli, 2004

Curso de esgotos Capitulo 06: Balanço de fósforo, nitrogenio, oxigênio em lagos e rios


6-1

Capítulo 06 Balanço de fósforo, nitrogênio, oxigênio em lagos e rios



6-2

Capítulo 06- Balanço de fósforo, nitrogênio, oxigênio em lagos e rios 6.1 Introdução

Em lagos rasos e misturados podemos fazer uma análise simplificada de Oxigênio Dissolvido (OD), fósforo, nitrogênio e poluentes.

Para o caso do fósforo vamos seguir o modelo de Metcalf& Eddy, 1993. Trataremos de lagos rasos onde há uma mistura facilmente atingida pelo vento, pela vazão de

entrada, vazão de saída e pela transferência de calor na interface ar-água. Em regiões tropicais os lagos são monomíticos ou politimíticos, isto é, a mistura ocorre

somente uma vez ou quando a mistura ocorre varias vezes. Tudo vai depender do tempo de residência que é o volume do lago dividido pela vazão de saída. 6.2 Fósforo

O fósforo é um dos nutrientes essenciais a vida de todos os organismos. É fundamental no processo da vida como armazenamento e transferência de informações genéticas, metabolismo celular e fornecimento de energia ao sistema de células. Nos lagos o fósforo é usualmente encontrado em pequenas quantidades, mas devido ao impacto das atividades do homem, aumenta a quantidade de fósforo.

Figura 6.1- Mistura em lagos

O fósforo pode entrar no lago através de sedimentos, fertilizantes de gramados ou jardins, despejos de fossas sépticas ou ainda por rios que carregam fósforo e o depositam nos lagos conforme

http://pearl.maine.edu/windows/community/Water_Ed/Phosphorus/phos_whatisit.htm O fósforo encontrado em lagos pode nos informar como está o crescimento das plantas no

mesmo e como estão as atividades humanas ao redor do mesmo. Aumentando o fósforo aumentam as algas.

No aumento das algas surgem florescências (blooms) que formam escumas no topo da água que muitas vezes produzem odor e que afastam as pessoas do lago. Outro problema é que o crescimento muito grande das algas pode quebrar o balanço no equilíbrio natural do sistema do lago. Por exemplo, uma conseqüência da produção das algas é que quando elas morrem, elas caem no fundo do lado como matéria orgânica morta. No processo de decomposição da matéria orgânica por bactérias no fundo do lago é feito com oxigênio dissolvido na água. Muitos lagos com algas pode-se



6-3

tornar anóxido no verão, significando que não mais se adequarão as condições de reprodução ou sobrevivência.

Por outro lado em lugares onde os sedimentos recebem luz solar, as algas são encontradas vivendo nos sedimentos. As algas produzem oxigênio, que reduz o escoamento de fósforo do sedimento para a água. As algas podem consumir ainda quantidade grande de fósforo.

A química do lago pode afetar as condições de fósforo no lago. Por exemplo, o pH afeta o transporte de fósforo entre o sedimento e a água. Quando o pH sobe promove a retirada de fósforo dos sedimentos. A produção primária das águas aumenta o pH na água, aumentando a quantidade de fósforo tirada dos sedimentos. O aumento do fósforo aumenta a quantidade de algas tornando a situação cada vez pior.

Uma fonte de poluição como efluente de tratamento de esgotos ou uma fábrica podem aumentar a quantidade de fósforo no lago.

O fósforo varia de 1ppb a 110ppb (parte por bilhão) com média de 14ppb (14μg/L ou 0,014mg/L).

As pesquisas existentes apontam o fósforo e o nitrogênio que são essenciais para o crescimento das algas e cianobactérias e que o limite de quantidade destes elementos é usualmente um fator de controle da taxa de crescimento. As experiências têm demonstrado que não acontecem florescência de algas quando o nível de fósforo é menor que 0,005mg/L conforme Saywer et al, 1994.

Nos esgotos o fósforo inorgânico varia de 2 a 3mg/L enquanto que o fósforo na forma orgânica varia de 0,5 a 1,0mg/L. A quantidade de fósforo lançada é função das proteínas que o ser humano ingere. Nos Estados Unidos é lançado nos esgotos diariamente 1,5g/dia de fósforo por pessoa.

Os polifosfatos que foram feitos para substituir os sabões aumentam também a quantidade de fósforo na água dos rios. Os lodos dos esgotos representam 1% de fósforo e o lodo dos estações de lodos ativados são 1,5% do fósforo. O lodo geralmente é vendido por causa do nitrogênio e não pelo fósforo.

Os polifosfatos são geralmente usados para controle da corrosão. O limite para o fósforo total nas águas é de 0,025mg/L conforme Conama nº 357/05.

6.3 Índice do Estado Trófico (IET)

Através do fósforo, clorofila-a e do IET (Índice do Estado Trófico) de um rio ou lago o mesmo pode ser classificado pela CETESB conforme Tabela (6.1).

Tabela 6.1-Limites para diferentes níveis de estado trófico segundo o sistema de

classificação de Carlson modificado por Toledo, 1990. Critério Estado trófico Transparência Fósforo total Clorofila-a

(m) (mg/L) (μg/L) IET≤ 24 Ultraoligotrófico ≥ 7,8 ≤0,006 ≤0,51

24<IET≤44 Oligotrófico 7,7 a 2,0 0,007 a 0,026 0,52 a 3,81 44<IET≤54 Mesotrófico 1,9 a 1,0 0,027 a 0,052 3,82 a 10,34 54<IET≤74 Eutrófico 0,9 a 0,3 0,053 a 0,211 10,35 a 76,06

IET>74 Hipereutrófico <0,3 >0,211 >76,06 Fonte: Lamparelli, 2004



6-4

6.4 Índice do estado trófico CETESB

Segundo a Cetesb o indice do estado trófico (IET) é a média do índice do estado trófico da produção de fósforo com a clorofila-a.

O índice original foi introduzido por Carlson e modificado por Toledo. IET= [IET (P) + IET( Clor-a) ]/ 2

Sendo: IET (P)= 10 { 6 – [ ln (80,32 / P) / ln 2 ]} IET (Clor-a)= 10 { 6 – [ (2,04-0,695 x ln (Clor-a) / ln 2 ]}

P= concentração de fósforo total medida na superfície da água (μg/L) Clor-a- concentração de clorofila-a medida na superfície da água (μg/L) Ln= logarítmo natural Exemplo 6.1 Dados: P= 13μg/L e Chl-a= 5,03μg/L. Calcular o índice do estado trófico.

IET (P)= 10 { 6 – [ ln (80,32 / 13) / ln 2 ]}= 33,7 IET (Clor-a)= 10 { 6 – [ (2,04-0,695 x ln (5,03) / ln 2 ]} =55,8

IET= [IET (P) + IET( Clor-a) ]/ 2 =(33,7+55,8)/2 =45 Lamparelli, 2004 propôs uma classificação para o Estado de São Paulo conforme Tabela (6.2). A Tabela (6.1) foi feita para lagos sendo usada no Estado de São Paulo também para rios, que

causa algumas vezes certas inconsistência de resultados conforme apontado por Lam parelli, 2004 e é por isto que a dra. Marta Lamparelli apresentou uma proposta mais condizente com a realidade que está na Tabela (6.2).

Tabela 6.2- Proposta para classes tróficas da dra. Marta Lamparelli, 2004 para o Estado de São Paulo

Exemplo 6.2 Calcular o índice do estado trófico para o lago do Nado localizado em Belo Horizonte, Minas Gerais. Dados de Bezerra-Neto e Coelho, 2002 Lagoa do Nado, Belo Horizonte, Estado de Minas Gerais 1500mm por ano de precipitação Comprimento máximo efetivo (Ce)= 290m Vazão média= 0,006m3/s Área da bacia: 804.535m2



6-5

Área da lagoa= 40.562m2 Perímetro=1193m Largura máxima efetiva=51,8m Profundidade máxima (Zn)= 7,6m Z= 2,7m profundidade média (Z) Z/ Zn= 0,35 Fator de envolvimento (Fe)= 53 Declividade média (alfa)= 2,7% Índice de desenvolvimento de perímetro (Dp)= 2,75 Índice de desenvolvimento de volume (Dv)= 1,07 Volume= 40.562m3

Clorofila-a= 11 μg/L L=NT=1276 μg/L= 1,276mg/L PT=50 μg/L NT/PT= 1276/50=25,5 Sechi = 1,00m

T=tempo de retenção no período chuvoso= 2,1 dias T= tempo de retenção no período seco= 78 dias Sendo:

IET (P)= 10 { 6 – [ ln (80,32 / P) / ln 2 ]} IET (P)= 10 { 6 – [ ln (80,32 /50) / ln 2 ]} =58 IET (cl-aP)= 10 { 6 – [ (2,04-0,695 x ln (Cl-a) / ln 2 ]} IET (cla-a)= 10 { 6 – [ (2,04-0,695 x ln (11) / ln 2 ]}= 53

IET= [IET (P) + IET( Clor-a) ]/ 2 IET= (58 + 53) / 2= 55

O índice do estado trófico do lago do Nado é IET=55 Verificando-se a Tabela (6.1) verificamos que o lago é Eutrófico.

6.5 Reaeração de lagos

Em lagos geralmente as fórmulas possuem relação com o vento. Geralmente:

K2= KL/ H Sendo: KL= coeficiente de aeração do lago (m/dia) H= profundidade média do lago (m) K2= coeficiente de reaeração do lago (dia-1) v= velocidade do vento no lago (m/s) 6.6 Sazonalidade:

Lamparelli, 2004 concluiu que para o Estado de São Paulo a sazonalidade pode ser feita em duas partes:

- Estação de chuvas (outubro a março) - Estação de secas (abril a setembro)

6.7 Relações

Lamparelli, 2004 pesquisando rios e lagos no Estado de São Paulo propôs algumas relações que podem ser úteis em estimativas. 6.8 Relação entre clorofila-a e fósforo total

Clorofila-a= 0,081 x (PT) 1,24



6-6

Sendo: Clorofila-a em μg/L Fósforo total (PT) em μg/L Exemplo 6.3 Dado um lago com fósforo total PT= 50 μg/L. Calcular a clorofila-a do lago.

Clorofila-a= 0,081 x (PT) 1,24 Clorofila-a= 0,081 x 50 1,24= 10,4 μg/L

6.9 Relação entre clorofila-a e nitrogênio para rios Clorofila-a= 1,34 x (NT) 0,55 Sendo: NT= nitrogênio total (mg/L) Clorofila-a em μg/L Relação entre clorofila-a e nitrogênio para reservatórios

Observemos que em reservatórios a quantidade de clorofila-a é bem maior do que em rios. Clorofila-a= 8,60 x (NT) 1,47 NT= nitrogênio total (mg/L) Clorofila-a em μg/L Exemplo 6.4 Em um lago o nitrogênio total NT=1,276 mg/L. Calcular a clorofila-a. Clorofila-a= 8,60 x NT 1,47

Clorofila-a= 8,60 x 1,276 1,47 = 11,4 μg/L 6.10 Clorofila-a x transparência S para rios

S=transparência= 0,613 x clorofila -1,28

Clorofila-a x transparência S para reservatórios


Exemplo 6.5 Calcular a transparência S de um lago, sendo a clorofila 11 μg/L


S=transparência= 2,5 x 11 -0,33 = 1,13m 6.10 Equação de Salas e Martino, 2001 in Lamparelli, 2004

(PT)= Pin x Tw (3/4) / ( 3 x Z) Sendo: (PT)= concentração média de fósforo (mgP /m3) Pin= carga de fósforo afluente (g/m2 /ano) Tw= tempo de residência (anos) Z= profundidade média (m)

Segundo Lamparelli, 2004 esta fórmula foi aplicada no lago Paranoá em Brasília achando-se a concentração média de fósforo (PT) de 40 mgP /m3.

No Brasil conforme Lamparelli, 2004 a Conama 357/05 estabelece o limite máximo de fósforo de 0,025mg/L das águas doces Classes 1 e 2 . Conforme o ambiente lótico ou lêntico teremos valores diferentes de fósforo.



6-7

6.8 Pesquisas de Lamparelli, 2004 A tese de doutoramento da dra. Marta Lamparelli fornece elementos importantes que estão na Tabela (6.3).

Tabela 6.3- Dados das pesquisas de Lamparelli, 2004 para o Estado de São Paulo mg/L mg/L mg/L Média Mínimo MáximoFósforo total rios 0,030 0,070 0,210 Reservatórios 0,020 0,040 0,090 Ortofosfato solúvel rios 0,122 0,005 2,55 Reservatórios 0,024 0,004 0,63 Nitrogênio Total rios 2,55 0,062 36,48 Reservatórios 2,18 0,071 57,15 Nitrogênio amoniacal Rios 1,34 0,01 25,00 Reservatórios 0,63 0,01 32,00 Nitrato Rios 0,47 0,01 6,22 Reservatórios 0,59 0,01 6,10 Nitrogênio orgânico Rios 0,75 0,00 22,00 (nitrogênio amoniacal+nitrato+nitrito) Reservatórios 0,88 0,00 56,70 Resíduo total Rios 140 4,00 801,00 Reservatórios 116 1,00 417,00 Resíduo fixo Rios 82 2,00 333,00 Reservatórios 66 0,00 282,00 Clorofila-a Rios 3,62 0,05 169,07 Reservatórios 18,24 0,05 566,57 Temperatura da água Chuvas (outubro a março) 25,7ºC 18,0ºC 35ºC Secas (abril a setembro) 21,4ºC 13,0 ºC 32ºC A Tabela (6.4) contém as concentrações basais encontrada nos Estados Unidos. Tabela 6.4- Concentração basal de nutrientes em riachos nos Estados Unidos conforme USGS

Nutriente Concentração basal em riachos (mg/L)

Nitrogênio Total 1,0 Nitrato 0,6 Amônia 0,1

Fósforo total 0,1 Fonte: Lamparelli, 2004



6-8

6.9 Razão N/P O conceito de nutrientes limitantes é baseado na Lei do Mínimo proposta por Liebig, a qual estabelece que a produção de um organismo é determinado pela abundância da substância que estiver presente no ambiente na menor quantidade relativa a sua necessidade conforme Wetzel, 1993 in Lamparelli, 2004. As relações NT/PT segundo Thomann e Muller, 1987 valem para rios, lagos e estuários para poluição pontual e difusa.

Quando NT/PT << 10 o fator limitante é o nitrogênio e Quando NT/PT >> 10 o fator limitante é o fósforo.

Sendo: NT= nitrogênio total PT= fósforo total Os professores da EPUSP do Departamento de Engenharia Hidráulica e Sanitária PHD2460 dr. Rodolfo Martins e Dra. Mônica Porto alertam em suas aula o seguinte:

Quando ocorre a limitação por fósforo o processo de eutrofização estabiliza. Quanto ocorre a limitação por nitrogênio, o crescimento das algas prossegue com aquelas que

conseguem usar N2. Para N/P < 4 estimula-se o crescimento das águas azuis ou cianofíceas que são tóxicas. Alguns limnologistas consideram que apenas o fósforo é limitante; o nitrogênio apenas

comanda o tipo de alga que se desenvolve. A relação N/P é importante para determinar as medidas de controle.

6.10 Teoria sobre carga de fósforo em um lago

Conforme Metcalf e Eddy, 1993 a carga M’ em um lago é dada pela equação: M’= Qp x Cp + Qs x Cs + Qr x Cr + Qg x Cg + Qw x Cw

Sendo: M’= carga no lago (mg/s) Qp=vazão devida a precipitação direta na área Qs= vazão de rio que chega ao lago (m3/s) Qe= vazão devida a evaporação da água na superfície do lago (m3/s) Qr= vazão devida ao escoamento superficial (runoff) que cai no lago (m3/s) Qg= vazão devida a contribuição das águas subterrâneas (m3/s) Qw= água que é retirada (m3/s) Qws= água que é resposta ao lago (m3/s). Qws = aQw sendo a fração da água que retorna ao lago Qo= vazão de saída do lago (m3/s) Cp= concentração de fósforo na precipitação água de chuva (mg/L) Cr= concentração de fósforo devido ao runoff (mg/L) Cs= concentração de fósforo que vem do rio que cai no lago (mg/L) Cr= concentração de fósforo contido no escoamento superficial (runoff) (mg/L) Cg= concentração de fósforo da água subterrânea (mg/L) Cw= concentração de fósforo de efluente de estação de tratamento de esgotos lançado no lago (mg/L)



6-9

Figura 6.2- Modelo de lagos e reservatórios totalmente misturado Fonte: Metcalf&Eddy, 1993

to= V/Qo Sendo: to= tempo de permanência (s) ou tempo de detenção ou tempo de residência V= volume de água do lago (m3) Qo= vazão de saída do lago (m3/s)

β= K + Qo/V = K + 1/ to Sendo: β=constante do lago para o fósforo K= constante de fósforo= 0,003/dia= 0,003/86400s= 0,000000034/s V= volume do reservatório (m3). Geralmente é a área multiplicado pela profundidade média. Qo= vazão de saída do lago (m3/s) M’= Cc x βx V Sendo: M’= carga presente no lago (mg/s) Cc=concentração de fósforo no lago (mg/L) β=constante do lago para o fósforo V= volume do reservatório (m3). Geralmente é a área multiplicado pela profundidade média.



6-10

Exemplo 6.6 Elaborar a análise de fósforo em um lago com escoamento superficial médio anual de 125mm, evaporação anual de 700mm e precipitação média anual de 500mm. A área da bacia do lago tem 2300km2 e a profundidade média do lago é de 15m.

A quantidade de fósforo na água de chuva Cp=0,01mg/L e é retirado do lago 3,8m3/s sendo reposto em forma de esgoto tratado 70% da vazão. A água de retorno ao lago possui Cw= 2,2mg/L de fósforo. A concentração de fósforo medida do lago é de Cc=0,09mg/L.

A área da superfície do lago tem 130km2. O volume do lago é a superfície multiplicado pela profundidade média,

V= 130km2 x 1000 x 1000x 15= 1.950.000.000m3 = 1,95 x 109m3 A vazão média Qr que chega ao lago causado pelo runoff (escoamento superficial):

Qr= Área da bacia x (125/1000)/ (365x86400s)= 2300x 1000 x 1000 x (125/1000)/ (365x 86400)=9,1m3/s

A vazão causada pela precipitação direta na superfície do lago é: Qp= Área do lago x precipitação anual= 130 x 1000 x 1000 x (500/1000) /(365 x 86400)= 2,06m3/s

A vazão evaporada da superfície do lago: Qe= 130 x 1000 x 1000 x (700/1000)/ (365 x 86400)= 2,89m3/s A vazão de saída Qo será:

Adotando as seguintes simplificações: Qg=0 vazão devido a águas subterrâneas. Qs=0 vazão do rio que chega ao lago

É importante salientar que 70% do volume extraído retorna ao lago e 30% é lançado a jusante do mesmo fazendo parte portanto como 0,30 x Qws.

Qo= Qr + Qp – Qe – 0,30 x Qws= 9,1 + 2,06 -2,89 – 0,30x 3,8= 7,15m3/s β= K + Qo/V

K= constante de fósforo= 0,003/dia= 0,003/86400s= 3,4 x 10-8/s V= 1.950.000.000m3 =1,95 x 109 m3 Qo= 7,15m3/s β= K + Qo/V β= 3,4 x 10-8/s + 7,15/1,95x109=3,4 x 10-8/s + 0,36667 x10-8= 3,7667 x 10-8 /s

M’= Cc x βx V =(0,09mg/L x 3,7667x 10-8 x 1,95x109) x 1000= 6610,56 mg/s A carga da concentração de fósforo devido ao runoff é:

M’= Qp x Cp + Qr x Cr + Qw x Cw=6610,56mg/s Qw=0,7x3,8=2,66m3/s (retorno) 6610,56mg/s= 2,06 x 0,01x1000 + 9,1 x Crx1000+ 2,66 x 2,2x1000 6610,56mg/s= 20,6+9,1x Crx1000+5852=5872,6 + 9,1x Crx1000 9,1x Crx1000= 6610,56 -5872,6=737,96 Cr= 737,96/( 9,1 x 1000)=0,081mg/L

Determinar a carga de fósforo que deve ser lançada no lago para que a concentração de fósforo no lago seja de 0,03mg/L.

M’= Cc x βx V =0,03mg/L x 3,7667 x 10-8 /s x 1,95 x 109= 2204 mg/s Quantidade de fósforo no esgoto retornado para o lago.

C= 2,2 - (6610,56 mg/s – 2204)/ ( 0,7 x 3,8x 1000) =2,2 – 1,7= 0,50mg/L Metcalf e Eddy, 1993 salientam que a redução de 2,2mg/L para 0,50mg/L mostra que o lago é

muito sensível às descargas lançadas nele.



6-11

Exemplo 6.7 Determinar a concentração da DBO5 em um lago que tem chuva escoamento superficial médio anual de 0,356m. A área da bacia do lago tem 25,6km2 e a profundidade média do lago é de 3,0m conforme exemplo adaptado de Metcalf e Eddy, 1993.

A quantidade de DBO na água de escoamento superficial (runoff) Cp=1,0mg/L. É lançado efluente de esgoto tratado na vazão de Qw=0,0425m3/s com DBO=Cw=25mg/L. A área da superfície do lago tem 0,20km2. O volume do lago é a superfície multiplicado pela profundidade média,

V= 0,20km2 x 1000 x 1000x 3,0= 600.000m3 A vazão média Qr que chega ao lago causado pelo runoff (escoamento superficial):

Qr= Área da bacia x 0,356m/ (365x86400s)= 0,20x 1000 x 1000 x 0,356/ (365x 86400)=0,289m3/s A vazão de saída Qo será:

Qo= Qr + Qws= 0,289+0,0425= 0,3315m3/s β= K + Qo/V K=0,3/dia

K= constante da DBO= 0,3/dia= 0,3/86400s= 3,472x10-6/s V= 600.000m3 Qo=0,3315m3/s

β= K + Qo/V β= 3,472x10-6/s + 0,3315/600000= 3,472x10-6/s +5,52 x 10-7/s =4,024 x 10-6 /s

M’= Qr x Cr + Qw x Cw Qr=0,289m3/s Cr= 1mg/L DBO Qw=0,0425 Cw= 25mg/L DBO M’=( 0,289x 1,0 + 0,0425x 25) x 1000= 1351 mg/s Cc= M´/ βx V =1351/ (4,024 x 10-6 x 6 x 105 x 103)=0,56mg/L DBO



6-12

Exemplo 6.8

Dada uma área da bacia de 97ha de um lago. O lago tem área superficial de 15.920m2, volume de 38.983m3. A precipitação média anual na região é de 1,07m.Calcular a carga de fósforo no lago.

Na Tabela (6.5) estão as áreas agrícolas, florestas e urbanas da região, mostrando que 64% da área é agrícola e 21% urbana.

Para cada uso do solo foi estimado o coeficiente de runoff C, assim para a área urbana C=0,73.

A carga de fósforo adotada para a área urbana é de 0,792kg de fósforo por ano por hectare e multiplicando pela área em ha obtemos 16,6kg/ano de fósforo que chegará ao lago.

Carga= 0,792 kg/ha x ano x 21ha = 16,6 kg/ano de P .

Tabela 6.5- Porcentagem das áreas e coeficientes de runoff e cargas de fósforo Uso do solo Área

(ha) Porcentagem C.

runoff Carga P

(kg/haxano) Carga

P (kg/ano) Agricultura 64 66% 0,36 1,620 103,7 Floresta 12 12% 0,31 0,027 0,3 Urbana (pavimentada) 21 22% 0,73 0,792 16,6 97ha 100% 120,6kg/ano

Na Tabela (6.6) vamos calcular o coeficiente de runoff ponderado em relação as áreas e o

obtido foi C=0,43. C= (0,66 x 0,36 + 0,12 x 0,31 + 0,22 x 0,73)/ 1,00 = 0,43

Tabela 6.6- Calcular o coeficiente de runoff ponderado

Uso da terra Área (ha) fração da área C. runoff

Agricultura 64 0,66 0,36 Floresta 12 0,12 0,31 Urbana (pavimentada) 21 0,22 0,73 Total= 97 1,00 0,44

Na Tabela (6.7) a precipitação média anual é de 1,07m e considerando o runoff ponderado

obtido de 0,44 obtemos 456.676m3. 1,07 m x 0,44 x 97ha x 10000m2 =456.676 m3

Considerando o volume do reservatório de 38.982m3 fazemos a soma do volume total: Volume total= 456676m3 + 38.982m3= 495.658m3

Conforme Tabela (6.5) a carga total de fósforo que chega ao lago é de 120,6kg/ano, ou seja, 120.600 g/ano.

Como a área da superficie do lago As= 15.920m2 vamos achar a carga de fósforo em gramas por metro quadrado por ano.

120.600 g/ ano / 15.920m2 = 7,58 g/m2 ano A concentração de fósforo será: 120.600g/ano / 495.6581m3 =0,24 g/m3= 0,24mg/L

Nota: este exemplo é muito fácil de ser aplicado. Poderia ser incluso também o efluente de uma ETE e o volume de lançamento no lago deveria ser usado o método da solução para a concentração final fósforo.

Somente consideramos a poluição difusa causada pelo escoamento superficial (runoff) e não consideramos as águas subterrâneas, que apresentam grande dificuldade de estimativas. De maneira análoga poderiamos fazer aplicar o exemplo para o nitrogênio mudando somente as taxas de aplicação do nitrogênio.



6-13

Tabela 6.8- Estimativa da carga total de nitrogênio baseado no uso do solo

Uso do solo Carga total de nitrogênio (kg/ha x ano)

Agricultura 20,0 Floresta 1,9 Area urbana 10,9 Exemplo 6.9 Para o exemplo anterior vamos supor que exista uma ETE que produz 756m3/dia de esgotos que são lançados no lago com 0,30mg/L de fósforo total PT.

Por ano teremos: 365dias x 756m3/dia=275.940m3/ano O volume anual devido ao runoff foi de 456.676m3 que acrescido aos 275.940m3 resultará em:

456.676m3 + 275.940 m3= 732.616 m3 A carga anual de fósforo da ETE será:

275.940 m3/ano x 0,30g/ m3= 82.782g/ano de fósforo A carga total será a soma da carga da poluição difusa mais a carga concentrada da ETE.

82.782 g/ano + 120.600g/ano=203.382g/ano Dividindo pela área do lago de 15.920m2 teremos: 203.382g/ano/ 15.920m2=12,8 g/m2 x ano

A concentração de fósforo será: 203.382 g/ano / 732.616m3= 0,28 mg/L de fósforo total



6-14

6.11 Cálculo do oxigênio dissolvido em LAGO e RESERVATÓRIOS

Conforme Thomann e Mueller, 1987: C= ( Q / (Q + KL x A)) x cin + (KL x A / (Q + KL x A))xcs – (VxKd / (Q + KL x A))x L+ –(Wc / (Q+ KL xA)) Sendo: C= concentração de oxigênio dissolvido (DO) na lagoa (mg de O2/ L x dia) Q=vazão de descarga (m3/s) Kd=K1= coeficiente devido deoxidação referente a DBO L= DB0 existente nas lagoas no início A=área da superficie do lago (m2) V= volume do lago (m3) cin = concentração de OD na água que entra no lago (mg/L)

KL= 0,728 x U0,5 -0,317 x U+ 0,0372 x U2 Kr= Ksed + Kd = Ksed + K1

O valor Kr é a soma da deposição de DBO no fundo do lago que denominaremos de Ksed e da taxa de desoxigenação da DBO chamado de K1 ou Kd. Wc= é a carga de outras origens e consumo de OD podendo ser positivo ou negativo (+fotossíntese, - respiração, -consumo de oxigênio pelo sedimento)

Para um lago completamente misturado em condições de equíbrio vale: L=DBO= W/ (Q + Kr x V)

Exemplo 6.10- Fonte: Thomann e Mueller, 1987 Seja um lago com profundidade média H=1,3m e superficie A=15000m2, onde a vazão de entrada e saida são de 0,04m3/s. A temperatura que queremos é 23ºC. A velocidade do vento é V=4,5m/s e a taxa de oxigênio na entrada do lago é cin=8,00mg/L e a DBO de entrada Lin=0. A taxa de consumo de oxigênio pelo sedimento SB=0,5 g/m2 x dia que denominamos também de Ks. O coeficiente Kr=0,3/dia a 23º C e Kd=K1=0,2/dia a 23ºC. A carga de DBO lançado por dia é W=120 kg DBO/dia. Achar a concentração de OD da mistura. Resolução do problema: Cálculo do volume do lago V

V= A x H= 15000m2 x 1,3m= 19.500m3 Vazão de entrada e de saida Q= 0,04m3/s x 86400s =3460m3/dia Tempo de detenção ou tempo de residência

td= V/Q= 19500m3/ 3460m3/dia= 5,6 dias Coeficiente KL para o lago

KL= 0,728 x U0,5 -0,317 x U+ 0,0372 x U2 Sendo: U= velocidade do vento a 10m de altura (m/s) U=4,5m/s KL= 0,728 x 4,50,5 -0,317 x 4,5+ 0,0372 x 4,52= 0,87m/dia (0,6m/dia a 0,9m/dia) OK.

Concentração de saturação cs Podemos achar a saturação do oxigenio usando uma tabela ou calculando.

Cs= 8,58mg/L para temperatura de 23ºC.

Concentração de DBO no lago



6-15

L= W/ (Q + Kr x V)= (120 kg/dia x 1000g/dia) / ( 3560m3/dia +0,3 x 19500m3)= 12,89mg/L Portanto, a concentração de DBO no lago é 12,89mg/L

Cálculo da concentração de OD no lago C= ( Q / (Q + KL x A)) x cin + (KL x A / (Q + KL x A))xcs – (VxKd / (Q + KL x A))x L+ –(Wc / (Q+ KL xA)) Como temos consumo de oxigênio pelo sedimento:

Wc= SB x A Q+KL x A= 3460m3/dia + 0,87 x 15000m2=16500m3/dia C= ( 3460 / 16500) x 8,00 + (0,87 x 15000 /16500)x8,58 – (19500x0,2 / 16500)x 12,89 –SB A / 16500

C= ( 1,68 + 6,79 –3,05 –0,5x 15000 / 16500 C= ( 1,68 + 6,79 –3,05 –0,45=4,97 mg/L

Exemplo 6.11 Lago dos Patos em Guarulhos Consumo de oxigênio dissolvido (OD) no lago dos Patos

A concentração de oxigênio dissolvido OD é dado pelas parcelas referentes a córrego tributário, saturação do OD, consumo de oxigênio devido a DBO e consumo de oxigênio devido a sedimentos no fundo do lago.

Adotaremos modelo de Thomann e Mueller, 1987. C= ( Q / (Q + KL x A)) x cin + (KL x A / (Q + KL x A))xcs – (VxKd / (Q + KL x A))x L –(Wc / (Q+ KL xA)) Como temos consumo de oxigênio pelo sedimento:

Wc= SB x A Sendo: C= concentração de oxigênio dissolvido (OD) na lagoa (mg de O2/ L x dia) Q=vazão de descarga= 184m3/dia K1= coeficiente devido deoxidação referente a DBO= 0,58/dia L= DB0 existente nas lagoas no início = 2mg/L A=área da superfície do lago= 18.800m2 V= volume do lago= 21.390m3 Ks= SB=demanda de oxigênio pelo sedimento= 1,056g/m2/dia (adotado) cin = concentração da água que entra no lago com OD=7,0mg/L ( vaira de 80% a 90% da Ods) cs= saturação do OD a 20ºC na altitude 760,00m de Guarulhos =8,3mg/L T= 20ºC Resolução do problema: Cálculo do volume do lago V

V= 21.390m3 Vazão de entrada e de saida Q= 184m3/dia Tempo de detenção ou tempo de residência

td= V/Q= 21.390m3/ 184m3/dia= 116 dias Coeficiente KL para o lago

KL= 0,728 x U0,5 -0,317 x U+ 0,0372 x U2 Sendo: U= velocidade do vento a 10m de altura (m/s) U=3,5m/s (média de Guarulhos na Estação Climatológica da UNG) KL= 0,728 x 3,50,5 -0,317 x 3,5+ 0,0372 x 3,52= 0,71m/dia (0,6m/dia a 0,9m/dia) OK.



6-16

Concentração de saturação cs Podemos achar a saturação do oxigênio usando a Tabela (5.12) ou calculando.

Cs= 8,30mg/L para temperatura de 20ºC altitude 760m em Guarulhos.

Cálculo da concentração de OD no lago C= ( Q / (Q + KL x A)) x cin + (KL x A / (Q + KL x A))xcs – (VxKd / (Q + KL x A))x L –(Wc / (Q+ KL xA)) Q+KL x A= 184m3/dia + 0,71 x 18.800m2=13.532m3/dia

Wc= SB x A SB=Ks= 1,056 g/m2/dia (adotado) Wc= 1,056 x 18.800m2=19853

C= ( 1840 / 13.532) x 7,00 + (0,71 x 18.800 /13.532)x8,30 – (21.390x0,58 / 13.532)x 2,0 –(19853 / 13532) C= 0,95 +8,19 -1.83 – 1,47=5,84 mg de O2/Lx dia Vamos supor para efeito de exemplo que o lago não possa ter menos que 5,0mg/Lx dia de

oxigênio dissolvido. Portanto, a concentração de oxigenio no Lago dos Patos é de 5,84 mg O2/L x dia.



6-17

6.12 Cálculo do oxigênio dissolvido durante o dia devido ao fitoplancton. Devido a energia solar, a fotossíntese só ocorre durante o dia.

pa= ps x G (Ia) Sendo pa= oxigênio dissolvido durante o dia em mg O2/ L x dia ps= produção de luz que produz o oxigênio dissolvido saturado. ps=aop x P aop= 0,25 razão em mg de DO / μg de clorofila a que varia de 0,1 a 0,3. Vamos adotar aop=0,25 que é a taxa de luz que produz demanda de oxigênio saturado. P= clorofila a em μg/L= 10 μg/L (admitido: é uma quantidade grande) ps=0,25 x P= 0,25x 10= 2,5 μg/L = 2,5 mg O2/ L x dia G (Ia)= fator de atenuação da luz de acordo com a profundidade e em um dia


Sendo: αo= Ia / Is = 500/350=1,42 H= 1,87m = profundidade média (adotado) Ke= 1,04 adotado Ke = 1,7 / Ds sendo Ds= profundidade obtida com o disco de Secchi (m) z= profundidade de atividade da fotossíntese (m) =0,914m α1= αo x e –Ke x z= 1,42 x e - 1,04 x 0,914 = 0,55 Sendo: Ke= coeficiente de extinção da luz (1/m) = 1,04/dia Ia= média da radiação solar durante o dia em Langley/dia=500 Langleys/dia. Nota: Langley/dia (Ly – 1caloria/cm2=2,06 w/m2) Is= luz no qual o fitoplâncton cresce ao máximo em Langley/dia e que varia de 250 a 500 = 350 Langley/dia f= foto período (fração da duração da luz do dia) =0,6 dia



6-18

6.13 Estimativa da variação diurna do oxigênio devido a fotossíntese (fitoplâncton) Conforme http://www.mde.state.md.us/assets/document/TMDL/adkins/adkins_main_final.pdf acessado em 26 de dezembro de 2006:

f= 0,6dias T=1dia Ka=0,5/dia pa= 0,73 mg O2/ L x dia

Δc/pa = [( 1- e – Ka x f x T) x ( 1- e –Ka x T x (1- f) )] / [f x Ka x (1 – e –Ka x T)] Δc/0,73 = [( 1- e – 0,5 x 0,6 x 1dia) x ( 1- e –0,5 x 1 x (1-0,6f) )] / [0,6 x 0,5 x (1 – e –0,5 x 1dia)]

Δc/0,73 = 0,39 Δc = 0,39 x 0,73 = 0,29 mg O2/ L x dia

O valor Δc achado mostra que durante o dia oxigênio dissolvido aumenta ou diminui de 0,29mg O2/ L x dia.

Supondo que o oxigênio dissolvido no lago é de 5,95mg/L poderá haver variação de oxigênio de 5,95-0,29=5,66 até 5,95+0,29=6,24mg/L de O2. 6.14 Coeficiente de extinção da luz Ke

Pesquisas efetuadas por Lee e Rast, 1997 concluíram que com 13% de erros temos: Coeficiente de extinção de luz: Ke= 2,78 + 0,007 x Cor em uH + 0,036 x turbidez em UT Ke varia de 2,49 /m a 7,93 /m conforme as pesquisa A profundidade eufótica z em metros pode ser estimada pela relação:

z= 4,6/ Ke que varia de 0,61m a 1,85m conforme as pesquisas efetuadas Exemplo 6.12 Calcular o coeficiente de extinção de luz e a profundidade eufótica do lago dos Patos em Vila Galvão, Guarulhos sabendo que através de análise de água a cor foi maior que 150 uH e que a turbidez foi de 83 uT.

Coeficiente de extinção de luz (Ke ou η) = 2,78 + 0,007 x Cor + 0,036 x turbidez Ke = 2,78 + 0,007 x 150 + 0,036 x 83 = 6,8/m Z= 4,6/ Ke= 4,6/ 6,8=0,67m



6-19

6.15 Cálculo da variação de oxigênio para rios devido somente ao fitoplâncton No capítulo 5 fizemos um cálculo da respiração e produção de oxigênio devido as algas segundo Rutherford, 2005 para rios, mas vamos usar modelo de Thomann e Muller, 1987 página 450.

Acima fizemos os cálculos da variação de oxigênio devido a lagos e agora vamos ver a variação de oxigênio devido ao fitoplâncton devido em rios.

Faremos a explicação juntamente com um exemplo. Iniciamos primeiramente com o cálculo da respiração R pelo fitoplâncton.

R= aop x Gp x P Sendo: R= respiração pelo fitoplâncton (mg O2/ L x dia) P= clorofila-a (μg/L) Gp= fator de atenuação da luz de acordo com a profundidade e em um dia f= foto período = 0,5 (dado do problema) H= 0,90m= profundidade do rio (dado do problema) Ke= 1,1/m

G (I)= 2,718 x f ( e -α1 - e -αo) / (Ke x H) G (I)= 2,718 x 0,5 ( e -1,49 - e -4,00) / (1,1 x 0,90) =0,284 Temperatura= 23º C Crescimento e morte de fitoplâncton. G(T)= Gmax x 1,066 (T-20)

Os valores de Gmax variam de 1,5/dia a 2,5/dia. Adotamos Gmax=1,8/dia que é um misto da população do fitoplancton.

Mas G(T)= 1,8 x 1,066( 23-20)= 2,18/dia Gp= G(I) x G (T)= 0,284 x 2,18/dia=0,619/dia Dp= respiração endógena Dp= μR x 1,08 (T-20) O valor de μR varia de 0,05/dia a 0,25/dia. Adotamos μR =0,1/dia Dp= 0,1 x 1,08 (23-20)= 0,126/dia pa= aop x Gp x P= 0,133 x 0,619/dia x P=0,082xP ( mg O2/ L x dia)

O valor de R será: R= aop x Dp x P

R= 0,133 x 0,126 x P =0,0168xP (mg O2/ L x dia) Sendo: P=clorofila-a (μg/L) Is= 300 ly/dia (dado do problema) Radiação solar diária It= 600 ly/dia (dado do problema) f=foto período=0,5 (dado do problema) αo= Ia / Is = (600/0,5)/300=4,00 H= 0,90m = profundidade média (adotado) Ke= 1,1 dado do problema α1= αo x e –Ke x H= 4,00 x e - 1,1 x 0,9 = 1,49 aop= 0,25 razão em mg de OD / μg de clorofila a que varia de 0,1 a 0,3. Vamos adotar aop=0,133 que é a taxa de luz que produz demanda de oxigênio saturado para o exemplo que faremos..



6-20

Tabela 6.9- Estimativa do oxigênio dissolvido no rio devido ao fitoplâncton

Trecho do rio

clorofila Cl-a

pa

R

pa-R

Temp

Déficit

D

delta c=

Déficit +Deltac/2

Déficit – deltac/2

(mgO2/L x dia) (mgO2/L x dia) (dias) Do no inicio

pa/2

Coluna 1 Coluna 2 Coluna 3 Coluna 4 Coluna51 Coluna 6 Coluna 7 Coluna 8 Coluna 9 Coluna 10 Coluna 11

1 27 2,25 0,45 1,80 0,50 0,02 -0,58 2,46 0,64 -1,81 2 34 2,83 0,57 2,26 0,50 -0,58 -0,98 2,46 0,25 -2,21 3 41 3,41 0,69 2,73 0,50 -0,98 -1,29 2,46 -0,07 -2,52 4 50 4,16 0,84 3,33 0,50 -1,29 -1,62 2,46 -0,39 -2,84 5 59 4,91 0,99 3,92 0,44 -1,62 -1,92 2,46 -0,69 -3,15

Ka=K2= coeficiente de aeração Usando equação de O´Connor nas unidades SI temos:

Ka= 3,73 x V0,5/ H 1,50 V= velocidade=0,15m/s=velocidade média do rio, dado do problema H= profundidade média do rio (m)=0,90m

Ka= 3,73 x 0,150,5/ 0,901,50= 1,69/dia Como o valor de Ka ou K2 é para a temperatura de 20ºC, para 23º temos

Ka=K2= 1,69 x 1,024 (23-20)= 1,81/dia A média diária de déficit de oxigênio dissolvido OD em (mg/L) é dada pela equação:

Da equação de Streeter-Phelps do capítulo 5 deste livro temos: D= Do x e –K2 x t + { [K1 / (K2-K1)] x (e –K1 x t – e –K2 x t) }x Lo

+{ [KN / (K2-KN)] x (e –KN x t – e –K2 x t) }x LoN - (1 – e –K2 x t) x ( pa- R – Ks/H)/K2

Considerando Ks=0 e não o resto da equaçao e sim somente a parte que está nos interessando agora que é a produção e o consumo de oxigênio pelo fitoplancton temos a equação. Substituimos o valor K2 por Ka

D= Do x exp (-Ka x Δt) – ((pa-R)/Ka) x (1- exp(-Ka x Δt )) (Equação 6.1) Sendo: D= déficit (mg/L) Di= déficit inicial (mg/L) Ka= coeficiente =1,81/dia no exemplo Δt=horas no trecho

Para o primeiro trecho iniciamos com Do=0,02mg/L de déficit de OD. O déficit no fim de cada trecho será o inicio do trecho seguinte.

O déficit diário será a média diária mais ou menos Δc/2 sendo: Para Ka< 2/dia então:

Δc= pa/2= 4,91/2= 2,46 mg/L (Tomamos o maior valor de “pa”, ou seja, 4,91 a favor da segurança) O resumo dos cálculos estão na Tabela (6.9).

Vamos explicar coluna por coluna da Tabela (6.9). Coluna 1: estão os trechos do rio, variando de 1 a 5 Coluna 2: estão os valores a clorofila-a conforme amostra extraída de cada trecho. Coluna 3: estão os valores do oxigênio consumido durante o dia pa de cada trecho devido as algas Coluna 4: está a respiração das algas de cada trecho Coluna 5: estão os valores de pa-R de cada trecho Coluna 6: estão os tempos em dias de cada trecho, geralmente de 0,50 dias e somente o ultimo é de 0,44dia.



6-21

Coluna 7: Na primeira linha está o valor da demanda de oxigênio no inicio de 0,02mg/L. Nas demais linhas o valor de Do é o valor calculado na linha anterior da coluna 8. Coluna 8: Aplicação da equação (6.1) sendo o Do o do cálculo anterior. Coluna 9: São os valores de Δc de 2,46mg/L considerando o maior valor da coluna 3 que é 4,91/2=2,46. Coluna 10: São os valores da coluna 8 + 2,46/2 Coluna 11: São os valores da coluna 8 – 2,46/2



6-22

6.16 Lançamento de poluentes em um lago. Vamos explicar dando um exemplo seguindo modelo de Thomann e Muller, 1987. Seja um lago misturado de proporções moderadas:

W= Qe x Se + Qr x Sr + QT x ST + P x As x Sp + Sd x V Sendo: W= entrada de massa Qe x Se = transferência de massa de esgotos de um efluente Qr x Sr =devido a um rio que entra no lago QT x ST = devido a um tributário P x As x Sp = devido a precipitação da água de chuva Sd x V=devido ao sedimento Qe= vazão efluente Qr= vazão do rio que entra no lago Qt= vazão do tributário P= quantidade de precipitação As= área da superficie do lago V= volume do lago Se= concentração do efluente Sr= concentração do rio ST= concentração do tributário Sp= concentração nas águas de chuvas Sd= concentração do poluente que sai dos sedimentos

td= V/Q Sendo: td= tempo de detenção no lago

S’ = W/ (Q + KV) = (W/Q) / ( 1 + Ktd) Sendo: S= concentração no tempo t t= tempo em ano K=0,23/ano

S=S’ x{ 1 – exp([ -(1 + K x td) x (t/td)]}



6-23

Figura 6.2- Esquema de lago misturado

Exemplo 6.13 Adaptado de Thomann e Muller, 1987. Seja um lago com durante 1,5anos vem recebendo um pesticida (Triallate) com 518,4 kg/dia e depois termina. O volume do lago é de V= 89.145.000 m3. O valor K=0,23/ano e a vazão média anual da saída do lago é de 2,83m3/s. Nota: O triallate é um pesticida usado para matar vegetação daninha. É tóxica para peixes e outros organismos aquáticos. Não é tóxico para passarinhos e é um pouco tóxico para o ser humano.

Achar a concentração de equilíbrio? Achar a máxima concentração?

Figura 6.3- Esquema do lago

Primeiramente vamos determinar o tempo de detenção td

td= V/Q=(89154.000m3/ 2,83m3/s) / (365dias x 86400)= 1,0anos O valor de S S’ = W/ (Q + kV) = (W/Q) / ( 1 + Kx td) = (528,4kg x 1000 x 1000) / (2,83 x 1000) / ( 1+0,23x0,95)= 1,4mg/L

S’= 1400 μg/L Portanto, a concentração de equilibrio é 1.400μg/L

Para 1,5 anos quando acaba o poluente repentinamente teremos: S=S’ x{ 1 – exp([ -(1 + k x td) x (t/td)]}

S(t=1,5anos)=1400 {1 – exp([ -(1 + 0,23x 1,00) x (1,5anos/1,00anos)]} =1178 μg/L A máxima concentração do poluente é 1.178 μg/L



6-24

6.17 Tipo de análises

No Lago do Nado em Belo Horizone foram feitas análises longitudinais e mensais ao lago em profundidade:

0 1m 3m 5m

Nestes pontos foram retiradas com retiradas amostras com a garrafa de Van Dorn de 2 litros:

1. Fósforo total pelo método de Murphy e Reley 2. Nitrogênio total usando autoclave c persulfato de potássio 3. Clorofila-a pelo método espectrofotométrico usando acetona como solvente orgânico; 4. Oxigênio dissolvido 5. Temperatura 6. Disco de Secchi



6-25

6.18 Bibliografia e livros recomendados -BEZERRA NETO, JOSE FERNANDES e COELHO, RICARDO MOTTA PINTO. A morfologia e o estado trófico de um reservatório urbano: lago do Nado, Belo Horizonte, Estado de Minas Gerais, 2002 Universidade Federal de Minas Gerais, 6páginas. Acessado em 23 de dezembro de 2006. -FERREIRA, ALDO PACHECO et al. Contribuições para o desenvolvimento da capacidade de previsão de um modelo de qualidade da água. Revista Brasileira de Recursos Hídricos volume 11 número, ano 2006 http://www.ppg.uem.br/Docs/ctf/Biologicas/2002/02_245_01_Jose%20Bezerra-Neto%20e%20outro_A%20morfometria.pdf -HUBER, WAYNE C. Contaminant transport in surface water. In Handbook of Hydrology de David R. Maidment, 1993. -INTERNET http://www.mde.state.md.us/assets/document/TMDL/adkins/adkins_main_final.pdf acessado em 26 de dezembro de 2006: -LAMPARELLI, MARTA CONDÉ: Graus de trofia em corpos de água no Estado de São Paulo, 2004, 238, Tese de Doutoramento, Instituto de Geociências da USP. -LEE, ROGER W. E RAST, WALTER. Ligth attenuation in a shallow, turbid reservoir, lake Houston, Texas. U.S. Geological Survey, Austin, Texas, 1997. US Department of the Interior -METCALF & EDDY. Wastewater engineering. Mcgraw-Hill, 3ª ed, 1991, ISBN- 0-07-100824-1., 1334páginas. -THOMANN, ROBERT V. MUELLER, JOHN A. Principles of surface water quality modeling and control. Editora Harper Collins, 1987. 644 páginas, ISBN 0-06-046677-4



6-26

Apêndice A: fonte USEPA, 1985 página 63

Curso de esgotos Capitulo 07-Impacto do nitrogênio e do fósforo em lagos e córregos Engenheiro Plínio Tomaz 30 de maio 2008 [email protected]

7-1

Capítulo 07 Impacto do nitrogênio e do fósforo em lagos e córregos


7-2

Capitulo 07-Impacto do nitrogênio e fósforo em lagos e córregos 7.1 Introdução

Vamos expor suscintamente o impacto do fósforo e do nitrogênio em lagos e rios. As cargas de fósforo e nitrogênio, por exemplo, podem ser estimadas em um lago, pois são levadas pelo escoamento superficial das chuvas e das águas subterrâneas.

Apresentaremos ainda o método Simples de Schueler que é muito usado em poluição difusa devido a sua simplicidade.

7.2 Impacto do nitrogênio

É o problema III do Azevedo Neto conforme Tabela (5.1) do Capítulo 5 que consiste em determinar a população máxima cujos efluentes podem despejar no curso de água.

O impacto do nitrogênio numa determinada área é muito importante. Na Baia de Buttermilk em Massachusetts, Estados Unidos com área de 212ha foi determinado por uma comissão em 1990, que a taxa de nitrogênio anual não poderia passar de 52.490kg/ano, pois adotada a taxa máxima de 0,24mg/L de nitrogênio para que fosse diminuida a quantidade de algas na região.

Volume de água de recarga= 218.709.000m3/ano 0,24g/m3 x 218.709.000m3/ano / 1000=52.490kg

Para estimativa assumimos que o efluente tratado de esgotos sanitários tenha 40mg/L de nitrogênio e que a cota per capita seja de 208 litros/dia x habitante. Na prática o nitrogênio varia de 25mg/L a 45mg/L.

Sistemas mecanizados de tratamento de esgoto sanitário conforme EPA, 2002 poderão obter concentrações baixas de nitrogênio de 10mg/L a 25mg/L.

Qualquer construção que seja feita na região os efluentes nao poderão ultrapassar a carga anual de nitrogênio de 52.490kg/ano.

Na Tabela (7.1) está uma aplicação prática do assunto:

Tabela 7.1- Cargas de nitrogênio na Baia de Buttermilk, Massachusetts Ordem Fonte do nitrogênio Unidade Padrão

Mass. Quantidade

(kg/ano)

Col 4 x col 5 (%)

Coluna 1 Coluna 2 Coluna 3 Coluna 4 Coluna 5 Coluna 6 Coluna 7

1 Tanque séptico e vala de infiltração

40mg/L

kg N/pessoa x ano 208 litros/dia x hab 40 x 208 x 365/1.000.000

3,02 kg/pessoa/ano

8708 hab 26.298 70,68 2 Fertilizante no gramado kg N/ha x ano 46,00kg/ha 128 ha 5.888 15,82 3 Atmosfera

0,3mg/L kg N/ha x ano 3,41 kg/ha

212 ha 723 1,94 4 Runoff no pavimento

2,0mg/L kg N/ha x ano

21,00kg/ha 40ha 840 2,26

5 Runoff no telhado 0,75mg/L

kg N/ha x ano

7,50 kg/ha 40ha 300 0,81

6 Fertilizante em árvores pequenas

kg N/ha x ano 790kg/ha 4ha 3.160 8,49

Total (kg N/ano)= 37.209 100,00 Fonte: USEPA, 2002 Coluna 1: ordem Coluna 2: fonte do nitrogênio: tanque séptico e valo de infiltração, gramado, chuvas, runoff no pavimento e runoff no telhado e fertilizantes de pequenas árvores. Coluna 3: unidade. Geralmente kg de nitrogênio /ha x ano. Para os tanques sépticos e vala de infiltração consideramos 208 litros/habitante x dia e considerando que cada pessoa contribuirá com 40mg/L de nitrogênio teremos: 40mg/L x 208 L/dia x pessoa x 365 dias/ 1000.000= 3,04 Coluna 4: Padrão em kg/ha usado em Massachussets. Coluna 5: é a quantidade de pessoas, ou seja, 8708hab ou o número de hectares estimados. Coluna 6: é a multiplicação da coluna 4 pela coluna 5 fornecendo o total de nitrogênio em kg por ano. Coluna 7: é a porcentagem de contribuição de cada fonte, observando-se que que os tanques sépticos com vala de infiltração contribui com 70,68%do nitrogênio anual. A segunda parcela é dos fertilizantes usados nos gramados.


7-3

Uma das dificuldades para se avaliar o impacto do nitrogênio é determinar com precisão a recarga anual de água subterrânea.

Geralmente não se admite mais de 10mg/L de nitrato devido a doença azul de bebês que é a methemoglobinemia. É a redução da habilidade do sangue de carregar oxigênio e causa problemas na gravidez. 7.3 Balanço de massa

O balanço de massa do nitrogênio ou de outro poluente fornecem a concentração do poluente na água subterrânea e na água superficial conforme Usepa, 2002.

O balanço de massa é o quociente entre a carga anual em gramas e o volume anual de recarga em metros cúbicos.

Carga do poluente mg/L= carga anual em gramas/ volume anual de recarga metros cúbicos Para a Tabela (7.1) temos:

Carga do polunte= 37.209kg x 1000g/ 218.709.000m3 = 0,17mg/L< 0,24mg/L OK Na prática o volume de recarga não é um dado facil de se achar.

7.4 Impacto do fósforo

A Tabela (7.2) fornece a quantidade de fósforo por kg/haxano e por ano de vários tipos de áreas, como áreas urbanas, florestas, precipitações e áreas rurais.

Existe a influência do tipo de solo e das declividades. Assim partículas mais finas e terrenos com maiores declividades terão maior aporte de fósforo.

Tabela 7.2-Estimativas de exportação de fósforo de acordo com varios tipos de áreas

7.5 Impacto do nitrogênio e do fósforo Marsh, 1997 apresenta para estimativa da carga de nitrogênio e fósforo para os Estados Unidos a seguinte Tabela (7.3).

Tabela 7.3- Carga anual média de nitrogênio e fósforo Uso do solo ou cobertura Nitrogênio Fósforo (kg/ha/ano) (kg/ha/ano) Florestas 4,40 0,085 Quasi floresta 4,50 0,175 Quasi área urbana 7,88 0,300 Quasi área agrícola 6,31 0,280 Area agrícola 9,82 0,310 Area mista 5,52 0,185 Campo de Golf 15,00 0,410

Fonte: Marsh, 1997

A média de 5,1kg/ha x ano de nitrogênio total foi achada por Lewis, et al, 1999 em várias florestas praticamente intocadas, como a da rio Amazonas e do rio Negro. Do nitrogênio total 50% é nitrogênio orgànico e os outros 50% é inorgânico. Do nitrogênio inorgânico 20% é amônia e 80% é nitrato.

Isto mostra que a Tabela (7.3) no que se refere a floresta pode ser aplicada para o Brasil. Marsh, 1997 define os usos ou cobertura dos solos:

Área de floresta quando tem mais de 75% da área coberta com florestas Área quasi uma floresta: quando a área coberta por floresta estiver entre 50% a 75% Área agrícola quando mais de 75% da area é usada na agricultura

Fósforo kg/haxano

Fonte de fósforo

Alto Médio BaixoÁrea urbana 5,0 0,8 a 3,0 0,5 Área rural ou agrícola 3,0 0,4 a 1,7 0,1 Florestas 0,5 0,1 a 0,3 0,0 Precipitações 0,6 0,2 a 0,5 0,2


7-4

Área quasi urbana: quando a área tem desenvolvimento mais de 40% ocupado por residências, comércio, indústria e institucional.

Area mista: quando tem por exemplo, 25% de área urbana, 30% de área agrícola e 45% de área de florestas.

Tendo-se as áreas podemos estimar as cargas de nitrogênio e fósforo que irão cair em um rio ou um

lago. Não esquecendo que serve somente para uma estimativa. Marsh, 1997 recomenda para os Estados Unidos 0,28kg de fósforo/ano por casa e 10,66 kg/de

nitrogênio por casa por ano (lembremos que estas cargas são maiores que as brasileiras). Lembremos que as cargas presentes nas precipitações já estão inclusas. Marsh, 1997 apresenta ainda a Tabela (7.4) onde estão os níveis representativos de fósforo e

nitrogênio em vários corpos de água dos Estados Unidos.

Tabela 7.4- Niveis representativos de fósforo e nitrogênio em corpos de água nos Estados Unidos

Água Fósforo total PT (mg/L)

Nitrogênio totalNT (mg/L)

Água da chuva 0,01 a 0,03 0,1 a 2,0 Agua nos lagos com problemas de algas <0,025 <0,35 Agua dos lagos com problemas sérios de algas >0,10 >0,80 Aguas pluviais urbanas 1,0 e 2,0 2,0 a 10 Escoamento superficial na agricultura 0,05 a 1,1 5,0 a 70 Efluente de plantas de tratamento secundário de esgotos sanitários 5 a 10 >20

Fonte: Marsh, 1997 Exemplo 7.1 Seja um loteamento com 283ha com 166ha de lotes residenciais, 19ha de gramados e 98ha de campo de golfe. Calcular a carga média anual de nitrogênio e fósforo no lago.

Os cálculos estão na Tabela (7.5)

Tabela 7.5- Cálculo da carga anual média de nitrogênio e fósforo Nitrogênio

Áreas

(ha) (kg/ha/ano) (kg) Lotes residenciais 166 5,52 915 Campo de Golfe 98 15,00 1.475 Paisagismo 19 4,40 85 2.475 Portanto, teremos no lago 2475kg de nitrogênio por ano

Fósforo Áreas (ha) (kg/km2/ano) (kg)

Lotes residenciais 166 0,85 31 Campo de Golfe 98 0,41 40 Paisagismo 19 0,085 2 73

Portanto, teremos no lago 83kg de fósforo por ano


7-5

Na Tabela (7.6) estão os poluentes típicos em áreas urbanos elaborados por Burton&Pitt, 2002

notando-se que as maiores quantidades são para áreas comerciais, estradas de rodagem, estacionamento de veículos, Shopping Center, indústrias, residências de alta densidade, média e baixa e área de parques. Tabela 7.6- Poluentes típicos e areas urbanas conforme Burton& Pitt,2002 em kg/ha x ano

Área residencial com densidades Comercial

Estradas

Estacionamento

Shopping Center

Indústria Alta Média Baixa

Áreas de Parques

1 Sólidos Totais

2363 1913 1463 810 754 754 506 73 ND

2 TSS 1125 990 450 495 563 473 281 11 3

3 Cl 473 529 338 41 28 61 34 10 ND

4 TP 1,7 1,0 0,8 0,6 1,5 1,1 0,3 0,0 0,04

5 TKN 7,5 8,9 5,7 3,5 3,9 4,7 2,8 0,3 ND

6 NH3 2,1 1,7 2,3 0,6 0,2 0,9 0,6 0,0 ND

7 N03 + NO2 3,5 4,7 3,3 0,6 1,5 2,3 1,6 0,1 ND

8 DBO5 70 ND 53 ND ND 30 15 1 ND

9 COD 473 ND 304 ND 225 191 56 8 ND

10 Pb 3,04 5,06 0,90 1,24 0,23 0,90 0,11 0,00 0

11 Zn 2,36 2,36 0,90 0,68 0,45 0,79 0,11 0,00 ND

12 Cr 0,17 0,10 ND 0,05 0,68 ND 0,00 0,00 ND

13 Cd 0,03 0,02 0,01 0,01 0,00 0,00 0,00 0,00 ND

14 As 0,02 0,02 ND 0,02 0,00 ND 0,00 0,00 ND

Fonte: New techniques for urban river rehabilitation, october 2004, EKT-CT-2002-00082 LNEC João Rocha 7.6 Método Simples de Schueler

Schueler em 1987 apresentou um método empírico denominado “Método Simples” para estimar o transporte de poluição difusa urbana em uma determinada área.

O método foi obtido através de exaustivos estudos na área do Distrito de Washington nos Estados Unidos chamado National Urban Runoff Program (NURP) bem como com dados da EPA, conforme AKAN, (1993).

AKAN, (1993) salienta que os estudos valem para áreas menores que 256ha e que é usado cargas anuais.

A equação de Schueler é similar ao método racional e nas unidades SI adaptada neste livro:

L=0,01 x P x Pj x Rv x C x A Sendo: L= carga do poluente anual (kg/ano) P= precipitação média anual (mm) Pj= fração da chuva que produz runoff. Pj =0,9 (normalmente adotado) Rv= runoff volumétrico obtido por análise de regressão linear. Rv= 0,05 + 0,009 x AI AI= área impermeável (%). A= área (ha) C= concentração média da carga do poluente nas águas pluviais da (mg/L)

Valor de Pj

O valor de Pj usualmente é 0,90 para precipitação média anual, mas pode atingir valor Pj =0,5 e para eventos de uma simples precipitação Pj =1,0.


7-6

Valores de C

Conforme as pesquisas feitas por Schueler, (1987) e citadas por AKAN, (1993) e McCUEN, (1998) os valores médios da carga de poluição C em mg/L é fornecida pelas Tabelas (7.7) e (7.9)

Tabela 7.7 - Valores de “C”usados pelo Método Simples de Schueler, 1987 em mg/L.

Poluente NURP

Baltimore Washington DC

NURP National

Study

Virginia FHWA

Área suburbana

Áreas velhas

Área comercial

média Florestas Rodovias americanas

Fósforo total 0,26 1,08 0,46 0,15 Nitrogênio Total

2,00 13,6 2,17 3,31 0,78

COD 35,6 163,0 90,8 >40,0 124,0 BOD 5dias 5,1 36,0 11,9 Zinco 0,037 0,397 0,250 0,176 0,380

Fonte: AKAN, (1993) e McCUEN, (1998). Na Tabela (7.8) estão os valores de concentração média adotado na Malásia.

Tabela 7.8- Valores médios de concentração adotados na MALÁSIA em mg/L Poluente

Vegetação nativa/ floresta

Área rural

Área industrial

Área urbana

Área em construção

Sedimentos 85 500 50 - 200 50- 200 4000 Sólidos totais em suspensão (TSS)

6 30 60 85

Nitrogênio total (NT) 0,2 0,8 1,0 1,2 Fósforo total (PT) 0,03 0,09 0,12 0,13 Amônia 0,01- 0,03 0,01-

0,26 0,01-9,8

Coliformes fecais 260-4000 700 - 3000

4000-20000

Cobre 0,03 – 0,09

Chumbo 0,2 – 0,5 Fonte: MALÁSIA, (2000)


7-7

Na Tabela (7.9) temos valores médios de poluentes fornecidos por Tucci, (2001).

Tabela 7.9- Valores médios de parâmetros de qualidade de águas pluviais em mg/L para algumas cidades.

Poluente

Durham

Colson, 1974

Cincinatti Weibel et al., 1964

Tulsa

AVCO, 1970

Porto Alegre

APWA

APWA, 1969

mínimo máximo DBO 19 111,8 31,8 1 700 Sólidos totais 1440 545 1523 450 14600 pH Coliformes NPM/100ml

23.000 8.000 1,5 x 10 7 55 11,2 x 10

7 Ferro 12 30,3 Chumbo 0,46 0,19 Amônia 0,4 1,0 Fonte: TUCCI, (2001).

Exemplo 7.2 Exemplo de AKAN, (1993).

Trata-se de área com 12ha, chuva média anual de 965mm sendo Pj = 0,90. Área antes do desenvolvimento com 2% de área impermeável passou a 45% com a construção de uma vila de casas. Calcular o aumento anual de fósforo total. Para a situação de pré-desenvolvimento: Rv= 0,05 + 0,009 x 2 = 0,07

Adotando C=0,15mg/L para fósforo total em florestas, na Tabela (7.8) na coluna de Virginia. A carga anual será calculada usando:

L=0,01 x P x Pj x Rv x C x A

P=965mm Pj =0,9 adotado Rv=0,07 C=0,15mg/L Fósforo total/ Floresta A=12ha Rv=0,07 L=0,01 x 965mm x 0,9 x 0,07 x 0,15mg/L x 12ha L=1,09 kg/ano Para a situação de pós-desenvolvimento. Rv= 0,05 + 0,009 x 45 = 0,46 P=965mm Pj =0,9 adotado Rv=0,07 C=0,26mg/L Fósforo total/ área suburbana A=12ha

L=0,01 x P x Pj x Rv x C x A L=0,01 x 965mm x 0,9 x 0,46 x 0,26mg/L x 12ha

L=12,46 kg/ano Portanto, com o desenvolvimento a quantidade total de fósforo aumentará de 1,09kg/ano para 12,46

kg/ano com a construção de um bairro residencial proposto. Exemplo 7.3 Calcular o aumento de sedimentos de área urbana com 46,75ha, chuva anual média de 1540mm e Pj =0,90. Supomos que no pré-desenvolvimento havia 2% de área impermeável e com o desenvolvimento passou para 70%. Pré-desenvolvimento

L=0,01 x P x Pj x Rv x C x A P=1540mm Pj =0,9 adotado C=85mg/L sedimentos/ Floresta/ Malásia


7-8

A=46,75ha Rv=0,05 + 0,009 x 2 = 0,07 L=0,01 x 1540mm x 0,9 x 0,07 x 85mg/L x 46,75ha

L=3.855 kg de sedimentos/ano Pós-desenvolvimento

L=0,01 x P x Pj x Rv x C x A P=1540mm Pj =0,9 adotado C=200mg/L sedimentos / Urbana/ Malásia, Tabela (7.9) A=46,75ha Rv=0,05 + 0,009 x 70 = 0,68 L=0,01 x 1540mm x 0,9 x 0,68 x 200mg/L x 46,75ha

L=88.122kg de sedimentos/ano Ou 88.122kg/46,75ha=1885 kg/ha x ano de sedimentos

Com o pós-desenvolvimento o sedimento aumentará de 3.855kg/ano para 88.122kg/ano. Exemplo 7.4 Seja uma área de 97ha conforme Tabela (7.10) cujas águas de chuvas caem em um lago. Calcular a carga anual de fósforo total usando o Método Simples de Shueller.

Tabela 7.10- Média ponderada da carga poluente e da área impermeável AI Uso da terra

Área (ha)

AI

Concentração Média (mg/L)

Agricultura 64 2% 0,09 Floresta 12 2% 0,15 Urbana (pavimentada) 21 72% 0,46

Total= 97 17,15% 0,18

Conforme Tabela (7.10) a média ponderada da carga poluente C=0,18mg/L e da área impermeável AI= 17,15%.

Rv=0,05+0,009 x AI= 0,05+0,009 x 17,15=0,20 P= 1070mm precipitação média anual Pj=0,90 A=97ha C= 0,18 mg/L de PT L=0,01 x P x Pj x Rv x C x A L=0,01 x 1070 x 0,90 x 0,20 x 0,18 x 97= 34 kg/ano de PT

Portanto, chegará ao lago 34kg/ano de fósforo total.


7-9

7.7 Análise simplificada de eutrofização de um lago.

A base de nos estudos é EPA 440/4-84-019 de agosto de 1983 Technical Guidance Manual for Perfoming Waste Load Allocations. Book IV- Lakes. O assunto também está muito bem explicado na página 404 do livro de Thomann e Muller, 1987. Existem modelos complexos para análise de eutrofização de um lago. O modelo que usaremos apóia-se no balanço de massas do nutriente e baseia-se nas seguintes simplificações conforme Thomann e Muller, 1987:

O lago encontra-se totalmente misturado Que o lago está em condições de equilíbrio representando a média anual sazonal Que o fósforo é limitado Que o fósforo é usado como medida do índice do estado trófico

Thomann e Muller, 1987 comentam que apesar das simplificações feitas o método funciona muito

bem. A primeira simplificação é de que o lago encontra-se misturado, isto é, que não está estratificado ignorando a intensificação do fitoplancton no epiliminio do lago, isto é, na parte superior. A segunda simplificação é que o lago encontra-se em estado de equilíbrio esquecendo o comportamento dinâmico do lago ao longo de um ano. A terceira simplificação indica que somente um nutriente deve ser considerado e normalmente em lagos é o nutriente fósforo.

A quarta simplificação indica que o nutriente vai ser usado como medida de status do índice trófico é o fósforo.

A equação geral do balanço de massa para qualquer substância num lago completamente misturado é:

V . dp/ dt = Σ Qi . pi – Ks. p.V – Q . p V . dp/ dt = W – Ks. p.V – Q . p Ks= vs/H

Sendo: V= volume do lago (m3) Ks= taxa de sedimentação do nutriente (m/ano) Q= vazão que sai do lago (m3/s) p= concentração do nutriente no lago (mg/L) Σ Qi . pi=W= soma de todas as taxas de massas do nutrientes que caem no lago de todos os lugares (g/ano). O valor de pi é a concentração de cada origem (g/ano). vs= velocidade de sedimentação na coluna de água (m/ano). Normalmente é adotado vs=10m/ano (0,0274m/dia) ou podem ser adotados outros valores como 12,4m/ano ou 16m/ano conforme Thomann e Muller, 1987.

Assumindo um estado de equilíbrio (steady state), então dp/dt=0 e denominando W= Σ Qi pi, teremos:

V . dp/ dt = Σ Qi . pi – Ks . p . V – Q . p 0= Σ Qi pi – Ks . p.V – Q.p 0= W – Ks. p. V– Q.p= W- p(Ks . V+ Q)=0 Donde: p= W/ (Ks x V + Q) Ou p= W/ (Q+vs x As)

Introduzindo a profundidade média Z teremos: H= V/As As= V/H

Façamos a introdução do tempo de detenção hidráulica (ano) que é o valor td: td= V /Q


7-10

Sendo: H= profundidade média do lago (m) V= volume do reservatório (m3) As= área da superfície do reservatório (m2) td= tempo de detenção hidráulica (ano)

p= W/ (Ks x V + Q) Dividindo o segundo membro por As no numerado e denominador teremos:

p= W/As/ (Ks x V /As+ Q/As) p= W/ ( Q + vs x As) p= W/As/ [(Ks x H+ (Q/ V) x H)]

Denominando W´=W/As p= W´ /[(Ks x H+ (Q/ V) x H)]

Taxa de saída da água q=Q/As p= W´/ (q + vs) p= W´/ [H (ρ +Ks)] ρ= Q/V= 1 / td

p= concentração do poluente no lago (mg/L) Este modelo simplificado é devido a Vollenweider e trata dos nutrientes como fósforo,

nitrogênio e outros. Entretanto o fósforo foi considerado o nutriente mais importante devido as seguintes

razões: Existem tecnologias para remoção do fósforo nos esgotos tratados Existe fósforo de uma maneira significante nos esgotos domésticos. O controle do fósforo parece que fornece os melhores meios de controlar o crescimento de

águas azuis-verdes pela fixação do nitrogênio. De modo geral o fósforo é o fator limitante.

Nota: Devido a dificuldade em se achar o valor da velocidade de sedimentação vs ou o valor de Ks, pode ser feita uma estimativa usando a equação de Vollenweider, 1975 para o valor de Ks.

Ln (Ks)= ln (5,5) – 0,85 x ln (H) (com R2=0,79) Na Tabela (7.11) estão os valores de Ks calculados conforme

Tabela 7.11- Valores de Ks conforme equação de Vollenweider, 1975 Prof. H(m) Ks vs= Ks x H

1 5,50 5,50 2 3,05 6,10 3 2,16 6,48 4 1,69 6,77 5 1,40 7,00 6 1,20 7,20 7 1,05 7,36

Existe ainda uma equação mais simplificada:

Ks= 10/H Na Tabela (7.12) estão alguns valores de Ks calculado por Ks=10/H


7-11

Tabela 7.12- Valores de Ks simplificado Ks=10/H

Prof. H(m) Ks 1 10,002 5,003 3,334 2,505 2,006 1,677 1,43

Procedimento de cálculos

Os procedimentos são através dos seguintes passos: Primeiro passo: estimar o volume do lago, área da superfície e profundidade média.

É obtido através de batimetria ou de previsões feitas em planta aerofotogramétricas. Segundo passo: estimar a média anual de vazão da água.

Geralmente pode ser obtido pelo runoff anual através de estações de medições que medem o volume de água que passa pelo lago. Não tendo ela pode ser estimado anualmente pelo runoff.

Para lagos muito grande deve ser levado em conta a precipitação sobre o mesmo e a evaporação. Terceiro passo: Estimar a média da carga anual de fósforo de todas as fontes.

Isto inclui todas as fontes rurais, tributários e atmosférico. A estimativa geralmente é feita com tabelas como a de Marsch, 1977 ou outra. Quarto passo: Achar a taxa de sedimentação de fósforo.

Geralmente pode ser calculado ou se não temos dados estimar em Ks= 12,4m/ano. Quinto passo: Selecionar os objetivos do fósforo ou clorofila-a. Exemplo 7.5 Calcular a quantidade de fósforo num lago em um loteamento em Campos do Jordão, Estado de São Paulo que tem: Precipitação média anual = 1783mm/ano Evapotranspiração=684mm/ano Área da bacia= 122ha Área impermeável= AI=16% Coeficiente volumétrico Rv Rv= 0,05+0,009 x AI=0,05+0,009 x 16= 0,19 Volume runoff= (122 x 10000m2) x (1783 x 0,19/1000)=413.299m3 Vazão correspondente ao runoff= 413.299m3/ (365 dias x 86.400s)=0,0131m3/s Volume do reservatório= 90.000m3 Área da superfície do lago= 17.500m2 Volume precipitado e evaporado na área do lago= ((1783-684)/ 1000)x 17.500m2=19.233m3/ano Vazão correspondente ao precipitado = 19.233m3/ (365 dias x 86.400s)=0,00061m3/s Como se pode ver a vazão correspondente ao precipitado na superfície da lagoa é pequena e pode ser desprezada. Portanto, a vazão de saída é Q= 0,0131m3/s H=5,1m profundidade média da lagoa vs= 12,4m/ano Ks= vs/ H= 12,4 / 5,1=2,47 Cálculo de W’


7-12

Conforme Tabela (7.6) o fósforo total para uma área de densidade média é 0,3 kg/ha x ano e para densidade baixa é 0,0. Tomemos, portanto, a média 0,15 kg/ha x ano de fósforo total. Área= 122ha W= 122ha x 0,15 kg/ha x ano= 18,3 kg de fósforo total por ano=18300 g por ano W´= W/ As= 18.300g/ 17500m2= 1,046 g/m2 ano td= V/ Q= 90.000m3 / (0,0131 x 86400 x 365)=0,218 ano Adotando vs=12,6m/ano Descarga: q=Q/As= H/td= 5,1/ 0,218=23,39

p= W´/ (q + vs) p= 1,046/ (23,39 + 12,6)=1,046/35,99=0,029g/m3=0,029 mg/L=29μg/L Portanto, o lago terá a concentração média de 0,029mg/L e verificando a Tabela (7.18) o lago

ficará mesotrófico. Caso queiramos tirar água do lago para abastecimento podemos verificar a Resolução Conama

357/05 que para ambientes lênticos o valor do fósforo total é 0,03mg/L conforme Tabela (7.12). Nota: como o valor da velocidade vs adotado foi de 12,4m/ano poderia ser adotado outros valores como 10m/ano ou 16m/ano. Os resultados deverão ser verificados e estarão dentro de uma faixa. Exemplo 7.6 Carga de fósforo em um lago

Trata-se do Lago Urieville, Maryland onde usaremos os ensinamentos de Huber, 1993 in Maidment. Vamos explicar juntamente com um exemplo para melhor compreensão.

p= concentração de fósforo no lago (mg/L) W= carga total da área da bacia (g) /área da superficie líquida do lago (m2) As= 136.379m2 (área da superficie do lago) P= carga total de fósforo da bacia= 231,844kg=231.844g W=P/As= 231.844/ 136.379= 1,7g/m2 x ano W= 1,7 g/m2 x ano=taxa de carga de fósforo (g/m2 x ano). td= tempo de residência (ano) = Volume do lago (V)/ Vazão de saída Qout (m3/s) td= V/Qout H= 1,87m=profundidade média do lago (m) ks= perda de fósforo de primeira ordem (/ano)

p= W/ [H(1/td + ks)] =W/ (q + ws) q= Q/A = H/ td Sendo: Q= vazão de saída (m3/s) A=área da superficie do lago (m2) ws= velocidade do particulado do fósforo. Nota: geralmente dificil de se obter.

q= H/ td ks=10/H

Cálculos: ks=10/H= 10/1,87= 5,35/ano td= 0,0145ano (dado do problema) q= H/ td = 1,87m/0,0145ano= 128,96m/ano p= W/ [H(1/td + ks)] p=1,7g/m2 x ano/ [1,87m(1/0,0145 +5,35)]= 1,7/138,97=0,0122 mg/L=12,2 μg/L de P O fósforo produzirá algas e podemos estimar a clorofila-a através da equação elaborada

por Lamparelli, 2004: Para rios e lagos temos: Clorofila-a= 0,081 x (PT) 1,24 PT=12,2μg/L de P


7-13

Clorofila-a= 0,081 x (12,2) 1,24 = 1,8 μg/L de Cl-a Portanto, a concentração de 12,2g/L de P no lago resultou na estimativa de clorofila-a de 1,8

μg/L de Cl-a. 7.8 Resolução Conama 357/2005

Para os estudos de impacto de fósforo e nitrogênio deverá ser consultada a Resolução Conama nº 357/05.

Para corpos de água da Classe 2 temos a Tabela (7.13). Tabela 7.13- Alguns parâmetros das águas doces Classe 2 segundo Conama 357/05

Águas doces Classe 2

Limites

DBO5,20 < 5mg/L OD (oxigênio

dissolvido) > 5mg/L

Clorofila-a < 30μg/L <0,030 mg/L para ambientes lênticos

PT (fósforo total)

<0,050mg/L para ambientes intermediários com tempo de residência entre 2dias e 40dias)

7.9 Estado trófico

A Tabela (7.14) de classificação de Carlson modificada por Toledo, 1990 mostra que o estado trófico é função da transparência, fósforo total e clorofila-a. Devido a isto se pode ver a importância do fósforo para o enquadramento do estado trófico.

Tabela 7.14-Limites para diferentes níveis de estado trófico segundo o sistema de classificação de Carlson modificado por Toledo, 1990.

Critério Estado trófico Transparência Fósforo total Clorofila-a (m) (mg/L) (μg/L)

IET≤ 24 Ultraoligotrófico ≥ 7,8 ≤0,006 ≤0,51 24<IET≤44 Oligotrófico 7,7 a 2,0 0,007 a 0,026 0,52 a 3,81 44<IET≤54 Mesotrófico 1,9 a 1,0 0,027 a 0,052 3,82 a 10,34 54<IET≤74 Eutrófico 0,9 a 0,3 0,053 a 0,211 10,35 a 76,06

IET>74 Hipereutrófico <0,3 >0,211 >76,06 Fonte: Lamparelli, 2004


7-14

Exemplo 7.7 Vamos mostrar um exemplo de Thomann e Muller, 1987 adaptado às unidades SI que é bem elucidativo. Na Figura (7.1) temos uma lago e queremos saber qual a quantidade de fósforo do mesmo tendo em vista que recebe o fósforo de varias origens.

Figura 7.1- Esquema Fonte: Thomann e Muller, 1987

Lago Os dados do lago são:

Volume V= 622.000.000 m3 Área de superfície As= 77.700.000m2 Precipitação média anual= P=762mm/ano Profundidade média do lago H (m)= 8,00m Intensidade de chuva média (mm/h)=I= 762/(365dias x 24h)= 0,087mm/h

Dados do problema: Tratamento de esgotos sanitários

• População servida: 50.000habitantes • Quota per capita= 567 L/ hab x dia • Quantidade de fósforo no efluente dos esgotos que é lançado no lago= 6,0 mg/L • 80% dos esgotos é lançado no lago.

Q esgoto= 0,8x 50.000hab x 567 L/hab x dia/ (1000 x 86.400)= 0,2625m3/s Carga de fósforo por ano= 0,2625 x 86400 x 365 x 6 x1000 / (1000x 1000)=49.669 kg de fósforo/ano Águas pluviais com esgotos

• Coeficiente de runoff C=0,45 • Área de contribuição (ha)=A=960ha • Estimativa da quantidade de fósforo na água = 4 mg/L • 5% das águas pluviais vão para a ETE • I=0,087mm/h (estimativa) Qáguas+esgoto= 0,95 x CIA/360= 0,95x 0,45 x 0,087 x 960/360=0,0992m3/s

Carga de fósforo no ano= 0,0992 x 86400x 1000 x 4x365 / (1000 x 1000) =12514 kg de fósforo/ano Águas pluviais somente

• Coeficiente de runoff C=0,27 • Área de contribuição (ha)=A=640ha • Estimativa da quantidade de fósforo na água = 0,7mg/L • I=0,087mm/h (estimativa)


7-15

Qáguas+esgoto= CIA/360= 0,27 x 0,087 x 640/360=0,037m3/s Carga de fósforo no ano= 0,037 x 86400x 1000 x 0,7 x 365 / (1000 x 1000) =818 kg de fósforo/ano Água a montante

• Vazão Q= 14,15m3/s • Estimativa de fósforo =0,02mg/L

Carga de fósforo por ano= 14,15 x 86400 x 1000 x 0,02 x 365dias/(1000 x 1000)= 8925kg de fósforo/ano Área para agricultura

• Área A= 9600ha • Carga de fósforo= 0,00156 kg / ha x dia • Runoff 30% da precipitação (estimado)

Q agric= 0,30 x 762mm/ano x 9600ha x 10.000m2/ (1000x365dias x 86400)=0,79m3/s Carga de fósforo por ano= 0,00156 kg/ha x dia x 9600ha x 365=5466 kg/ano Área para a floresta

• Área A= 12800ha • Carga de fósforo= 0,00046875kg / ha x dia • Runoff 30% da precipitação (estimado)

Q agric= 0,30 x 762mm/ano x 12800ha x 10.000m2/ (1000x365dias x 86400)=0,928m3/s Carga de fósforo por ano= 0,00046875 kg/ha x dia x 12800ha x 365=2190 kg/ano

Tabela 7.15- Resumo Origem do fósforo Vazão

(m3/s) Carga anual

(kg/ano) Montante 14,15 8925 ETE 0,2625 49669 Águas pluviais+esgotos 0,992 12514 Águas pluviais somente 0,037 818 Área agrícola 0,79 5466 Área de floresta 0,928 2190

Total= 17,16 79582

W= 79582 kg de fósforo /ano=79582.000g/ano W´= W/As= 79582.000g/ano/ 77.700.000=1,024 g/m2 x ano Tempo de detenção td td= V/Q = 622000000/ (17,16 x 86400 x 365)=1,15 ano Adotando vs= 12,6m/ano q= Q/As= H/ td= 8,0/ 1,15= 7,01 m/ano p= concentração do poluente no lago (mg/L) p= W´/ (q + vs)= 1,024 g/m2 x ano/ (7,01+12,6) = 1,024/ 19,62=0,052 g/m3= 0,052mg/L=52μg/L

Portanto, a lagoa tem estado trófico conforme Tabela (7.18) Exemplo 7.8 É o mesmo Exemplo 7.6 onde alteraremos o valor vs de 12,6m/ano para 16m/ano. Adotando vs= 16,0m/ano P= W´/ (q + vs)= 1,024 g/m2 x ano/ (7,02+16) = 1,024/ 23,02=0,044 g/m3= 0,044mg/L

Portanto, a lagoa continuará no estado trófico conforme Tabela (6.1)


7-16

Exemplo 7.9 Estimar a quantidade de fósforo do Lago Azul localizado em Guarulhos Estado de São Paulo com os seguintes dados: Precipitação média anual= 1488mm/ano Evapotranspiração média anual= 1367mm/ano Área da bacia= 1,54 km2= 154ha Volume do lago V= 100.000m3 (estimado) Profundidade estimada= H= 2,00m Vazão base unitária= 0,02 L/s x ha Vazão base= 0,02 L/s x ha x 154ha=3,08 L/s Área de superfície As=50.000m2 (estimado) Vazão firme que se pode retirar= 12 L/s (sem deixar o Q,7,10) Resolução Coeficiente de runoff C=0,50 Taxa de fósforo adotado para área residencial media conforme Tabela (7.6)= 0,3 kg/haxano W= 154 ha x 0,30 kg/ha x ano=46,2 kg/ano de fósforo= 46200g/ano W´= W/As= 46200g/ 50000m2=0,924 g/m2 x ano td= V/Q td= tempo de residência (ano) V= volume =100.000m3

A vazão Q é a soma da vazão base 3,08 L/s que deve ser somada a vazão devido ao escoamento das águas pluviais. I= 1488mm/ano /(365 x 24)=0,17mm/h Qmédio do runoff=CIA/360 Qmédio do runoff=0,50 x 0,17mm/h x 154ha/360=0,03636m3/s Q total= 0,03636m3/s+0,000398m3/s=0,036758m3/s td= V/Q= 100.000m3/ (0,036758m3/s x 86.400s x 365dias)= 0,086ano A descarga q= Q/As= H/td= 2,0m/0,086ano =23,26 P= W´/ (Q+vs) Admitindo vs= 12,6m/ano P= W´/ (q+vs)= 0,924/ (23,26+12,6)=0,924/ 35,86=0,0258g/m3=0,0258mg/L=25,8μg/L Portanto, o lago é oligotrófico


7-17

7.10 Bibliografia e livros recomendados -ESTADO DE NEW YORK, 2001. Stormwater Management Design Manual. October, 2001. New York State Department of Environmental Conservation, Albany, NY. -LEWIS, WILLIAM M. et al. Nitrogen yelds from undisturbed watersheds in the Americas. Biogeochemistry 46: 149-162-1999, 14páginas. Acessado em 6 de Janeiro de 2007.http://cires.colorado.edu/limnology/pubs/Pub144.pdf -MARSH, WILLIAN M. Landscape planning environmental applications. 3a ed. 1998, 434 páginas, Josh Wiley. -THOMANN, ROBERT V. E MUELLER, JOHN A. Principles of surface water quality modeling and control. Editora Harper Collins Publishers, 1987, ISBN 0-06-046677-4; 644páginas. -TOMAZ, PLINIO. Poluição Difusa. Editora Navegar, 2006. -UNESCO. Water Resources Systems planning and management. An introduction to methods, models and applications. Italia, 2005. ISBN 92-3-103998-9; 623 páginas. -USEPA. On site wastewater treatment systems manual. EPA 625/R-00/008 fevereiro de 2002. -USEPA. Technical Guidance Manual for Perfoming Waste Load Allocations. Simplified Analytical Method for determining NPDES effluent limitations for POTWs discharging into low-flow streams. Agosto de 1983. Documento EPA-440/4-84-019. 61 páginas

’


7-18

APENDICE A Resumo: Trabalho: Balanço HÍdrico e Oxigênio Dissolvido do Lago dos Patos

O objetivo é mostrar que o Lago dos Patos é um patrimonio histórico importante para Guarulhos e que não há problema de balanço hídrico no mesmo.

No que se refere ao oxigênio dissolvido (OD) necessário para manter o ecossistema aquático o mesmo encontra-se no limite desejável de 5,0mg O2/L devendo ser previsto monitoramento para o controle de algas cianofíceas e desassoreamento do mesmo. Balanço Hídrico e Oxigênio Dissolvido do Lago dos Patos 1. Objetivo

O objetivo é apresentar o balanço hídrico e o oxigênio dissolvido do lago dos Patos localizada em Guarulhos no bairro de Vila Galvão. 2. História do lago

O lago dos Patos fica em Guarulhos no bairro de Vila Galvão na rua Francisco Gabriel Vasconcelos e foi construido em 1910 ou 1911 pelo sr Francisco Gonzaga de Vasconcelos e sempre foi usado como area de lazer para banhos, mergulhos e passeios de barco.

A barragem é artificial e foi construida em terra transportada por carrocinhas puxado a burro e a rua chama-se Rua Piracamjuba. Vi uma foto da mãe do sr Moacyr dando milho aos gansos em região gramada onde hoje é o lago dos Patos. Aos fundos dava para ver a casa em estilo colonial construida pelo arquiteto Ramos de Azevedo e que hoje é o teatro Nelson Rodrigues. 3. Dados técnicos do lago

A área de superficie tem 18.800m2 sendo a profundidade atual variando de 0,5m a 1,80m com profundidade média de 1,15m. O volume total de água armazenado é de 21.390m3.

O lago dos Patos é alimentado por seis minas de água que atraves de um tubo de 150mm de PVC que vem da av. Francisco Conde e o mesmo recebe dois outros tubos, um vindo do Nosso Clube de Vila Galvão com 150mm e outro de casa da familia Marinelli na rua Santo Antonio. Existe ainda uma mina que sai perto da Casa dos Churros que vai ao lago.

A area da bacia a montante do lago dos Patos é de 105ha (1,05 km2) O mesmo encontra-se assoreado, pois há muitos anos havia trampolim onde os merguladores

davam shows, pois a profundidade máxima chegava a 6,00m conforme me informou o sr Moacyr Vasconcelos. 4 Problemas

Hoje, o lago dos patos encontra-se extremamente assoreado, cheio de peixes e apresentando de vez em quando florações de águas.

As florações de algas aparecem devido a entrada de nitrogênio e fósforo, causado por excesso de comida jogada aos peixes e patos, decomposição das folhas das árvores que caem no lago, fezes dos patos e gansos.


7-19

5. Balanço Hidrico

Com dados fornecidos pela Estação Climatológica da Universidaded de Guarulhos calculamos a evaporação pelo Metodo de Pennan-Monteith.

A entrada de água sao as minas já citadas e a saida é um vertedor tipo Tulipa de diametro de 0,80m.

elaboramos o balanço hidricio:

Tabela 1- Balanço Hídrico Volume mensal (m3)= 4788 Vertedor tipo tulipa com tubo (m)= 0,8 Profundidade mínima= 0,5 Profundidade máxima= 1,8 Prof. Media= 1,15 Área da superfície (m2)= 18800 Ilha (m2)= 200 Área da superfície liquida (m2)= 18600 volume (m3)= 21390 Vazão base (litros/segundo x ha) 0,02 Área da superfície (m2)= 18600 Área da bacia (ha)= 105 Volume do reservatório (m3)= 21390

Tabela 2- Balanço Hídrico Meses do ano jan fev mar abr mai jun

Numero de dias no mês 31 28 31 30 31 30

Mês 1 2 3 4 5 6

precipitação média mensal (mm) = 254,14 251,65 200,87 58,32 70,28 39,02

Evaporação média mensal ( mm)= 139,91 126,19 129,64 107,14 85,49 72,64

Precipitação na represa= área da represa xPrecipitação mensal (m3)=

4727 4681 3736 1085 1307 726

Evaporação volume (m3)= evaporação mensal x área da superfície da represa=

2602 2347 2411 1993 1590 1351

Vazão base (m3/mês)= 5625 5080 5625 5443 5625 5443

Balanço (m3) volume que entra- volume que sai= 7749 7414 6950 4535 5342 4818

Balanço mensal o que fica no reservatório no fim do mês (m3)= 7749 15163 21390 21390 21390 21390

Tabela 3-continuação Balanço Hídrico Meses do ano julho ago set out nov dez

Numero de dias no mês 31 31 31 30 31 30

Mês 7 8 9 10 11 12

precipitação média mensal (mm) = 30,85 24,92 75,13 137,39 130,49 214,74 1487,8

Evaporação média mensal ( mm)= 80,56 104,06 108,25 130,19 138,51 144,11 1366,69

Precipitação na represa= área da represa xPrecipitação mensal (m3)=

574 463 1397 2555 2427 3994

Evaporação volume (m3)= evaporação mensal x área da superfície da represa=

1498 1936 2013 2422 2576 2680

Vazão base (m3/mês)= 5625 5625 5625 5443 5625 5443

Balanço (m3) volume que entra- volume que sai= 4700 4153 5009 5577 5475 6757

Balanço mensal o que fica no reservatório no fim do mês (m3)= 21390 21390 21390 21390 21390 21390


7-20

O balanço hídrico nos mostra que o lago dos Patos não apresenta problema de ficar seco mantendo praticamente constante o volume médio de agua de 21.390m3

6 Consumo de oxigênio dissolvido (OD) no lago dos Patos Consumo de oxigênio dissolvido (OD) no lago dos Patos

A concentração de oxigênio dissolvido OD é dado pelas parcelas referentes a córrego tributário, saturação do OD, consumo de oxigênio devido a DBO e consumo de oxigênio devido a sedimentos no fundo do lago.

Adotaremos modelo de Thomann e Mueller, 1987. C= ( Q / (Q + KL x A)) x cin + (KL x A / (Q + KL x A))xcs – (VxKd / (Q + KL x A))x L –(Wc / (Q+ KL xA)) Como temos consumo de oxigênio pelo sedimento:

Wc= SB x A Sendo: C= concentração de oxigênio dissolvido (DO) na lagoa (mg de O2/ L x dia) Q=vazão de descarga= 184m3/dia K2= taxa de transferência de OD para reareação=0,58/dia K1= coeficiente devido deoxidação referente a DBO= 0,58/dia L= DB0 existente nas lagoas no início = 2mg/L A=área da superficie do lago= 18.800m2 V= volume do lago= 21.390m3 Ks= SB=demanda de oxigênio pelo sedimento= 1,056g/m2/dia (adotado) cin = concentração da água que entra no lago com OD=7,0mg/L cs= saturação do DO a 20ºC na altitude 760,00m de Guarulhos =8,3mg/L T= 20ºC Resolução do problema: Cálculo do volume do lago V

V= 21.390m3 Vazão de entrada e de saida Q= 184m3/dia Tempo de detenção ou tempo de residência

td= V/Q= 21.390m3/ 184m3/dia= 116 dias Coeficiente KL para o lago

KL= 0,728 x U0,5 -0,317 x U+ 0,0372 x U2 Sendo: U= velocidade do vento a 10m de altura (m/s) U=3,5m/s (média de Guarulhos na Estação Climatológica da UNG) KL= 0,728 x 3,50,5 -0,317 x 3,5+ 0,0372 x 3,52= 0,71m/dia (0,6m/dia a 0,9m/dia) OK.

Concentração de saturação cs Podemos achar a saturação do oxigênio usando uma tabela ou calculando.

Cs= 8,30mg/L para temperatura de 20ºC altitude 760m em Guarulhos.

Cálculo da concentração de OD no lago C= ( Q / (Q + KL x A)) x cin + (KL x A / (Q + KL x A))xcs – (VxKd / (Q + KL x A))x L –(Wc / (Q+ KL xA)) Q+KL x A= 184m3/dia + 0,71 x 18.800m2=13.532m3/dia

Wc= SB x A


7-21

SB=Ks= 1,056 g/m2/dia (adotado) Wc= 1,056 x 18.800m2=19853

C= ( 1840 / 13.532) x 7,00 + (0,71 x 18.800 /13.532)x8,30 – (21.390x0,58 / 13.532)x 2,0 –(19853 / 13532) C= 0,95 +8,19 -1.83 – 1,47=5,84 mg de O2/L Portanto, a concentração de OD no l ago dos Patos é de 5,84mgO2/L x dia Como o lago tem algas elas produzem e consomem oxigênio para a sua respiração. É

importante calcular a variação de oxigênio durante um dia como veremos abaixo.

7 Cálculo do oxigênio dissolvido durante o dia devido ao fitoplancton. Devido a energia solar, a fotossíntese só ocorre durante o dia.

pa= ps x G (Ia) Sendo pa= oxigênio dissolvido durante o dia em mg O2/ L x dia ps= produção de luz que produz o oxigênio dissolvido saturado. ps=aop x P aop= 0,25 razão em mg de DO / μg de clorofila a que varia de 0,1 a 0,3. Vamos adotar aop=0,25 que é a taxa de luz que produz demanda de oxigênio saturado. P= clorofila a em μg/L= 8 μg/L (admitido: é uma quantidade grande) ps=0,25 x P= 0,25x 8= 2,5 μg/L = 2,0 mg O2/ L x dia G (Ia)= fator de atenuação da luz de acordo com a profundidade e em um dia


Sendo: αo= Ia / Is = 500/350=1,42 H= 1,15m = profundidade média (adotado) Cor aparente= 150 uH Turbidez= 83 uT Ke= 2,78 + 0,007 x Cor + 0,036 x turbidez Ke= 2,78 + 0,007 x 150 + 0,036 x 83= 6,818 Ke= 6,818 z= profundidade de atividade da fotossíntese (m) z= 4,6/Ke= 4,6/6,818= 0,67m α1= αo x e –Ke x z= 1,42 x e – 6,818 x 0,67 = 0,01 Sendo: Ke= coeficiente de extinção da luz (1/m) = 6.818/dia Ia= média da radiação solar durante o dia em Langley/dia=500 Langleys/dia. Nota: Langley/dia (Ly – 1caloria/cm2=2,06 w/m2) Is= luz no qual o fitoplâncton cresce ao máximo em Langley/dia e que varia de 250 a 500 = 350 Langley/dia f= foto período (fração da duração da luz do dia) =0,6 dia Estimativa da variação diurna do oxigênio devido a fotossíntese (fitoplâncton)

f= 0,6dias


7-22

T=1dia K2=0,58/dia pa= 0,32 mg O2/ L x dia

Δc/pa = [( 1- e – Ka x f x T) x ( 1- e –Ka x T x (1- f) )] / [f x Ka x (1 – e –Ka x T)] Δc/pa = [( 1- e – 0,58 x 0,6 x 1dia) x ( 1- e –0,58 x 1 x (1-0,6f) )] / [0,6 x 0,58 x (1 – e –0,58 x 1dia)]

Δc/pa = 0,40 Δc = 0,40 x 0,32 = 0,13 mg O2/ L x dia

O valor Δc achado mostra que durante o dia oxigênio dissolvido aumenta ou diminui de 0,13mg O2/ L x dia.

Supondo que o oxigênio dissolvido no lago é de 4,91mg/L poderá haver variação de oxigênio: 5,84– 0,13=5,71 mgO2/L x dia 5,84+0,13= 5,97 mgO2/L x dia Portanto, quando a temperatura for de 20ºC a variação de oxigênio dissolvido no Lago dos

Patos irá variar de 5,71mgO2/L x dia a 5,97mgO2/ L x dia. Respiração das algas R aop= 0,25/dia μR= 0,1 P= 8 μg/L R= aop x μR x P= 0,25 x 0,1 x 8=0,2 mg/O2/L x dia

Portanto, as algas produzem em média 0,32mg O2/L x dia de oxigênio mas como precisam respirar consumo 0,20 mg/L x dia de oxigênio, havendo uma variação média durante o dia de 0,13mgO2/L x dia. 8- Conclusão

O lago dos Patos localizado em Vila Galvão, Guarulhos é um patrimônio histórico de Guarulhos e tem normalmente o equilíbrio de oxigênio dissolvido de 5,0 mg O2/Lx dia, que é o suficiente para manter o ecossistema aquático existente.

O lago dos Patos está isendo de contamniação de esgotos ou de outra fonte conforme constado.

É recomendável que o lago fosse desassoreado para voltar a profundidade original e que de vez em quando fosse diminuida a quantidade de peixes, devendo-se tomar o cuidado de não se comer as entranhas devido a presença de algas cianofíceas no mesmo.

Curso de esgotos Capítulo 08-Gramados

Engenheiro Plínio Tomaz [email protected] 28/06/08

8-1

Capítulo 08 Gramados

Engenheiro civil Plínio Tomaz

1 bar= 10 5 Newtons/m2 1 mb (milibar)= 102 N/m2 = 1000dina /cm2=0,0143psi= 0,0295in. Hg

1mm Hg= 1,36 mb= 0,04 in Hg 1 N/m2 = 1Pa

janeiro de 2007

ETo=evapotranspiração de referência (mm/dia) ETc= evapotranspiração da cultura (mm/dia)



8-2

Conversão de unidades

Varejão-Silva, 2005 Conversão de temperatura

Tc= (5 / 9) x (Tf – 32) Tc= temperatura em graus centígrados (ºC) Tf= temperatura em Fahrenheit (ºF) Tf= 32+ (9/5) x Tc

Graus Kelvin (ºK) tem o zero a -273,16º C

´



8-3

SUMÁRIO Capitulo 08- Gramados

Ordem

Assunto

8.1 Introdução 8.2 Consumo de água em jardins residenciais 8.3 As sete etapas de um bom gramado doméstico 8.4 Projeto e planejamento 8.5 Melhoria do solo 8.6 Solo 8.7 Condutividade hidráulica 8.8 Uso de matéria orgânica, ou seja, substrato 8.9 Limitar a área de gramados

8.10 Uso de plantas com baixo consumo de água 8.11 Hidrozona e tipo de gramas 8.12 Eficiência da irrigação 8.13 Deverá ser mantida uma rotina de manutenção 8.14 Solo-água-planta 8.15 Percolação 8.16 Runoff 8.17 Profundidade efetiva das raízes RZ 8.18 Capacidade de armazenamento da água no solo- AWHC 8.19 Água disponível para a planta na zona das raizes PAW 8.20 Quantidade de água que pode ser extraída (MAD= Management Allowabele

depletion ) 8.21 Porcentagem de água que pode ser extraída pelas plantas (AD) 8.22 Coeficiente de paisagismo (KL) 8.23 Fator das espécies Ks 8.24 Fator de microclima Kmc 8.25 Fator de densidade Kd 8.26 Precipitação efetiva (Pe) 8.27 Precipitação efetiva “Pe” pelo método do United States Departmement of Agriculture

– USDA 8.28 Método USDA, SCS conforme FAO, 1998 8.29 Bibliografia e livros recomendados

43 páginas



8-4

Capitulo 1- Gramados 8.1 Introdução O objetivo deste trabalho é a estimativa do consumo de água para irrigação por aspersão em áreas verdes e praças públicas, campos de futubel e campos de golfe.Consequentemente torna-se necessário conhecer a evapotranspiração que é fundamental para a irrigação.

Muitos conceitos serão apresentados de maneira simples. O ponto a ser atingido é que o sistema de irrigação seja automático com a máxima economia de água atendendo os projetos arquitetônicos.

ETo=evapotranspiração de referência (mm/dia) ETc= evapotranspiração da cultura (mm/dia)

As Figuras (8.1) e (8.2) mostram alguns gramados bem executados e conservados.

Figura 8.1- Exemplo de um landscape em pesqueiro de trutas em Campos do Jordão

Figura 8.2 Mostra do gramado que embeleza a paisagem

8.2 Projeto e planejamento Os aspectos de planejamento a serem observados são: as declividades, as faces nortes e sul, a direção dos ventos predominantes, as precipitações mensais e anuais, o volume de água disponível local e os custos totais de manutenção.

Conforme a Associação Nacional de Paisagismo (ANP) no projeto devem ser analisados os seguintes aspectos:

Tamanho e forma da área Paisagismo a ser implantado Horas de radiação direta de cada área



8-5

Declividade do terreno Necessidade hídrica das plantas Profundidade efetiva do sistema radicular Ação dos ventos predominantes Tipo de solo Sombreamento.

8.3 Melhoria do solo Para a melhorar as características físicas do solo deve-se usar uma mistura de materiais orgânicos, ou seja, substrato que é um produto equilibrado física e biologicamente, pronto para uso.

Para plantio coloca-se cerca de 10 cm de altura e para recuperação usa-se cerca de 3cm de altura. Isto irá reduzir as necessidades de mais água nas plantas, facilitarem o desenvolvimento de sementes e diminuir a erosão. A condutividade hidráulica do solo conforme Tabela (8.1) é medida com o infiltrômetro de duplo anel no local (in situ). Tabela 8.1- Condutividade hidráulica com relação ao tipo de solo Textura do solo Condutividade hidráulica

(mm/h) Argiloso 2 a 5 Franco-argiloso 6 a 8 Franco-siltoso 7 a 10 Franco 7 a 12 Franco-arenoso 8 a 12 Arenoso 12 a 25 Fonte: Gomes, 1997 8.4 Solo

O solo é formado por partículas sólidas (minerais e orgânicas), água e ar e constitui o substrato de água e nutrientes para as raízes das plantas.

O solo que vamos tratar é basicamente o chamado Horizonte A que tem aproximadamente de 0,10m a 0,30m de espessura. Abaixo do Horizonte A teremos o que se chama na prática de subsolo.

Deve-se ter o cuidado de não se construir barreiras que impeçam ou eliminem a capilaridade. Um outro problema é da compactação do solo, principalmente em áreas urbanas que podem ter camadas de areia, rochas, etc.

A textura ou composição granulométrica de um solo é um termo usado para caracterizar a distribuição das partículas no solo quanto as suas dimensões conforme Figura (8.3) e (8.4)

Os solos de texturas médias (francos) que possuem proporções equilibradas de areia, silte e argila, em geral, são os mais adequados para o desenvolvimento de raízes das plantas, já que apresentam condições bastante satisfatórias de drenagem, aeração e retenção de água.



8-6

Figura 8.3 - Triângulo de classificação textural. Fonte: Reichardt e Timm, 2004



8-7

Exemplo 8.1 Classificar um solo com 25% de areia, 60% de silte e 15% de argila.

Entrando na Figura (8.3) vimos que se trata de solo franco siltoso.

Figura 8.4 - Triângulo de textura proposto por USDA (United States Department of Agriculture).

Figura 8.5 Valores usuais está hachurado



8-8

Os valores usuais de solos usados em gramados estão hachurados conforme Figura (8.5). Textura

A textura de um solo refere-se à distribuição das partículas do solo tão somente quanto ao seu tamanho, conforme Reichardt e Tim, 2004.

De acordo com a proporção de argila, silte e areia na composição do solo, a textura se divide em várias classes, que podem ser determinadas através do triângulo de texturas proposto pelo Departamento de Agricultura dos Estados Unidos (USDA) e apresentado na Figura (8.3) (Gomes, 1997).

O triângulo se compõe de doze espaços que representam 12 classes distintas de textura. As linhas grossas do gráfico indicam as fronteiras de cada uma das classes de textura.

Estrutura

O conceito de estrutura de um solo é qualitativo e é usado para descrever o solo no que se refere a arranjo, orientação e organização das partículas sólidas conforme Reichardt e Timm, 2004.

A estrutura de um solo caracteriza a forma de arranjo de suas partículas. Solos de texturas iguais podem possuir estruturas diferentes que apresentam maiores ou menores dificuldades à penetração ou circulação da água, do ar e das raízes das plantas. A estrutura do solo ao contrário do que ocorre com a textura, é difícil de quantificar e também de catalogar (Gomes, 1997). Garrafa de teste

Figura 8.6 – Garrafa de teste de textura do solo

Uma maneira aproximada para saber a porcentagem de areia, silte e argila é tomarmos uma garrafa com boca larga na qual enchemos a metade com água conforme Figura (8.6). Tire 50mm de solo e coloque dentro da garrafa. Adicione água e chacoalhe a garrafa. Adicione um detergente líquido para facilitar a quebra das estruturas. Depois de umas horas a areia já se deposita no fundo. A fração de silte demora mais horas e a argila somente poderá ser observada no dia seguinte. No exemplo tirei no jardim da minha casa 50mm de solo e depois de 24h podemos observar 27mm de areia, ou seja 27/50= 0,54 (54% de areia). A fração de silte medida foi de 18mm, ou seja, 18/50= 0,36 (36%). A argila é calculada pela diferença. Resumo: Areia 54% Silte 36% Argila 10% Total= 90% Classificação do solo: franco arenoso (loamy sand)



8-9

8.5 Condutividade hidráulica A condutividade hidráulica geralmente em mm/h representa a coluna de água em (mm) que atravessa

um solo saturado, numa determinada unidade de tempo (h) sob um gradiente hidráulico unitário. A Tabela (8.2) apresenta a variação da condutividade hidráulica do solo conforme a declividade do

terreno e textura do solo. Observa-se que quanto maior a declividade, menor é a condutividade hidráulica .

Tabela 8.2- Condutividade hidráulica do solo conforme a declividade do terreno e textura do solo.

Condutividade hidráulica conforme a declividade do terreno. 0 a 4% 5 a 8% 8% a 12% 12% a 16% > 16%

Tipos de solo mm/h mm/h mm/h mm/h mm/h

1 Áreia grossa 31,8 25,4 19,1 12,7 7,9

2 Areia média 26,9 21,6 16,3 10,7 6,9

3 Areia fina 23,9 19,1 14,2 9,7 6,1

4 Areia franca 22,4 17,8 13,5 8,9 5,6

5 Franco arenoso 19,1 15,2 11,4 7,6 4,8

6 Franco arenosa fina

16,0 12,7 9,7 6,4 4,1

7 Franco arenosa muito fina

15,0 11,9 8,9 6,1 3,8

8 Franco 13,7 10,9 8,4 5,6 3,6

9 Franco siltoso 12,7 10,2 7,6 5,1 3,3

10 Solo siltoso 11,2 8,9 6,6 4,6 2,8 11 Argila arenosa 7,9 6,4 4,8 3,0 2,0

12 Franco argiloso 6,4 5,1 3,8 2,5 1,5

13 Argila siltosa 4,8 3,8 2,8 2,0 1,3

14 Solo argiloso 3,3 2,5 2,0 1,3 0,8

Fonte: Toro Company, 1986 in AWWA, 1993



8-10

8.6 Uso de matéria orgânica, ou seja, substrato A matéria orgânica irá se decompor melhorando a qualidade do solo local conforme Figura (8.7) e (8.8). É aconselhado de dois em dois anos colocar a matéria orgânica (areia e húmus) sobre o gramado em pelo menos 80% da área. O solo orgânico colocado varia de 5cm a 10cm. A adição de matéria orgânica na forma de adubo verde, de estrume ou de composto ajudam também a melhorar a capacidade de campo do solo e introduz nutrientes como N, P e S conforme Reichardt e Timm, 2004.

A vermiculita é uma argila que na estrutura 2:1 é um mineral secundário que ajuda a reter a água. Quando aquecida a 700ºC ela se expande passando a um volume dez vezes maior conforme Reichardt e Timm, 2004.

Figura 8.7- Solo orgânico

Figura 8.8- O material orgânico, substrato ajuda a manter a umidade do solo Fonte: Waterwise Florida landscape, 2006

8.7 Uso de plantas com baixo consumo de água Uma grama que consome muita água deverá ser evitada. O gramado mais adequado será aquele que se sustenta somente com as chuvas locais, não precisando de irrigação.

As Figuras (8.9) e (8.10) mostram gramados salientando o assentamento em rolos.



8-11

Figura 8.9- Gramado

Figura 8.10- Grama sendo assentada em rolos

A Figura (8.11) mostra exemplo de raízes razas e profundas. Geralmente as gramas possuem raízes razas.

Figura 8.11- Exemplo de raízes razas e profundas. Fonte: Waterwise Florida landscape, 2006

Segundo Vickers, 2001 em Austin, Texas em um jardim, 43% das plantas devem consumir pouca água. O mesmo acontece na cidade de East Bay -Califórnia, onde se exige 42% das plantas com pouco consumo de água. A cidade de Austin, Texas oferece incentivos para quem reduzir o consumo de água nos jardins. O município de Marin, Califórnia permite que no máximo 35% das plantas em um jardim tenham consumo com muita água. A cidade de Albuquerque, Novo México exige que no máximo 20% das áreas do jardim, sejam de plantas que consumam muita água, e que os gramados não excedam de 25%, da área total. Em se tratando de áreas irrigadas com esgoto sanitário tratado, o limite para os gramados chega até 40%. Uma das maneiras de se utilizar plantas que consumam pouca água é usar plantas nativas principalmente nos gramados. As plantas nativas não são somente gramados, mas árvores, arbustos etc. que



8-12

existam na região. Deveremos ter cuidado com plantas e forrações invasivas, para que não se tornem uma praga. Água de Reúso Classe 3

São para águas tratadas destinadas a irrigação de áreas verdes e rega de jardins, conforme Tabela (8.3) do Sinduscom, São Paulo- Conservação e Reúso da água em edificações.


Fonte: Sinduscon, SP, 2006 8.8 Hidrozona e tipo de gramas O agrupamento das plantas com consumo semelhantes de água também é aconselhável. É o que se chamam as hidrozonas. Gramas tolerantes a seca e não tolerantes

Conforme informações da técnica em paisagismo Marinez Costa as melhores gramas tolerantes a seca são: • Batatais • Bermuda • Esmeralda

As gramas pouco tolerantes a seca são: • Santo Agostinho • Grama Coreana • São Carlos

As características principais das gramas mencionadas acima são: Batatais (melhor de todas)

Nome cientifico: Paspalum Notatum, Flugge (esta grama é usada muito nas estações climatológicas no Brasil, pois permanece praticamente verde durante todo o ano, desde que seja irrigada). Altura de 15cm a 30cm Resiste ao pisoteio Resiste à seca Não resiste a sombra Tolerância à meia sombra Uso em parques públicos e grandes áreas Resistente a pragas e doenças.

Bermuda Nome cientifico: Cynodum dactylum Uso em campos esportivos, playgrounds e campos de golfe. Tolerantes a pisoteio



8-13

Resistente a seca Suporta temperatura até 40ºC Sobrevive até 12mm /semana de água de irrigação

Esmeralda

Nome cientifico: Zoysia japonica Altura de 10cm a 15cm Originaria do Japão Muito ramificada Gosta de sol Não resiste muito ao pisoteio Não resiste a sombra Resiste à seca

Santo Agostinho

Nome cientifico: Stenotaphrum secundatum Altura de 15cm a 25cm Não resiste a sombras Não resiste ao pisoteio Tolerante a salinidade Bom para região litorânea Provém da América Subtropical

Grama coreana Nome cientifico: Zoysia Tanuifolia Altura de 10cm a 15cm Gosta de muito sol Crescimento lento Não é resistente ao pisoteio Precisa de irrigação periódica.

São Carlos

Nome científico: Axonopus Compressus Altura de 15cm a 20cm Origem do sul do Brasil Tolerância ao frio Pleno sol e meia sombra Não é resistente a seca Usar em áreas de sobra

A Figura (8.12) mostra foto de vários tipo de gramas existentes no Brasil.

Figura 8.12- Vários tipos de grama usada no Brasil Fonte: http://www.itograss.com.br/Noticias/escolhagrama.htm

8.9 Eficiência da irrigação A eficiência da irrigação só melhorará, separando as plantas de acordo com o consumo de água, ou seja, as chamadas hidrozonas. A escolha do tipo de irrigação por sprinkler ou gotejamento dependerá da declividade, de maneira que não haja escoamento superficial (runoff). O uso da água de esgoto tratado, para irrigação tem sido muito discutido nos Estados Unidos, com muitos prós e contras. Preferimos por ora, não usar água de esgoto como irrigação, devido a problemas com os animais, como cachorros e gatos, que podem beber a água de uma poça de água e ficar doente. Na Califórnia, é permitido o uso da água da lavagem de roupas, banhos e lavatório do banheiro, a chamada graywater ou águas cinzas em portugues para irrigação, principalmente subsuperficial.



8-14

8.10 Solo- água – planta São as relações que definem o modelo no qual a água entra e se move na profundidade efetiva das

raízes, no sistema de raízes das plantas e depois volta para a atmosfera.

8.11 Percolação É a taxa pela qual a água se move através do solo. A percolação profunda ou seja a água livre ocorre

quando a água fica abaixo das raízes e não é mais usada pelas plantas. A água livre é uma água perdida, que irá para o manancial subterrâneo. A percolação profunda pode

encaminhar produtos químicos e fertilizantes da zona das raízes para o aqüífero subterrâneo. 8.12 Runoff

È a água que não é absorvida pelo solo e pelas plantas quando é feita a irrigação. Conhecida como escoamento superficial ou enxurrada.

A água escorrerá superficialmente formando poças d´água e sulcos. Isto acontecerá quando houver um excesso de irrigação. 8.13 Profundidade efetiva das raízes RZ

É a profundidade do solo na quais as plantas buscam os nutrientes. É também chamada zona ativa das raízes ou zona das raízes onde estão praticamente 95% das raízes.

A quantidade de água necessária que fica na zona das raízes e que é chamada de soil moisture reservoir. É como se fosse um reservatório de água conforme Figuras (8.13) a (8.16).



8-15

Figura 8.13- Mostra o reservatório de água na zona de raizes http://gilley.tamu.edu/

Figura 8.14- Mostra a capacidade total de água na zona de raízes, onde existe o máximo e o mínimo. http://gilley.tamu.edu/



8-16

Figura 8.15- Mostra a extração de água na zona de raízes http://gilley.tamu.edu/



8-17

Figura 8.16- Mostra esquematicamente o máxima capacidade de água disponível para as plantas, havendo um ponto de refill onde deverá haver chuva ou irrigação. 8.14 Capacidade de armazenamento de água pelo solo

Vamos definir três parâmetros que é muito importante para o estudo da irrigação que são: capacidade de armazenamento de água pelo solo; quantidade de água contida na capacidade de campo e quantidade de água contida no ponto de murcha permanente. AWHC (Available Water Holding Capacity).= capacidade de armazenamento de água pelo solo (m3/m3, cm3/cm3, mm/mm) θCC= quantidade de água contida na capacidade de campo (m3/m3, cm3/cm3, mm/mm) θPMP= quantidade de água contida no ponto de murcha permantente (m3/m3, cm3/cm3, mm/mm)

A Capacidade de Campo θCC conforme Wihmeyer e Hendrickson, 1949 in Reichardt e Timm, 2004 é a quantidade de água retida pelo solo após a drenagem do seu excesso, quando a velocidade do movimento descendente praticamente cessa, o que usualmente, ocorre dois a três dias após a chuvas ou irrigação em solos permeáveis de estrutura e textura uniforme.

O Ponto de Murcha Permanente θPMP é a umidade do solo na qual uma planta murcha não restabelece turgidez mesmo quando colocada em atmosfera saturada de 12h, conforme Reichardt e Timm, 2004.

A FAO, 1998 a Tabela (8.4) onde temos a textura do solo e a capacidade de campo e o ponto de murcha permanente, bem como a diferença entre eles.

Tabela 8.4 – Capacidade de campo, ponto de murcha permanente conforme a textura do solo e

capacidade de armazenamento da água no solo. Textura do solo Capacidade de

campo

θCC

Ponto de Murcha

Permanente θPM

AWHC=θCC - θPM

(m3/m3, cm3/cm3, mm/mm) Areia 0,07 a 0,17 0,02 a 0,07 0,05 a 0,11 Areia franca 0,11 a 0,19 0,03 a 0,10 0,06 a 0,12 Franco arenoso 0,18 a 0,28 0,06 a 0,16 0,11 a 0,15 Franco 0,20 a 0,30 0,07 a 0,17 0,13 a 0,18 Franco siltoso 0,22 a 0,36 0,09 a 0,21 0,13 a 0,19 Silte 0,28 a 0,36 0,12 a 0,22 0,16 a 0,20 Franco argiloso siltoso

0,30 a 0,37 0,17 a 0,24 0,13 a 0,18

Argila siltosa 0,30 a 0,42 0,17 a 0,29 0,13 a 0,19 Argila 0,32 a 0,40 0,12 a 0,20 0,12 a 0,20

Fonte: FAO, 1998



8-18

Nas Tabelas (8.4) e (8.6) estão a Capacidade de Armazenamento no solo AWHC em função da textura do solo.

Tabela 8.5- Capacidade de armazenamento de água de acordo com a textura do solo (AWHC). Textura do solo

Capacidade de armazenamento de água pelo solo (AWHC)

(mm/mm)

The irrigation Association, 2005 Fuentes Yague e Cruz Roche, 1990 in Gomes,

1997 Argiloso 0,17 0,14 a 0,21 Franco-argiloso 0,17 0,14 a 0,21 Franco-siltoso 0,18 0,12 a 0,19 Franco 0,17 0,09 s 0,18 Franco-arenoso 0,12 0,08 a 0,13 Arenoso 0,06 a 0,08 0,04 a 0,08

Fonte: Adaptado de The Irrigation Association, março de 2005- Landscape Irrigation Scheduling and Water Management e de Gomes, 1997.

Tabela 8.6- Capacidade de armazenamento de água de acordo com a textura do solo (AWHC). Textura do solo Craul WSU

mm/mm mm/mmAreia 0,13 0,06 Areia franca 0,10 0,07 Areia franca fina 0,06 0,10 Franco arenoso 0,13 0,12 Franco 0,16 0,17 Franco siltoso 0,20 0,19 Franco argilo-siltoso 0,12 0,18 Argila arenosa 0,08 0,19 Franco argiloso 0,13 0,19 Franco siltoso 0,15 0,00 Argila 0,12 0,19

A capacidade de armazenamento de água de acordo com a textura do solo (AWHC) pode ser calculada

conforme Gomes, 1997 através da expressão: AWHC= (1/10) x (θCC - θPM ) x Dar

Sendo: AWHC= capacidade de armazenamento da água no solo (mm/cm) θCC= quantidade de água contida na capacidade de campo em % do peso. θPMP= quantidade de água contida no ponto de murcha permantente em % do peso. Dar= densidade aparente do solo, relativa à densidade da água (adimensional), Exemplo 8.2 Calcular AWHC= capacidade de armazenamento da água no solo (mm/cm) sendo dados a capacidade de campo=15% do peso do solo e ponto de murcha igual a 5% do peso do solo. A densidade do ar Dar= 1,38g/cm3. Solo franco arenoso.

AWHC= (1/10) x (θCC - θPM ) x Dar AWHC= (1/10) x (15 - 5 ) x 1,38= 1,38mm/cm=0,138mm/mm

Podemos comparar com a Tabela (8.6) onde para solo franco arenoso temos AWHC= 0,13mm/mm (0,138mm/mm), o que significa que a tabela funciona bem para estimativa.



8-19

8.16 Água disponível para a planta na zona das raizes

É a quantidade de água na zona das raízes, que fica disponível para as plantas PAW (Plant Avaliable Water).

PAW= AWHC x RZ Sendo: PAW= água disponível para a planta na zona das raizes (mm) AWHC= capacidade de armazenamento no solo (mm/mm) RZ= profundidade média das raízes para uma determinada hidrozona (mm).

A disponibilidade de água para as plantas vai de um limite superior chamado de Capacidade de Campo (CC) até um limite inferior chamado PMP (Ponto de Murcha Permanente). Outra maneira de resolver o problema

Uma outra maneira de ser resolver o problema conforme Azevedo Neto, 1998 é obtermos o valor da tensão de sucção em laboratório. Entramos na Figura (8.17) e achamos a porcentagem.

PAW = (θCC - θPM ) x Dar x RZ/10 PAW= água disponível para a planta na zona das raízes (mm) θCC= quantidade de água contida na capacidade de campo em % do peso. θPMP= quantidade de água contida no ponto de murcha permanente em % do peso. Dar= densidade aparente do solo, relativa à densidade da água (adimensional), RZ= profundidade das raízes (cm) Exemplo 8.3 Dada a tensão de sucção igual a 0,12 atm para determinação da capacidade de campo obtido em laboratório.

Entrando na Figura (8.17) com 0,12atm obtemos o valor da capacidade de campo igual a 16% Para acharmos o ponto de murchamento entramos com a pressão de 15atm na mesma Figura (8.17) e

obtemos 7,8%. Dar= 1,32 RZ= 40cm

PAW= (θCC - θPM ) x Dar x RZ/10 PAW= (16- 7,8 ) x 1,32 x 40/10= 43,3mm

Figura 8.17- Curva característica de retençao de água de um solo Fonte: Azevedo Neto, 1998

Exemplo 8.4 Calcular a quantidade de água disponível, de um gramado PAW, em solo argiloso com raízes de profundidade efetiva de 150mm. Para solos argilosos conforme Tabela (8.4) o valor de AWHC= 0,17mm/mm.

PAW= AWHC x RZ PAW= 0,17mm/mm x 150mm = 26mm



8-20

Uma maneira de se imaginar a quantidade disponível de água PAW de uma planta, é supormos um reservatório de água disponível para a planta (Soil moisture reservoir). Deste reservatório como veremos adiante, só podemos aproveitar no máximo 50% da água disponível. 8.17 Porcentagem de água que pode ser extraída (MAD= Management Allowable depletion)

É a máxima porcentagem de água que pode ser extraída do solo antes da irrigação ser aplicada conforme Tabela (8.7). Depende do tipo de solo e o valor máximo recomendado é de 50%..

Tabela 8.7- Quantidade de água que pode ser extraída (MAD)de acordo com textura do solo. Textura do solo

Quantidade de água que pode ser extraída (MAD) (%)

Argiloso 30 Franco-argiloso 40 Franco-siltoso 40 Franco 50 Franco-arenoso 50 Arenoso 50 a 60

Nota: o valor máximo de MAD é de 50% Fonte: Adaptado de The Irrigation Association, março de 2005- Landscape Irrigation Scheduling and Water Management.

Quanto maior for a evopotranspiração da cultura ETc menor será a quantidade de água que pode ser extraída, conforme FAO, 1998.

A Tabela (8.7) foi feita para ETc=5mm e para outros valores ela deve ser corrigida através da Equação: AD = MAD da tabela + 0,04 x (5 – ETc)

Sendo: MAD= quantidade máxima que pode ser extraída da Tabela (8.9) em fração Etc= evopotranspiração da cultura (mm/dia). Exemplo 8.5 Calcular o valor de MAD para ETc= 8mm/dia para solo franco. Da Tabela (8.7) para solo franco MAD= 50%= 0,50 (fração)

MAD = MAD da tabela + 0,04 x (5 – ETc) MAD = 0,50 + 0,04 x (5 – 8) = 0,38 = 38%

O valor será 38% e não 50% para o MAD. 8.18 Quantidade de água que pode ser extraída pelas plantas (AD)

A quantidade máxima de água que a planta pode extrair é: AD= PAW x (MAD / 100)

Exemplo 8.6 Seja um solo argiloso com raízes de profundidade efetiva média de 150mm. AWHC= 0,17 mm/mm RZ= 150mm PAW= AWHC x RZ = 0,17 x 150= 26mm

MAD= 50% AD= PAW x (MAD/ 100) = 26 x (50/100) = 13mm Assim do reservatório de água no solo (soil moisture reservoir) pode ser extraído somente 13mm, antes

que o stress nas plantas comece, ou seja, antes que atinja o ponto de murcha permanente. Outra maneira de calcular AD Conforme Gomes, 1997 temos:

AD= (1/10) x (θCC - θPM ) x Dar x RZ x MAD Sendo: AD= lamina de irrigação liquida máxima (mm) θCC= quantidade de água contida na capacidade de campo em % do peso. θPMP= quantidade de água contida no ponto de murcha permanente em % do peso. Dar= densidade aparente do solo (g/cm3) RZ= profundidade efetiva das raízes da planta (m) conforme Tabela (8.9) MAD= quantidade máxima que pode ser extraída ou déficit tolerável para diversos tipos de cultura conforme Gomes, 1997 conforme Tabela (8.8).



8-21

Tabela 8.8- Déficit tolerável para diversos tipos de cultura

Cultura MAD (%) Alfafa 35 Tomate 45 Feijão 50 Milho 40

Fonte: Gomes, 1997 Tabela 8.9-Profundidade efetiva das raízes para diferentes tipo de cultura

Cultura Profundidade das raízes (cm) Abacate 60cm a 90cm Tomate 60cm a 120cm Feijão verde 25cm a 50cm Milho 60cm a 120cm

Fonte: Gomes, 1997 Estimativa da capacidade de campo e ponto de murchamento permanente

Na ausência de dados do solo podemos estimar os valores conforme Tabela (8.10) de Antônio Cardoso Neto no segundo fascículo de Tópicos básicos de irrigação- as propriedades do solo. Tabela 8.10- Capacidade de campo e ponto de murchametno segundo a classe estrutural do solo

Classe textural do solo Capacidade de campo(em peso)

Ponto de Murchamento permanente (em peso)

Argilosa 45% 30% Argilo-barrenta 40% 25% Areno-barrenta 28% 18% Fino-arenosa 15% 8%

Arenosa 8% 4% Fonte: Antônio Cardoso Neto

Exemplo 8.7 Calcular a lâmina de irrigação líquida máxima AD em mm sendo dados a capacidade de campo=15% do peso do solo e ponto de murcha igual a 5% do peso do solo. A densidade do ar Dar= 1,38g/cm3, solo franco arenoso. RZ=0,70m e MAD=45.

AD= (1/10) x (θCC - θPM ) x Dar x RZ x MAD AD= (1/10) x (10- 5) x 1,38 x 0,70x 45=43,5mm

8.19 Coeficiente de paisagismo (KL) O coeficiente de paisagismo KL é um conceito novo que substitui o antigo coeficiente Kc, que continua a ser usado em outras culturas.

A vantagem do coeficiente de paisagismo KL é que pode ser reajustado para microclima usando o coeficiente (Kmc), para a densidade das plantas usando (Kd) e para o impacto das necessidades de água da planta usando o coeficiente (Ks) que na prática é praticamente o antigo coeficiente Kc.

KL = Ks x Kmc x Kd

Sendo: KL = coeficiente de paisagismo Ks= fator das espécies Kmc= fator do microclima. Kd= fator da densidade das plantas.



8-22

8.20 Fator das espécies Ks

As diversas plantas de diferentes espécies possuem taxas de evapotranspiração diferentes. Algumas espécies transpiram muita água, enquanto que outras consomem relativamente pouca água conforme Tabela (8.10). Tabela 8.10- Valores do fator das espécies Ks para diversas plantas

Vegetação Alto Médio Baixo Árvores 0,9 0,5 0,2 Arbustos 0,7 0,5 0,2 Forrações: plantas rasteiras 0,9 0,5 0,2 Mistura de árvores, arbustos e gramas 0,9 0,5 0,2 Gramado 0,80 0,75 0,60

Fonte: The Irrigation Association, março de 2005- Landscape Irrigation Scheduling and Water Management.

Tabela 8.11- Valores do microclima Kmc para plantas diversas plantas

Fonte: The Irrigation Association, março de 2005- Landscape Irrigation Scheduling and Water Management. 8.21 Fator do microclima Kmc

Os prédios, pavimentação, declividades, sombras, ventos, etc podem influenciar muito o meio ambiente local.

Um alto fator de microclima Kmc se deve a locais rodeados por superfícies que absorvem o calor e que haja muitos ventos, chegando o coeficiente atingir Kmc= 1,4.

Um fator Kmc médio são as plantas que estão na sombra e protegidas do vento. Um fator Kmc= 0,5

conforme Tabela (8.11) são plantas que estão muito bem protegidas dos ventos.

Vegetação Alto Médio Baixo Árvores 1,4 1,0 0,5 Arbustos 1,3 1,0 0,5 Forrações: plantas rasteiras 1,2 1,0 0,5 Mistura de árvores, arbustos e gramas 1,4 1,0 0,5 Gramados 1,2 1,0 0,8



8-23

8.22 Fator de densidade Kd A densidade da vegetação no paisagismo varia muito. Existem plantas que ficam esparsas e que oferecem menor área de superfície de folhas e outras mais densas. A densidade é um fator que está entre 0,5 a 1,3 e que está em três grupos: alta, média e baixa densidade conforme Tabela (8.12).

Tabela 8.12- Valores da fator de densidade Kd para plantas diversas plantas

Vegetação Alto Médio BaixoÁrvores 1,3 1,0 0,5 Arbustos 1,1 1,0 0,5 Forrações: plantas rasteiras 1,1 1,0 0,5 Mistura de árvores, arbustos e gramas 1,3 1,0 0,6 Gramados 1,0 1,0 0,6

Fonte: The Irrigation Association, março de 2005- Landscape Irrigation Scheduling and Water Management. Exemplo 8.8 Seja um gramado em zona de edificações, onde há bastante sombra, num local de clima quente e úmido. Queremos a lâmina líquida de água necessária para a grama Santo Agostinho no mês de julho. Considerar a densidade média do gramado. Ks= 0,6 Kmc= 0,8 (sombras) Kd= 1,0 (grama) KL = Ks x Kmc x Kd = 0,6 x 0,8 x 1,0 = 0,48 ETo= 6,4mm/dia= média entre 5,1mm/dia a 7,6mm/dia da Tabela (8.6)

PWR=ETc= ETo x KL = 6,4mm/dia x 0,48 = 3,1mm/dia

8.23 Precipitação efetiva (Pe)

É a porção da chuva que fica armazenada no solo até a profundidade das raízes e que fica disponível para as plantas.

O termo é simples, mas complexo na prática porque envolve muitas disciplinas como metereologia, espécies de plantas e ciência do solo.

Precipitação efetiva é a parcela da água de chuva que não escoa superficialmente e nem percola abaixo da zona radicular da cultura. É aquela que efetivamente é usada pelas plantas.É influenciado pela intensidade da chuva, declividade do terreno, tipo de solo, textura, estrutura, umidade do solo, sistema de cultivo, práticas culturais e conservacionistas, profundidade do sistema radicular e demais características das culturas

Existem vários métodos para se achar a precipitação efetiva, como o lisímetro da Figura (8.18), o método do balanço da água no solo, o método de Blaney-Criddle e o método do Soil Conservation Service.

Figura 8.18- Esquema de um lisímetro

Fonte: FAO, 1998



8-24

O método fundamental que iremos adotar é do percentual fixo da USDA-SCS. 8.24 Precipitação efetiva Pe com percentual fixo da USDA-SCS

Nos Estados Unidos foram feitas pesquisas com dados de 50anos pelo USDA Soil Conservation Service (USDA-SCS) e se chegou a seguinte Tabela (8.13) para aplicação do método do percentual fixo, usando o fator RF. É válido para precipitações mensais de 6,4mm a 203,2mm e para terrenos planos.

Tabela 8.13- Precipitação efetiva com percentual fixo (Fator RF) da precipitação histórica mensal, dependendo do tipo

de solo e da profundidade das raízes conforme USDA-SCS e válido para terrenos planos. Profundidade das raízes em milímetros

150mm 300mm 457mm 610mm Categoria de solo

Tipo de solo Precipitação média mensal efetiva em (%) da precipitação mensal

1 Arenoso 44 48 52 55 2 Franco-arenoso 47 53 58 63 3 Franco 49 57 63 68 4 Franco-argiloso 47 55 60 65 5 Argiloso 45 51 55 59

Fonte: The Irrigation Association, março de 2005- Landscape Irrigation Scheduling and Water Management. Na Tabela (8.13) conforme o tipo de solo e as profundidades das raízes obtemos a porcentagem da

precipitação total mensal que deve ser usada como precipitação efetiva. Pe = P x RF /100

Sendo: Pe= precipitação efetiva (mm) P= precipitação mensal (mm) RF= fator obtido da Tabela (8.13) ou através de pesquisa realizada.

Exemplo 8.9 Para solo argiloso, raiz de planta de 150mm e fator RF= 45% conforme Tabela (8.13). A precipitação mensal é 120mm.

Pe = P x RF /100 P= 130mm RF= 50% Pe = P x RF /100 Pe = 120 x 50 /100= 60mm

Dica: para planejamento de irrigação RF máximo seja de 50%.



8-25

8.25 Método USDA, SCS conforme FAO, 1998

O método US. Departament of Agriculture e Soil Conservation Service não inclui a intensidade das precipitaçoes e nem a textura do solo. Consiste na aplicação das Tabelas (8.14) a (8.16).

Uso consumptivo = evapotranspiraçao da cultura (ETc) Tabela 8.14-Precipitação efetiva mensal baseada na média mensal de precipitação em mm e no uso consumptivo

(evapotranspiraçao da cultura ETc).

Fonte: FAO, 1978- Effective rainfall in irrigated agriculture

Tabela 8.15-continuação-Precipitaçao efetiva mensal baseada na media mensal de precipitaçao em mm e no uso consumptivo

(evapotranspiraçao da cultura ETc).

Fonte: FAO, 1978- Effective rainfall in irrigated agriculture

Tabela 8.16- Tabela da multiplicação pelo factor SF entrando-se na tabela com o valor AD

A Tabela (8.14) e (8.15) foram feitas para d=75mm. Quando o valor for maior ou menor que 75mm temos

que multiplicar por um valor obtido na Tabela (8.16) denominado SF. AD: é a quantidade máxima de água que a planta pode extrair do solo



8-26

SF: é o fator de redução ou aumento pois o valor padrão da tabela da SCS foi feito para AD=75mm. Portanto, quanto AD for maior que 75mm haverá um acréscimo e quando menor um decréscimo. O valor SF será um numero entre 0,620 e 1,070. Exemplo 8.10 Calcular a precipitação efetiva Pe mensal para precipitação média mensal de 75mm e uso consumptivo, isto é, evapotranspiração Etc=100mm. Queremos que a altura de irrigação a ser aplicada seja de 50mm.

Entrando na Tabela (8.14) achamos o valor Pe= 52,7mm Consultando a Tabela (8.16) para 50mm achamos o fator SF=0,93 que deverá ser multiplicado pelo valor obtido na Tabela (8.14) Então a precipitação efetiva:

Pe= 52,7mm x SF=52,7x 0,93=49,01mm <75mm OK Exemplo 8.11 Calcular a precipitação efetiva Pe do mês de abril do município de Guarulhos sendo Etc= 47mm e precipitação média mensal de abril P= 48mm, sendo a quantidade máxima de água armazenada no solo que a planta pode retirar AD=125mm. Entrando na Tabela (8.14) estimamos Pe=35mm e olhando-se a Tabela (8.16) obtemos o fator 1,04. Pe= 35mm x SF=35mmx 1,04= 36,4mm <48mm OK Nota: a precipitação efetiva Pe deverá ser menor que ETc ou a precipitação mensal. 8.26 Método analítico do SCS para achar a precipitação efetiva mensal

Com 50 anos de dados de precipitações nos Estados Unidos os cientistas do SCS através de 22 locais desenvolveram uma técnica para calcular a precipitação efetiva Pe.

O valor de Pe é dados pela equação que está em polegadas: Pe= SF x ( 0,70917 x P 0,82416 – 0,11556) x (10 (0,02426xETc)) SF= (0,531747 + 0,295164 x AD- 0,057697x AD 2 + 0,003804 x AD3)

Sendo: Pe=precipitação efetiva mensal (in) P= precipitação média mensal (in) Etc= média da evaporação da cultura (in) SF= fator de armazenamento no solo Exemplo 8.12 Seja uma cidade com precipitação P=227mm=8,9in. Etc= 93,8mm=3,7in e AD=22mm=0,9in. Achar a precipitação efetiva mensal Pe. SF= (0,531747 + 0,295164 x AD- 0,057697x AD 2 + 0,003804 x AD3) SF= (0,531747 + 0,295164 x 0,9- 0,057697x 0,9 2 + 0,003804 x 0,93)=0,74 Pe= 0,74 x ( 0,70917 x 8,9 0,82416 – 0,11556) x (10 (0,02426x3,7))= 3,8in=97.5mm 8.27 Precipitação efetiva

Na Califórnia a precipitação efetiva anual não poderá passar de 25% da precipitação anual. Isto quer dizer que no projeto de irrigação de paisagismo não se pode prever toda a precipitação efetiva e

sim que a mesma não poderá passar de 25% da precipitação. Cunha et al, 2007 informam que há diferentes critérios para a estimativa da precipitação efetiva. Na Índia

se utiliza 60% da precipitação media e alguns paises 75%. Há paises que consideram a precipitaçao efetiva media como sendo aquela em que entram somente precipitações superiores a 5mm e inferiores a 75mm/dia e 125mm num período de 10 dias.



8-27

8.28 Bibliografia e livros consultados

• ANP-ASSOCIAÇAO NACIONAL DE PAISAGISMO. http://www.anponline.org.br/ • AYOADE, J. O. Introdução à Climatologia para os trópicos. 4ª edição, 332páginas, 1996, Coordenador

Editorial: Antônio Christofoletti. • BALL, KEN. AWWA - AMERICAN WATER WORKS ASSOCIATION, Xeriscape-programs for water

utilities. 1990, ISBN 0-89867-525-1, 91páginas. • BENNET, RICHARD E. E HAZINSKI, MICHAEL S. AWWA - AMERICAN WATER WORKS

ASSOCIATION. Water-Efficient Landscape – guidelines, 1993, ISBN 0-89867-679-7, 176 páginas. • CUNHA, PEDRO et al. Procedimentos para pedidos de outorga de direito de uso da água para irrigação.

Agencia Nacional das Águas. 29 paginas. • EMBRAPA. Requerimento de água das culturas. Circular técnico 2 de dezembro de 2002, Sete Lagoas,

Minas Gerais. • -FAO (FOOD AND AGRICULTURE ORGANIZATION OF THE UNITED NATION). Crop

evapotranspiration guidelines for computing crop water requirements FAO- Irrigation and drainage paper 56.Rome, 1998. ISBN 92-5-1042105.

• FAO. Effective rainfall in irrigated agriculture. ISBN 92-5-100272-X. Terme di Caracalla, Rome, Italy.

• GALVANI, E., et al. Modelo de estimativa de evapotranspiração de referência (ETo) a partir da lâmina de água evaporada em Tanque Classe “A”. ESALQ, USP, Piracicaba, outubro de 1999.

• GOMES, HEBER PIMENTEL. Engenharia de irrigação. Universidade Federal da Paraíba, 2ª edição, 390 páginas, 1997, Campina Grande.

• IRRIGATION ASSOCIATION. Landscape irrigation scheduling and water management, março de 2005. • IRRIGATION ASSOCIATION. Turf and landscape irrigation- Best Management Practices, abril de 2005. • ITO, ACACIO EIJI et al. Manual de Hidráulica. Azeveto Netto. 8ª ed. Atualizada Blucher, 669p. • LEA, ROSANGELA E SANTO, SANDRA MEDEIROS. Roteiro para calcular o balanço hídrico pelo

sistema de Thornthwaite-Mather, 1955. Universidade Estadual de Feira de Santana, Bahia. • LOPES, ALAN VAZ E FREITAS, MARCOS AIRTON DE SOUZA. Avaliação das demandas de ofertas

hídricas na bacia do Rio São Francisco usando modelo de rede de fluxo. Universidade de Fortaleza (UNIFOR).

• OLIVEIRA, RODRIGO. Modelo Hidrológico de precipitação-escoamento. Monte de Caparica, 1998. • REICHARDT, KLAUS e TIMM, LUIS CARLOS. Solo, planta e atmosfera- conceitos, processos e

aplicações. Editora Manole, 2004, ISBN 85-204-1773-6. 1ª ed. 478 páginas. • RIGHETTO, ANTONIO MAROZZI. Hidrologia e Recursos hídricos. 1ª ed. USP, ISBN 85-85205-25-5,

1998, 819 páginas. • SINDUSCON SP: Conservação e Reúso da água em edificações, 2ª ed, 2006. • TUCCI, CARLOS E., Hidrologia, ABRH, 1993, 943páginas, ISBN 85-7025-298-6. • VIANELLO, RUBENS LEITE E ALVES, ADIL RAINIER. Metereologia Básica e aplicações. Universidade

Federal de Viçosa, Minas Gerais, 1991, 449 páginas. • VICKERS, AMY. Water Use Conservation. Waterplow press, Massachusetts, 2001, ISBN 1-931579-07-5,

446 páginas.

Curso de esgotos Capitulo 09-Evaporação e lixiviação


9-1

Capítulo 9

EVAPORAÇAO e LIXIVIAÇÃO ´



9-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

9.1 Introdução 9.2 Evapotranspiração ECA 9.3 Transpiração 9.4 Evaporação 9.5 Evapotranspiração 9.6 Evapotranspiração de referência ETo 9.7 Evapotranspiração da cultura ETc 9.8 Bibliografia e livros consultados

17 páginas



9-3

Capitulo 2- Evaporação e Lixiviação 9.1 Introdução

Vamos fornecer alguns conceitos principais da evaporação e transpiração. Para a evaporação é necessário energia e esta vem do sol, conforme Figura (9.1).

Figura 9.1- Esquema de evaporação.

Para a evopotranspiração é necessária a evaporação provocada pelo sol bem como a evaporação

provocado pelos estômatos das folhas conforme Figura (9.2).

Figura 9.2- Esquema de evapotranspiração Costuma-se falar em evaporação e evopotranspiração quando é para uma superfície líquida e quando é

para uma cultura, mas enfim tudo é evaporação.

Figura 9.1- Diagrama solo-água do balanço de uma cultura na zona radicular

Fonte: USA, SCS, 1993



9-4

9.2 Evapotranspiração ECA É a medida local da evaporação em mm da superfície de água que pode ser obtida com um evaporímetro com Tanque Classe A conforme Figura (9.3).

Figura 9.3-Tanque Classe A para medir evaporação tem 1,22m de diâmetro uma coluna de água de 30cm, sendo mantido nivelado sobre um suporte de madeira.

9.3 Transpiração

A transpiração consiste na vaporização da água líquida contida nos tecidos da planta e da remoção do vapor para a atmosfera.

As culturas perdem predominantemente sua água através dos estômatos conforme Figura (9.4) Estes são pequenas aberturas na folha, através das quais os gases e o vapor de água passam conforme

Embrapa, dezembro de 2002- Circular Técnica Sete Lagoas, Minas Gerais.

Figura 9.4- Corte esquemático do estômato

Fonte: Embrapa, circular técnica 20, Sete Lagoas, dezembro 2002

9.4 Evaporação É o processo pelo qual a água líquida é convertida em vapor de água (vaporização) e removida da

superfície evaporante (remoção de vapor). A água evapora de diversas superfícies, como lagos, rios, pavimentos, solos e vegetação úmida.

9.5 Evapotranspiração

Evaporação e transpiração ocorrem simultaneamente e não existe uma maneira fácil de distinguir entre os dois processos.

O método direto para obter a evapotranspiração é usando o lisímetro ou evapotranspirômetro. É a quantidade total de água perdida, na superfície do solo e das plantas (evaporação) e a água usada

na transpiração das plantas. Afetam a evopotranspiração a espécie da planta, tamanho, densidade, condições do tempo e a

quantidade de água disponível para as plantas. Geralmente a grama é a planta de referência, com altura de 75mm a 150mm e a evapotranspiração de

referência de referência é representada por ETo. O valor de ETo pode ser obtido aproximadamente pela Tabela (9.1), dependendo do tipo de clima, da umidade relativa do ar e da temperatura média no mês de verão conforme pesquisas feitas nos Estados Unidos. Tabela 9.1- Evapotranspiração de referência ETo para o verão em diversos climas em função da temperatura e da umidade relativa

do ar (UR). Clima Definições

para verão ETo

(mm/dia) Frio úmido < 19ºC 2,54 3,81 >50%UR



9-5

Frio seco < 19ºC 3,81 5,08 <50%UR Meio quente úmido 19ºC a 29ºC 3,81 5,08 >50%UR Meio quente seco 19ºC a 29ºC 5,08 6,35 <50%UR Quente úmido > 29ºC 5,08 7,62 >50%UR Quente seco > 29ºC 7,62 11,43 <50%UR

UR= umidade relativa do ar (%) Fonte: The Irrigation Association, março de 2005- Landscape Irrigation Scheduling and Water Management.

Para o município de Guarulhos onde a umidade relativa média do ar é maior que 73% e a temperatura média é maior que 19ºC, o ETo varia de 3,81mm/dia a 5,08mm/dia. 9.6 Evapotranspiração de referência (ETo) A evapotranspiração de referência ETo em mm/dia é obtida multiplicando-se um coeficiente Kp da Tabela (9.2), que depende do vento local, da umidade relativa do ar e do tamanho da bordadura admitida no Tanque Classe A.

A evapotranspiração de referência ETo conforme Shuttleworth, 1993 está associada ao albedo de 0,23, a vegetação com altura de 0,12m e resistência da superfície de 69 s/m.

É praticamente definido para um solo com grama do tipo batatais.

ETo= Kp x ECA Sendo: ECA= evaporação no Tanque Classe A (mm/dia) Kp = coeficiente do tanque (adimensional) que varia de 0,35 a 0,85 conforme Tabela (9.2). ETo= evapotranspiração de referência (mm/dia) O coeficiente Kp está entre 0,50 a 0,90, sendo normalmente adotado Kp= 0,80, também recomendado por Reichardt e Timm, 2004. Exemplo 9.1 Calcular a evapotranspiração ETo sendo ECA anual de 957mm e o valor Kp=0,80. ETo= Kp x ECA= 0,80 x 957mm=766mm Tabela 9.2- Valores de Kp

O raio de bordadura refere-se ao lado dominante do vento. Existe bordadura com solo de vegetação

verde e bordadura com solo nu. Conforme modelo de estimativa de evapotranspiração de referência (ETo) a partir da lâmina de água

evaporada em Tanque Classe A em outubro de 1999 por E. Galvani, Escobeto, Cunha, Pereira, Klosowski e Villa Nova obtiveram para a cidade de Piracicaba onde se encontra a Esalq- USP, na Latitude 22º e longitude 47º a altura média de 556m achou-se:

ETo= 0,745 x ECA + 0,265 com R2 = 0,96

Sendo:



9-6

ECA= evaporação obtida no tanque Classe A (mm/dia) ETo= evaporação de referência (mm/dia)

Utilizou-se para se obter o coeficiente do tanque Kp a equação de Snyder, 1992 de simples aplicação: Kp= 0,482 + 0,024 x ln (F) – 0,000376 x U + 0,0045 x UR

Sendo: Kp= coeficiente do tanque (adimensional) Ln= logaritmo neperiano F= distância da área tampão (m) U= velocidade do vento (km/dia) UR= umidade relativa média do dia (%)



9-7

9.7 Evapotranspiração da cultura (ETc) É a quantidade de água consumida em um determinado intervalo de tempo pela cultura. Geralmente é adotado mm/dia, mas pode-se usar mm/semana, mm/mês ou mm/ano. ETc= Kc x ETo Sendo: ETc= evapotranspiração da cultura (mm/dia) ETo= evapotranspiração de referência (mm/dia) Kc= coeficiente de cultivo conforme Tabelas (9.3) e (9.4).

Para paisagismo Kc varia de 0 a 0,80, podendo atingir valores igual a 1 e de 1,25 na cultura do milho por exemplo. Nos projetos de irrigação que estamos tratando, sempre usaremos ETc. O valor do coeficiente de cultivo Kc para paisagismo é considerado para plantas que consomem muita água, consome medianamente e que consomem pouco. Uso consumptivo é muitas vezes usado como sinônimo de evapotranspiração da cultura ETc. Tabela 9.3- Valores de Kc conforme o consumo Consumo de água das plantas Kc Plantas que consomem muita água 0,5 a 0,8 Plantas com consumo médio de água 0,30 a 0,50 Plantas que consomem pouca água < 0,30 Tabela 9.4- Valores de Kc conforme o consumo

Tipo de planta Valor Kc Grama de folhagem e raízes densa 0,7 a 1,0 Arvores, arbustos e gramados não tolerantes a secas 0,7 Arvores, arbustos e gramados que consomem pouca água 0,5 Arvores, arbustos e gramados tolerante a seca 0,2 Área não irrigada 0,0 Fonte: Water Efficient Landascape, 1993 AWWA 9.8 Variação do coeficiente Kc conforme Gomes, 1997

Conforme Gomes, 1997 o coeficiente Kc varia conforme o periodo de do ciclo vegetativo da planta conforme Figura (9.5). Nota-se quatro fases ou quatro períodos assim definidos:

Período 1- desde o momento da semeadura até o ponto em que a cultura alcança aproximadamente 15% do seu desenvolvimento.

Período 2- Fase que se inicia no final do período 1 e termina em um ponto imediatamente antes da floração.

Período 3- fase de floração e frutificação Período 4- fase de maturação compreendida entre o final do período 3 e a colheita.

Figura 9.5- Variação do coeficiente de cultivo no ciclo vegetativo da planta.

Fonte: Gomes, 1997



9-8

A Tabela (9.4) apresenta alguns valores de Kc conforme o período de cultivo, os quais variam para cada

período podendo aumentar, abaixar ou se manter igual.

Tabela 9.4- Valores do coeficiente de cultivo Kc Cultura Período 1 Período 2 Período 3 Período 4 Tomate 0,45 0,75 1,15 0,80 Alface 0,45 0,60 1,00 0,90 Arroz 1,10 1,10 1,10 1,10 Soja 0,35 0,75 1,10 0,60

O método mais recomendado para o cálculo da evapotranspiração de referência ETo e recomendado

pela FAO é o de Penman-Monteith (Embrapa, 2002). Pesquisas conduzidas em diferentes localidades e condições climáticas indicam que o método de

Penman-Monteith tem apresentado estimativas de ETo para a grama, bem correlacionados com os valores obtidos em lisímetros, conforme Revista Brasileira de Engenharia Agrícola e Ambiental de Campina Grande, volume 2, número 2, página 132 a 135, ano de 1998. Exemplo 9.2 Calcular o ETc= evapotranspiração máxima de uma cultura sendo ETo=120mm/mês e Kc= 0,50 ETc= Kc x ETo= 0,50 x 120mm/mês=60mm/mês Exemplo 9.3 Calcular o fator da planta média para diversas frações de área conforme Tabela (9.5) e verificamos que obtemos a media de Kp=0,52.

Tabela 9.5- Cálculo do fator de cultura médio Kp considerando áreas de plantio diferentes. Uso de áreas não irrigadas Fator da

planta Fração da área

Fator com peso

Tipo de plantas e necessidade de água

Kc

Grama densa com raízes densas 0,80 0,60 0,48 Plantas que usam muita água 0,80 0,05 0,04 Área não irrigada 0 0,35 0,00 kc médio = 0,52 1,00 0,52

Fonte: Water Efficient Landscape, 1993 AWWA



9-9

9.9 Variação do coeficiente Kc conforme FA0 A FAO apresenta três valores de Kc que são:

Kc início Kc médio Kc final

A Tabela (9.6) apresenta alguns exemplos. Quando se quer adotar um valor único a FAO recomenda adotar

Kc de início

Tabela 9.6- Valores de Kc para umidade relativa do ar de mais ou menos 45% e velocidade do vento de 2m/s. Adota-se o Kc inicio de modo geral

Cultura Kc início Kc médio Kc final Brocoli 0,7 1,05 0,95 Tomate 0,6 1,15 0,70 a 0,90 Grama Bermuda ou Santo Agostinho

0,80 0,85 0,85

Na Figura (9.6) temos os três valores de Kc que vão formar quatro períodos.

Figura 9.6- Os três coeficientes Kc da FAO. Notar que temos quatro períodos apesar dos três valores. Fonte: FAO, 1998

O ideal é para cada cultura fazermos um gráfico igual ao da Figura (9.6) no qual poderemos obter os valores de Kc mês a mês.

Para estimativas preliminares a FAO recomenda usar o valor Kc inicio.



9-10

9.10 Lixiviação

Conforme FAO, 1998 os sais na água do solo podem reduzir a evapotranspiração, pois tornam o solo com menos água disponível para as raízes das plantas extrairem água. Portanto, a presença de sais na água do solo reduz o potencial de energia da solução solo-água. Alguns sais causam efeitos tóxicos nas plantas, podendo reduzir o metabolismo e o crescimento das mesmas. O objetivo é prever a redução na evapotranspiração causada pela salinidade da água.

Conforme Gomes, 1987 a lixiviação é uma quantidade adicional de água que se deve acrescentar à irrigação para que não se acumulem os sais no solo. O excesso de água levará os sais soluveis fora da zona das raizes evitando a salinização.

As plantas tolerantes à salinidade toleram até 15 g/ L de NaCl, equivalente a metade da concentração da agua do mar conforme Vieira, 2997.

A lixiviação dependende do método de irrigação. A água de irrigação requerida para suprir as necessidades da cultura e a lixiviação dos sais se obtém por

meio do quociente entre a necessidade de irrigação líquida NL e o fator (1- LR) conforme Gomes, 1987 Considerando a eficiência da irrigação IE e lixiviação LR temos:

NL = (ETc – Pe)/ [IE (1-LR)] Sendo: NL= necessidade de irrigação líquida mensal (mm) ETc= evapotranspiração máxima da cultura mensal em (mm) ETc= ETo x KL Pe= precipitação efetiva mensal (mm) IE= eficiência da irrigação em fração. LR= lixiviação em fração

Salinidade é a medida de sais solúveis na água ou solo. A salinidade é a medida do sólido total dissolvido TDS, conforme Metcalf e Eddy, 2007.

A condutividade elétrica da água Ecw é expressa em decisiemens por metro (dS/m), milli-ohms por centimetro (mmho/cm) ou micro ohms por centimetro (μmho/cm) é usada em substituição a medida de concentração do TDS.

A conversão da condutividade elétrica em TDS pode ser feita da seguinte maneira conforme Metcalf e Eddy, 2007.

Para ECw < 5 dS/m TDS(mg/L)= ECw (dS/m) x 640 Para ECw > 5 dS/m TDS(mg/L)= ECw (dS/m) x 800

Os valores de Ecw conforme a Universidade da Califórnia in Metcalf e Eddy, 2007 é a seguinte:

ECw < 0,7 dS/m não há restrição nenhuma (TDS < 450mg/L) ECw entre 0,7 a 3,0 dS/m há restrição moderada (TDS 450 a 2000mg/L) ECw > 3,0 dS/m a restrição é denominada de severa (TDS> 2000mg/L).

A grama bermuda é tolerante a salinidade Lixiviação por aspersão Em campos de golfe o metodo mais usado para irrigação com água de reúso é por aspersão, entretando nos tees e greens vem sendo usado ultimamente irrigação subsuperficial devido a sua eficiência e pelo fator de nao expor o ser humano a uma água de reúso conforme Metcalf e Eddy, 2007.

É usada a equação de Roades e Merrill, 1976 in FAO, 1998. LR= ECw / (5 x ECe-ECw)

Sendo: LR= lixiviação como fração mínima de água destinada a lavar os sais acumulados no solo. LR é a fração da lâmina de água a aumentar. ECw= condutividade elétrica da água de irrigação em dS/m (deciSiemens por metro) medida a 25ºC. ECe= valor estimado da condutividade elétrica da água do solo nas raizes em dS/m (deciSiemens por metro). O valor da condutividade elétrica do extrato do solo pode ser estimado usando a Tabela (9.7) da FAO do qual tiramos somente a grama Bermuda grass em função da redução do rendimento potencial. Uma planta com redução do rendimento potencial for 100% ou 0% indica que a salinidade teórica ECe e que cessa o crescimento da planta.

Se a redução no rendimento da cultura for de 90% usa-se o valor de 90% na Tabela (9.7). Se o valor de LR for menor que 0,1 então não será necessário aumentar a lâmina de irrigação para lavar

os sais (Critério prático de Gomes, 1987).



9-11

Tabela 9.7- Valores estimativos para Ece para grama bermuda grass em função da redução do rendimento potencial (Cynodon dactylon) conforme FAO, 1998

100% 90% 75% 50% O% ECe ECw ECe ECw ECe ECw ECe ECw ECe ECw 6,9 4,6 8,5 5,6 11 7,2 15 0,8 23 15

Exemplo 9.4 Queremos fazer irrigação num gramado solo com condutividade da água a 25ºC medido ECw= 1,0 dS/m.

Para a grama bermuda grass conforme Tabela (9.7) o valor de ECe=8,5 dS/m para 90% e recomendação da FAO.

LR= ECw / (5 x ECe - ECw) LR= 1,0 / (5 x 8,5 -1,0) =0,024

Portanto, o volume de água a ser irrigado deverá ser aumentado de 2,4% para a lixiviação. Nota: A FAO recomenda que quando a água de irrigação tem ECw> 1,5 dS/m então deverá ser usado para achar ECe o valor de 100%. No caso acima usariamos ECe= 6,9 dS/m.

A relação ECe=1,5 Ecw da Figura (9.7) corresponde a lixiviação de 15% a 20% para a faixa de consumo de 40%, 30%, 20% e 10% usada como padrão.

A FAO, 1998 possui o gráfico da Figura (9.7) que fornece uma estimativa. Observar que as faixas de consumo de água sao 40%, 30% 20% e 10%. Exemplo 9.5 Queremos fazer irrigação num gramado com água de reúso em solo com condutividade elétrica da água a 25ºC medido ECw= 1,0 dS/m.

Supomos que ECe=3,0 dS/m. LR= ECw / (5 x ECe - ECw) LR= 1,0 / (5 x 3,0 -1,0) =0,07

Portanto, o volume de água a ser irrigado deverá ser aumentado de 7% para a lixiviação. Na prática consideramos a lixiviação. Cálculo da lixiviação LR (fração)

Conforme Eugenio Ferreira Coelho, Edio Luiz da Costa e Antonio Heriberto de Castro Teixeira temos: LR= Ecw/ (2 x max Ece)

Sendo: LR= fração da lixiviação Ecw= condutividade elétrica da água de irrigação (dS/m) Max ECe= condutividade elétrica máxima do extrato de saturação do solo que reduziria a zero a produtividade da cultura. Exemplo 9.6 Queremos fazer irrigação num gramado com água de reúso em solo com condutividade da água a 25ºC medido ECw= 1,0 dS/m.

Supomos que para grama Bermuda grass maxECe=6,9 dS/m. LR= ECw/ (2 x max Ece)

LR= 1,0/ (2 x 6,9) =0,072 < 0,10 não consideramos a lixiviação Na Figura (9.7) o valor Ecw x 1,5= ECe é uma espécie de guia para seguir e tem fator de lixiviação

LF=LR entre 15% a 20%. Usam-se as quatro faixas padrão de 40%, 30%, 20% e 10% na zona de raizes.



9-12

Figura 9.7- Efeito da salinidade da água ECw no zona das raízes ECe nas várias frações do solo (40%, 30%, 20% e 10%) e considerando o fator de lixiviação LF que é a mesma coisa que LR.

Tolerância à salinidade

Nem todas as plantas se comportam da mesma maneira na presença da salinidade. Conforme Metcalf e Eddy, 2007 existem plantas:

TOLERANTES ≤ 10 dS/m MODERADAMENTE TOLERANTES entre 6 a 10 dS/m PLANTAS SENSIVEIS A SALINIDADE entre 3 a 6 dS/m PLANTAS MUITO SENSIVEIS A SALINIDADE ≤ 3 dS/m

Como o nosso interesse é somente gramados, a bermuda grass é considerada uma planta tolerante à salinidade assim como a grama Zoysia e Santo Agostinho.

Conforme Metcalf e Eddy,2007 as gramados não são afetados pela salinidade da água do solo quando a mesma é < 3 dS/m.

As gramas muito sensitivas devem ser evitados quando usar água de reúso. Determinação da fração da lixiviação

Conforme Metcalf&Eddy, 2007 apresenta um outro método para obter a lixiviação, baseado na água consumida em cada uma das quatro faixas: 40%, 30% 20% e 10% conforme Figura (9.8).

Obtém-se a equação: ECe= [ ECw+ ECw/(0,6 +0,4 x) +ECw/(0,3+0,7 x) + ECw/ (0,1+0,9x) + ECw/x ]/ 5 Sendo : ECw= condutividade elétrica da água de irrigação (dS/m) ECe= condutividade elétrica da água na zona das raízes (dS/m) x= valor da lixiviação em fração



9-13

Figura 9.8- Consumo de água em cada quarto (40%, 30%, 20% e 10%) Fonte: Metcalf&Eddy, 2007 Exemplo 9.6- Conforme Metcalf& Eddy, 2007. Supondo que a condutividade elétrica da água de irrigação de reúso tenha salinidade na concentração de ECw=1 dS/m e que a condutividade do solo nas raízes seja ECe=3 dS/m.

ECe= [ ECw+ ECw/(0,6 +0,4 x) +ECw/(0,3+0,7 x) + ECw/ (0,1+0,9x) + ECw/x ]/ 5 3= [ 1+ 1/(0,6 +0,4 x) +1/(0,3+0,7 x) + 1/ (0,1+0,9x) + 1 /x ]/ 5

Achamos x=0,165, ou seja, 16,5% Portanto, teremos que aumentar a água em 16,5% para atender a lixiviação necessária. Observar que usando a equação de Rhoades, 1974 com os mesmos dados obtivemos o valor de

7% enquanto que na de Metcalf&Eddy, 2007 achamos 16,5%. 9.11 Uso de água de reúso em irrigação de gramados Os esgotos sem tratamento e os esgotos tratados que podem ser usados em irrigação possuem os seguintes níveis conforme Tabela (9.8).

O lodo ativado convencional depois de tratado tem NT entre 10mg/L a 30mg/L e fósforo total entre 4mg/L a 10 mg/L. O melhor tratamento é o lodo ativado com membranas MBR (Membrane Bioreators).

Tabela 9.8- Níveis dos nutrientes de esgotos Esgoto sem

tratamento Lodo ativado convencional

Lodo ativado com remoção de nutriente

Lodo ativado com membranas MBR

Nitrogênio total NT (mg N/L)

20 a 70

15 a 35

2 a 12

<1

Nitrato (mg N/L)

0 traços 10 a 30 1 a 10 <1

Fósforo total (mgP/L)

4 a 12 4 a 10 1 a 2 <0,05

Fonte: Tchobanoglous et al, 2003 in Metcalf e Eddy, 2007



9-14

9.12 Adsorção de sódio (SAR-Sodium adsorption ratio)

A adsorção de sódio é um parâmetro importante. O índice SAR está relacionado com a condutividade elétrica CE.

SAR= Na+ / [(Ca2+ + Mg2+)/2]0,5 Geralmente as concentrações são expressas em meg/L. mmol/L= mg/L / peso molecular Molaridade= mol/L = mmol/L / 1000 Miliequivalente/litro (meq/L)= mmol/L= mg/L/peso equivalente (Hounslow, 1995) Peso equivalente= peso molecular / valência O sódio tem valência=1, o cálcio tem valência=2 e Mg tem valência=2, conforme Tabela (9.9). Tabela 9.9 - Peso molecular, valência e peso equivalente.

Espécie

Peso molecular

Valência

Peso equivalente Peso molecular /

valência Na+ 22,991 1 22,991

Ca 2+ 40,08 2 20,04 Mg 2+ 24,312 2 12,312

Fonte: adaptado de Hounslow, 1995 Exemplo 9.7 Calcular em meq/L de 6 mg/L de Mg.

meq/L= mg/L /peso equivalente = 6 mg/L / 12,312= 0,49 meq/L

Quando o índice SAR está entre 2 a 10 indica que não há perigo do sódio. O perigo começa quando SAR está entre 7 a 18 e fica grave quando SAR está entre 11 e 26, conforme Fetter, 1994.

Os índices maiores que 13 reduzem a permeabilidade e aeração dos solos causando problemas na irrigação.

Relembremos que a troca catiônica é muito importante, pois seguem esta ordem: Na+ > K+ > Mg2+ > Ca 2+ Isto significa que o sódio substitui o potássio, o magnésio e o cálcio ficando no lugar deles. É a troca

iônica que é muito importante em argilas que podem remover metais pesados.

Cálcio (Ca) Em quantidades apropriadas o cálcio é um micronutrientes para as plantas, mas em quantidade

excessivas entopem as pontas dos emissores no gotejamento na irrigação subsuperficial. Altos níveis de cálcio tendem a tornar o solo alcalino.

O solo é medido para estimarmos o valor do SAR. Magnésio (Mg)

Em quantidades apropriadas o magnésio é um micronutrientes para as plantas, mas em quantidade excessivas entopem as pontas dos emissores no gotejamento na irrigação subsuperficial. Altos níveis de magnésio tendem a tornar o solo alcalino.

O solo é medido para estimarmos o valor do SAR. Geralmente o nível de magnésio no solo não apresenta problema. Na Tabela (9.10) temos os graus de restrição para irrigação conforme o valor de SAR.

Tabela 9.10- Graus de restrição para irrigação SAR Nenhuma

restrição Restrição pouca

a moderada Restrição

severa 0 a 3 Ecw ≥0,7 0,7 a 0,2 <0,2 3 a 6 ≥ 1,2 1,2 a 0,3 <0,3 6 a 12 ≥ 1,9 1,9 a 0,5 <0,5

12 a 20 ≥ 2,9 2,9 a 1,3 <1,3 20 a 40 ≥ 5,0 5,0 a 2,9 <2,9

Fonte: Metcalf e Eddy, 2007



9-15


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requirements, 310 páginas •

Curso de esgotos Capitulo 10- Necessidade de irrigação


10-1

Capitulo 10 Necessidade de irrigação



10-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

10.1 Introdução 10.2 Necessidade de irrigação 10.3 Eficiência da Irrigação 10.4 Parâmetros da irrigação 10.5 Aspersores 10.6 Sistemas de Sprinklers 10.7 Raio de alcance do aspersor 10.8 Gotejamento 10.9 Microaspersão

10.10 Quantidade de água necessária para irrigação (IR) 10.11 Tempo de operação OT 10.12 Dias de irrigação ID 10.13 Dias de operação 10.14 Máxima irrigação por ciclo 10.15 Ciclos por dia 10.16 Intensidade media de precipitação de um aspersor AR 10.17 Calendário de irrigação 10.18 Estação climatológica 10.19 Exemplo de dados 10.20 Tensiômetro 10.21 Bibliografia e livros recomendados

22 páginas



10-3

Capítulo 10 – Necessidade de irrigação 10.1 Introdução

Quando não temos as precipitações naturais, deve ser feita a irrigação no paisagismo ou em qualquer outra cultura. Princípios de uma irrigação eficiente

Existe quatro princípios de uma irrigação eficiente: 1. Quantidade de água a ser aplicada na planta e no solo. 2. Tempo de aplicação correto. 3. Aplicar a água uniformemente. 4. Deverá ser evitado escoamento superficial (runoff) e drenagem profunda.

10.2 Necessidade de irrigação A necessidade de irrigação líquida mensal é a diferença entre a evapotranspiração da cultura ETc e a precipitação efetiva mensal. O intervalo de tempo pode ser além de mensal, semanal, diário ou anual. NL = ETc – Pe- G - W Sendo: NL= necessidade de irrigação líquida mensal (mm) ETc= evapotranspiração máxima da cultura mensal (mm) ETc= ETo x KL Pe= precipitação efetiva mensal (mm) G= dotação de água por capilaridade à zona radicular da cultura (mm) W= reserva de água no solo no principio do intervalo de tempo considerado. (mm)

Normalmente considera-se G=0 e W=0. NL = ETc – Pe

Considerando a eficiência da irrigação IE e lixiviação LR temos:

NL = (ETc – Pe)/ [IE (1-LR)]

Sendo a eficiência IE e lixiviação LR em fração 10.3 Eficiência da irrigação A eficiência da irrigação mínima a ser adotada em irrigação é IE=0,625 conforme Tabela (10.1). IE= volume total de água usada/ volume total da água aplicada Tabela 10.1- Eficiência da irrigação

Tipo de irrigação Eficiência da irrigação Sprinkler para irrigar árvores e arbusto 0,85 a 0,90 Gotejamento 0,85 a 0,90 Sprinkler usando rotor em plantas com filas maiores que 2,40 de largura

0,75

Sprinkler em spray(bocal) em plantas com filas maiores que 2,40 de largura

0,625

Sprinkler em plantas com filas menores que 2,40 de largura

0,40

Fonte: Water Efficient Landascape, 1993 AWWA



10-4

Tabela 10.2- Valores em porcentagem da eficiência de aplicação da irrigação por aspersão convencional.

Conforme Gomes, 1997 temos:

IE= Ea x Ed Ed=eficiêcia da distribuição=0,95 Ea= obtido da Tabela (10.2)

IE=Ea x 0,95 Exemplo 10.1 Sendo a velocidade do vento de 3m/s e usando aspersão para irrigação, calcular a eficiência IE.

Usando a Tabela (10.2) com a velocidade 3m/s=10,8 km/h. Supondo que a lâmina de água seja de 50mm obtemos: Ea=65%.

IE=Ea x 0,95= 65 x 0,95= 62% Portanto, a eficiência a ser adotada é 62%.

Exemplo 10.2 Calcular a necessidade de irrigação líquida NL anual para uma evapotranspiração da cultura ETc=460mm e Pe=395mm, considerando a eficiência da aspersão mínima de 0,625. NL = ETc – Pe = 460mm – 395mm= 65mm Para uma área de 200.000m2 o volume necessário será: Volume= Área x NL / 1000= 200.000m2 x (65 / 1000)= 13.000m3/ ano Volume = 13.000/ 0,625 = 20.800m3 Exemplo 10.3 Cálculo da necessidade líquida NL mensal para o município de Guarulhos. As precipitações foram fornecidas pela Universidade de Guarulhos e são a média de 11anos. O valor da evapotranspiraraçao de referência ETo foi obtido pelo Método de Penman-Monteith, FAO,1998.Trata-se de solo franco arenoso com gramado com profundidades de raízes de 150mm. Evopotranspiração da cultura Etc Etc= Kc x ETo Adotamos Kc= 0,50 e para janeiro ETo= 123mm/mês ETc= 0,5 x 123= 61mm/mês Para solo franco arenoso e raízes de 150mm usamos o método da USDA-SCS que nos fornece a porcentagem RF= 47%. Para o mês de janeiro temos: P= 254mm Pe = 254 mm x 47/100 = 119mm/mês

A necessidade liquida para irrigação será o valor maior ou igual de ETc – Pe Para o mês de maio:

ETc=38mm Pe= 33mm



10-5

NL = ETc – Pe= 38- 33= 5mm sem considerar o rendimento. Considerando o rendimento de 70% por aspersão teremos:

NL= (5 / 70)x 100 = 7mm/mês As Tabelas (10.3) e (10.4) são autoexplicativas.

Tabela 10.3- Cálculo da necessidade líquida NL usando a precipitação efetiva Meses= janeiro fevereiro março abril maio junho

Temperatura média mensal

24,7 24,0 24,0 22,5 19,3 18,2

ETo (mm/mês)= 123 113 115 95 76 61 Precipitação

média (mm/mês) 254 252 201 58 70 39

Dias do mês = 31 28 31 30 31 30

ETc= Kc x ETo 61 57 57 47 38 30

Kc= 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5

Pe (mm/mês)= P x RF/100 119 118 94 27 33 18

Pe 61 57 57 27 33 18

Porcentagem fixa para Pe solo franco arenoso

raízes=150mm RF

47

47

47

47

47

47

NL (mm/mês)=ETc- Pe 0 0 0 20 5 12

Eficiência da irrigação= 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 Necessidade de

irrigação mensal NL (mm/mês) =

0 0 0 29 7 17



10-6

Tabela 10.4- continuação- Cálculo da necessidade líquida NL usando a precipitação efetiva

Meses= julho agosto setembro outubro novembro dezembro

Temperatura média mensal

17,8 19,6 20,2 21,8 22,5 23,9

ETo (mm/mês)= 68 87 98 116 123 126

Precipitação média (mm/mês)

31 25 75 137 130 215

Dias do mês = 31 31 30 31 30 31

ETc= Kc x ETo 34 43 49 58 62 63

Kc= 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5 0,5

Pe (mm/mês)= P x RF/100 14 12 35 65 61 101

Pe 14 12 35 58 61 63

Porcentagem fixa para Pe solo franco arenoso

raízes=150mm RF

47 47 47 47 47 47

NL (mm/mês)=ETc- Pe 20 32 14 0 0 0

Eficiência da irrigação= 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 Necessidade de

irrigação mensal NL (mm/mês) =

28 45 19 0 0 0

Das Tabela (10.3) e (10.4) na última linha temos a necessidade de irrigação em mm/dia. Durante um ano será necessário a irrigação de 173mm nos meses de abril a setembro, isto é, em 6

meses. Nos outros 6 meses não haverá necessidade de irrigação. Caso se tenha que irrigar um hectare (10.000m2).

Volume= Área x NL / 1000= 10.000m2 x (173 / 1000)= 1730m3/ ano Portanto, o consumo anual de irrigação será de 1.730m3.

Azevedo Neto

Azevedo Neto adotava 2litros/ dia x m2 para irrigação de jardins, ou seja, 2mm por rega. Regando-se 12vezes por mês teremos, mensalmente 24mm/mês que é um numero coerente com o obtido.

Alemanha Na Alemanha se usa para prever irrigação em jardins dos seguintes dados:

Gasto de água em irrigação nas áreas verdes dos jardins 60 litros/ m2 x ano Gasto em irrigação em atividades esportivas 200 litros/m2 em seis meses Para solo pesado (solo argiloso) o gasto em 6 meses é de 80 litros/ m2 a 150 litros/m2 Para solos leves (solo arenoso) o gasto em 6 meses vai de 100 litros/ m2 a 200 litros/ m2

10.4 Parâmetros de Irrigação Vamos examinar os parâmetros de irrigação para Sprinkler e gotejamento sem considerar a precipitação

efetiva Pe, o que é muito comum nos Estados Unidos para efeito de taxação. Quanto aos equipamentos para o sistema de irrigação a ANP (Associação Nacional de Paisagismo)

sistematiza da seguinte maneira: Redes hidráulicas: secundária e principal Emissores de água (sprays, rotores, gotejadores, micro sprays, borbulhadores) Válvulas solenóides (registros) Controladores (“imers” eletrônicos).

10.5 Aspersores

Os emissores são os elementos responsáveis pela emissão da água. Cada modêlo possui características específicas.

Os aspersores podem ser sprays, de impacto, rotores entre outros. Os raios de alcance podem variar de 0,50m a 46m conforme Figuras (10.1) a (10.3).

Podem ser ainda do tipo escamoteáveis, que são instalados submersos no solo e emergem somente na hora de realizar a irrigação.

Os emissores escamoteáveis (podem subir e abaixar) possuem a vantagem de não ferir a estética do paisagismo, permitir trânsito livre sobre os gramados e poda manual ou mecanizada com absoluta segurança.



10-7

Sprays: são aspersores escamoteáveis ou aparentes. Possuem jato fixo e raio de alcance de 0,60m a 4,5m. Rotores: são giratórios, com raios de alcance de 6,5m a 24m. Irrigação automatizada: já pode ser feita no Brasil inclusive para paisagismo.

Figura 10.1- Aspersão Fonte: Naadan, 2004

Figura 10.2- Aspersão Fonte: Hunter, 2004

Figura 10.3- Aspersão

Fonte: Rotors, 2004

Controle eletrônico

O controlador eletrônico é o cérebro do sistema de irrigação automatizado. Com ele é possível programar o horário, ligando e desligando o sistema em tempos projetados para cada área a ser irrigada (setor) conforme Figura (10.4).

Hoje, no mercado, existem diversas opções de controladores para atender demandas específicas. O nível de automação está tão evoluído que hoje temos controles remotos para controladores e, para projetos de maior porte, temos o monitoramento de vários sistemas através de um computador central integrado a uma estação meteorológica.



10-8

Figura 10.4- Controlador eletrônico de irrigação http://www.anponline.org.br/reportagem_rain%20bird_irrigacao%20paisagismo.php

Os setores são comandados por válvulas solenóides, que são componentes que respondem a programação do quadro controlador. Dado o horário programado, elas se abrem e permitem que a água se direcione aos aspersores comandados por ela. Após decorrido o tempo programado ela se fecha. Existem em vários modelos e tamanhos que são dimensionadas de acordo com as características do projeto em questão conforme Figura (10.5).

Figura 10.5- Controlador http://www.anponline.org.br/reportagem_rain%20bird_irrigacao%20paisagismo.php 10.6 Sistema de Sprinklers

A equação fundamental do sistema de sprinklers é:

AR= (Q x 1000) / (S1 x S2 ) Sendo: AR= taxa de aplicação do Sprinkler (mm/h). 3mm/h≤AR≤ 51mm/h Q= vazão no aspersor do Sprinkler (m3/h). Varia de 0,50m3/h a 100m3/h S1= espaçamento ao longo da lateral (m) S2= espaçamento lateral (m)

As pressões num aspersor variam de 10mca a 80mca e os alcances vão de 6m a 60m. A taxa de aplicação do Sprinkler não deve ser menor que 3mm/h a um máximo de 51mm/h, e o seu valor

dependerá da textura do solo e da declividade do mesmo. De modo geral a taxa de aplicação do Sprinkler, deve ser menor que a taxa de infiltração da água no solo para evitar o runoff.

Deverá ser consultado livros especializados no assunto como Engenharia de Irrigação de Heber Pimentel Gomes, onde é explicado a hidráulica dos sistemas pressurizados de aspersão e gotejamento.

Quando a declividade do solo for maior que 15%, a taxa de aplicação deve ser menor que 22mm/h. Os aspersores dos Sprinkler estão a 25º a 45º e podem ser:

1. Baixa pressão: até 20mca e bocal de 4mm com alcance até 15m e vazão menor que 1m3/h 2. Média pressão: varia de 20mca a 40mca, com alcance de 12m a 36m e vazão de 1m3/h a 6m3/h 3. Alta pressão: com pressão de 40mca e vazão de 20m3/h a 120m3/h com alcance até 100m.



10-9

10.7 Raio de alcance do aspersor O raio de alcance de um aspersor é fornecido pela equação de Cavazza, 1965 conforme Gomes, 1997:

R= 1,35 x (d x h) 0,5 Sendo: R= alcance do aspersor (m) d= diâmetro do bocal do aspersor (mm) h= pressão em metros de coluna de água (m) As Tabelas (10.5) e Figura (10.6) mostram a distância entre os aspersores e a distancia entre as linhas,

escolhida a disposição que queremos: quadrada, triangular e retangular.

Exemplo 10.4 Calcular o raio de alcance de um aspersor com d= 7,14mm e pressão h= 42mca.

R= 1,35 x (d x h) 0,5 R= 1,35 x (7,14 x 42) 0,5= 23,4m

10.8 Distâncias entre os aspersores

Tabela 10.5- Distâncias máximas recomendadas entre aspersores segundo a disposição dos mesmos. Disposição Distância entre os aspersores Distância entre linhas Quadrada 1,4 x R 1,4 x R Triangular 1,73 x R 1,5 x R Retangular R 1,3 x R

Fonte: Gomes, 1997

Figura 10.6- Espaçamento máximo segundo a disposição dos aspersores

Fonte: Gomes, 1997



10-10

10.9 Gotejamento

Conforme Gomes, 1997 gotejamento é o método de irrigação no qual a água é aplicada em gotas, diretamente sobre a zona radicular das plantas. Os dispositivos usados são os gotejadores ou emissores localizados juntos aos pés das plantas conforme Figuras (10.7) a (10.9)

De modo geral os gotejadores tem diâmetro entre 0,5mm a 1,5mm e as vazões varia de 2 a 12 litros/hora. A pressão de entrada varia de 5 a 15mca, saída para zero na gota.

O gotejamento economiza cerca de 30% de água em relação a aspersão, mas tem alto custo e é usado para irrigar culturas nobres ou economicamente rentáveis como fruteiras, hortaliças e flores.

O sistema de gotejamento é adequado a condições de solo, clima e água menos favoráveis, devido a isto é muito usado em Israel desde a década de setenta conforme Gomes, 1997, onde existe um predomínio de solos arenosos, clima árido e quantidade limitada de água com considerável teor de sais. O gotejamento é usado em declividades do solo maior que 25% e neste caso a precipitação máxima do emissor deve ser de 12mm/h.

O gotejamento é usado principalmente na zona de raízes de arbustos e árvores. Os gotejadores que atendem as árvores não devem exceder de 5,7 litros /min.

Figura 10.7 Gotejador

Figura 10.8- Irrigação por gotejamento (Drip Emitters)



10-11

Figura 10.9- Gotejamento Fonte: Naadan, 2004

10.10 Microaspersão

O sistema de irrigação por microaspersão conforme Gomes, 1997, é um sistema intermediário entre a irrigação por aspersão e a irrigação por gotejamento. É utilizado um aspersor (microaspersor) em cada planta conforme Figura (10.10) e (10.11).

A pressão de serviço está situada entre 10 a 20mca e as vazões entre 20 a 140 litros/hora com alcance que varia entre 1m a 3m.

O sistema de microaspersão se adequa mais a irrigação de culturas arbóreas.

Figura 10.10- Microaspersor

Fonte: Gomes, 1997



10-12

Figura 10.11- Microsaspersor

Fonte: Waterwise Florida landscape, 2006

10.11 Quantidade de água necessária para irrigação (IR)

É usada dividindo-se a água necessária pela eficiência IE sem considerar a precipitação efetiva Pe. NL= ETc / IE

Sendo: NL = quantidade de água necessária para irrigação (mm) ETc= evapotranspiração do paisagismo (mm) ETc= PWR IE= eficiência. Ver Tabela (10.1). Exemplo 10.5 Calcular a quantidade de água necessária em mm, sendo a evapotranspiração do paisagismo de 14,5mm/semana e a eficiência IE= 0,70.

NL = ETc / IE NL = 14,5/ 0,70 =20,7 mm/semana

10.12 Tempo de operação (OT)

O máximo tempo em min de um sistema de irrigação é determinado por: OT= NL x 60 / AR

Sendo: OT= tempo de operação (min) NL = quantidade de água necessária para irrigação (mm) AR= taxa de aplicação (mm/h) Nota: o valor de AR tem que ser menor ou igual a taxa de infiltração no solo.



10-13

Exemplo 10.6 Calcular o tempo de operação (OT) para NL =20,7mm/semana e AR=16mm/h

OT= NL x 60 / AR OT= 20,7 x 60 / 16 =78 min/semana

10.13 Dias de irrigação (ID)

O número de dias de irrigação é importante. Considera-se o mês de 31 dias e a irrigação será em 8dias, isto é, todo 4º dia haverá irrigação. ID= ETc / AD Sendo: ID= dias de irrigação (dias) ETc= evapotranspiração do paisagismo (mm). ETc= PWR AD= quantidade máxima de água a ser extraída da planta (mm) Exemplo 10.7 Calcular os dias de irrigação, sendo ETc= 14,5mm/semana e a quantidade máxima de água que pode ser extraída AD= 10mm.

ID= ETc / AD ID= 14,5 / 10 =1,45 = 2 dias /semana (arredondamento)

10.14 Dias de operação

Td= OT / ID Sendo: Td= total por dia de irrigação (min/dia) OT= tempo de operação (min) ID= dias de irrigação (dias) Exemplo 10.8 Calcular os dias de operação Td, sendo o tempo de operação OD= 78minutos/semana e os dias de irrigação ID= 2 dias/semana.

Td= OT / ID = 78min/ 2= 39min/dia

10.15 Máxima irrigação por ciclo RC= taxa de infiltração x 60 / AR

Sendo: RC= máxima irrigação por ciclo (min) AR= taxa de aplicação (mm/hora) Taxa de infiltração no solo em (mm/h)



10-14

Exemplo 10.9 Calcular a máxima irrigação por ciclo, sendo a taxa de infiltração do solo de 16,5mm/h e a taxa de aplicação do Sprinkler de 16mm/h

RC= taxa de infiltração x 60 / AR RC= 16,5 x 60 / 16 =60 min

10.16 Ciclos por dia

C= Td / RC Sendo: C= ciclo por dia Td= total por dia de irrigação (min/dia) RC= máxima irrigação por ciclo (min) Exemplo 10.10 Calcular o número de ciclos por dia C para o total de irrigação de 39min/dia e com a máxima irrigação por ciclo de 60min.

C= Td / RC C= 39 / 60 = 0,65 = 1 (arredonda-se)

10.17 Intensidade média de precipitação de um aspersor AR

A intensidade média de precipitação de um aspersor, ou simplesmente precipitação, é um dado de suma importância na elaboração de um projeto de irrigação por aspersão conforme Gomes, 1997.

O aspersor deve ser selecionado de modo que sua intensidade média de precipitação não supere a capacidade de infiltração do solo, nas condições da cobertura vegetal existente.

A intensidade está na Tabela (10.20) do SCS (Soil Conservation Service) que estabelece um conjunto de valores máximos das intensidades de precipitação admitidas pelos terrenos, em função da textura média do solo, da declividade média do terreno e da existência ou não da cobertura vegetal, conforme Gomes, 1997.



10-15

Tabela 10.6- Intensidade máxima de precipitação (AR) para condições médias de solo, declividade e vegetação (SCS/USA 1960)

Fonte: Gomes 1997

Na Tabela (10.6) dada a precipitação podemos escolher a vazão, diâmetro do bocal, pressão e espaçamentos.



10-16

Tabela 10.7- Espaçamento em função da precipitação em mm/h

Fonte: Azevedo Neto, 1998 Exemplo 10.11 Escolher a intensidade de precipitação média de um aspersor para terreno franco siltoso com declividade de 5% a 8%.

Consultando a Tabela (10.6) achamos AR=16mm/h como taxa de irrigação AR. Exemplo 10.12 Calcular a precipitação do Sprinkler considerando vazão do aspersor de 2,31m3/h e pressão de 52,7mca e 5,15mm diâmetro do bocal. O raio de alcance do aspersor R será:

R= 1,35 x (d x h ) 0,5 = 1,35 x (2,31 x 52,7) 0,5 = 22,24m Considerando disposição quadrada a distância S1=1,4 xR e S2= 1,4 x R S1= 1,4 x 22,24= 31,14m S2= 31,14m

AR= (Q x 1000) / (S1 x S2 ) AR= (2,31 /1000)7 (31,14 x 31,14 )= 24mm/h.



10-17

10.18 Calendário de irrigação Calcular o calendário de irrigação para o mês de julho de um gramado com raízes de 20cm e não considerar a

precipitação excedente Pe. A evapotranspiração da cultura mensal é de 102mm. O terreno tem declividade entre 0% a 5% e o solo é franco arenoso. Na Tabela (10.8) estão os cálculos resumidos.

Tabela 10.8- Cálculo teórico para gramado com raízes de 20cm. A irrigação será feita por sprinkler a taxa de 16mm/h. O calendário de irrigação é para o mês de julho. Não foi usada a precipitação excedente Pe.

Nº item Cálculos Valor Unidades 1 Água necessária

3.1 Plantação Gramado para paisagismo 3.2 Mês de referência Escolhido Julho 3.3 Período relevante Irrigação semanal 7 Dias 3.4 ETo-evapotranspiração referência (102 mm/ 31dias) x 7 23 mm/semana 3.5 Coeficiente de paisagismo KL Ks x Kd x Kmc= 0,63 x 1,0x 1,0 0,63 3.6 Água necessária para o gramado PWR=ETc PWR=ETc=ETo x KL = 23 x 0,63 14,5 mm/semana

2 Propriedades do Solo

2.1 Tipo de solo na zona das raízes Inspeção in loco Solo franco arenoso 2.2 Taxa de infiltração no solo Consultar Tabela (1.2) 16,5 mm/h 2.3 Capacidade de armazenamento no solo AWHC Consultar Tabela (1.7) 0,1 mm/mm 2.4 Profundidade das raízes RZ Inspeção local 200 mm 2.5 Água disponível para as plantas PAW PAW=AWHC X RZ=200x 0,1 20 mm 2.6 Fator da quantidade que pode ser extraída MAD Tabela (1.8) MAD= 50% 50% 2.7 Quantidade máxima de água que pode ser extraída AD AD= PAW x (MAD/100)= 20 x 50/100 10 mm 3 Sistema de irrigação 3.1 Taxa de irrigação admitida AR Cálculo. Ver Tabela (3.20) 16 mm/h 3.2 Eficiência IE Tabela (3.1) 0,7 3.3 Água necessária para irrigação NL NL = ETc/ IE=14,5/0,7 21 mm/semana 3.4 Tempo de operação (OT) OT= NL x 60 / AR= 21 x 60 /16 78 min/semana 4 Calendário de irrigação 4.1 Dias de irrigação (ID) ID= PWR / AD= 14,5/10=1,45 2 dia/semana 4.2 Restrição 3ª e 6ª feiras 4.3 Total por dia de irrigação Td Td= OT / ID= 78/2 39 min/dia 4.4 Máxima irrigação por ciclo (RC) RC =(taxa infiltração / AR) x 60=

(16,5mm/h / 16mm)x 60= 60 60 min

4.5 Ciclo por dia (C) C= Td / RC= 39/ 60 1 Ciclo/dia Poderemos escolher conforme Tabela (3.6) bocal do aspersor com diâmetro de 20 x 4mm, pressão de

35mca, precipitação de 15,6 mm/h que é aproximadamente ao adotado de 16mm/h, mas que é menor que 16,5mm/h que é a taxa de infiltração da água no solo.

Os aspersores estarão separados um do outro de 42m e as linhas também serão separadas por 42m, cobrindo uma área de 42m x 42m= 1764m2 para cada aspersor.

Maiores detalhes sobre a irrigação: princípios, métodos e dimensionamento, poderá ser vista no “Manual de Hidráulica do Azevedo Neto”, 8ª edição revisto pelos professores da FATEC de São Paulo em 1998. 10.19 Estação Climatológica

Existem estações climatológicas compactas conforme se vê nas Figuras (10.12) e (10.13)

Figura 10.12- Sensor de chuva e sensor de vento

Fonte: Hunter, 2004



10-18

Figura 10.13- Estação climatológica compacta Fonte: Hunter, 2004

10.20 Exemplos de dados

A Tabela (10.9) mostra a umidade relativa máxima e mínima do ar, temperatura, velocidade do vento e horas de insolação de acordo com latitude. Tabela 10.9-Exemplo de dados climatológicos de quatro locais em território nacional do mês de março para aplicação do Método de Penman-Monteith para evapotranspiração ETo.

Local

Latitude

Umidade relativa do ar

URmax (%)


URmin (%)

Temp.

(C)

Velocidade do ar V

(m/s)

N= número de horas de insolação

(horas)

A 10º S 90 70 30 1,7 7 B 10º S 50 40 30 0,6 12 C 20º S 75 50 20 1,7 10 D 20º S 75 50 20 0,6 10

Fonte: Righeto, 1998

A Tabela (10.10) mostra a insolação máxima diária de cada mês do ano conforme a latitude. Tabela 10.10- Insolação máxima diária N em horas

Fonte: Righeto, 1998, página 117 10.21 Tensiômetro

Tensiômetros (Figura (10.14) a (10.16) são equipamentos que medem a tensão ("força") com que a água é retida pelo solo, a qual afeta diretamente a absorção de água pelas plantas. São disponíveis com manômetro metálico ou de mercúrio. Os metálicos são de mais fácil instalação e manutenção e mais seguros do ponto de vista ambiental. As unidades de medida podem ser em kPa, cbar, mmHg e cmH2O.



10-19

Figura 10.14- TENSIÔMETRO em que a água da coluna é medida pelo mercúrio que tem densidade 13,6 maior que a água. Fonte: Soares, 2004

Tensiômetros têm capacidade para leitura de tensão entre 0-75 kPa, sendo recomendados para o manejo da irrigação na maioria das hortaliças cultivadas em campo ou sob cultivo protegido. Para que apresentem desempenho satisfatório é indispensável observar uma série de cuidados e procedimentos simples no preparo, instalação, operação, manutenção e armazenamento.

http://www.cnph.embrapa.br/public/folders/tensiometro.html#Introducao

Figura 10.15- Tensiômetro http://www.infojardin.com/articulos/fotos-tensiometro/tensiometro-dibjo-raiz.gif

Acessado em 22/09/2006 Tensiômetro de faixas (semáforo): indica a hora de irrigar Tensiômetro de faixas: um semáforo que indica a hora de irrigar conforme Figura (10.16). Um equipamento simples e de fácil manuseio, que indica para o produtor o momento certo de irrigar como se fosse um semáforo. Assim é o tensiômetro de faixas, que utiliza as cores vermelha, amarela e verde para orientar a utilização da água na propriedade.

O vermelho indica que está na hora de irrigar; o amarelo significa que o produtor deve ficar atento; e o verde quer dizer que por enquanto ele não precisa se preocupar com a irrigação.



10-20

Figura 10.16- Tensiômetro de faixas que indica a hora de irrigar. É como um semáforo. Fonte: http://www.cnph.embrapa.br/public/folders/tensiometro.html#Introducao



10-21

3.21 Fertilizantes Vamos expor os conceitos do trabalho de Francisco Eduardo Lapido Loureiro e Marisa Nascimento

exposto em 2003 sob o titulo: Importância e função dos fertilizantes numa agricultura sustentável. Fertilizantes são produtos ou substâncias que, aplicados aos solos, fornecem às plantas os nutrientes

necessários ao bom desenvolvimento e produção (Albuquerque, 2000). Fertilizante é uma substância mineral ou orgânica ou sintética, fornecedora de um ou mais nutrientes das

plantas (Decreto Federal 86.955 de 18/02/82). Os fertilizantes do ponto de vista físico podem ser:

Sólidos que são os mais comuns (pó ou grânulos) Fluidos (líquidos) que são soluções/ suspensões e gasosos como a amônia anidra aplicada de

forma liquefeita. Químico: podem ser minerais, orgânico-minerais e orgânicos de origem animal ou vegetal.

Os elementos essenciais são: C, H e O e N, P, K, S, Ca, Mg, B, Cu, Zn, Mn, Mo, Cl e Ni.

Os elementos benéficos são Na, Si, Co e Se que são exigidos por determinados grupos de plantas. Os elementos móveis, isto é, aqueles que possuem mobilidade são: N. P, K. Mg, Cl e Mo. Os elementos pouco móveis são: S, Cu, Fé, Mn, Ni e Zn. Os elementos muito pouco móveis são: Ca e B.

Nitrogênio, fósforo e potássio são os três mais importantes macronutrientes necessários ao bom

desenvolvimento das plantas, mas vários pesquisadores consideram o enxofre como nutriente pela sua função benéfica na saúde e crescimento das plantas.

A composição dos fertilizantes fosfáticos e potássios podem exprimir-se, tanto sob a forma elementar P e K como na dos respectivos óxidos: Pe O5 ou K20. O nitrogênio é sempre apresentado como elemento.

As substâncias nutrientes podem ainda ser divididas em: Nutrientes naturais: C. H e O Nutrientes primários: P, K e N Nutrientes secundários: Ca, Mg e S O principal fator que influência a comercialização dos fertilizantes é o seu teor em nutrientes, quanto mais

elevado ele for, menor serão os custos de transportes, distribuição, armazenagem e manuseamento. Não é mera coincidência que os produtos mais consumidos sejam, para o N, a uréia, para o P, o fosfato de amônio e outros compôs NP, e para o K, o cloreto de potássio.

Figura 10.1- Saco de fertilizante usado em gramados Fonte: University of Califórnia.

http://anrcatalog.ucdavis.edu/InOrder/Shop/ItemDetails.asp?ItemNo=8065

No Brasil os fertilizantes comerciais tem a sua destinação específica:

Manutenção de gramados Forth Jardim 19-10-19 Implantação de gramados antes do plantio: Forth plantio 02-07-02 Para campo de golfe: Forth golf 24-00-15 para manutenção dos gramados de campo de golfe. Para recuperação de gramados de campo de golfe: Forth golf 30-00-05 Para adubação em manutenção de gramados com baixo teor de matéria orgânica. Forth organo Mix



10-22


• ANP- ASSOCIAÇAO NACIONAL DE PAISAGISMO. http://www.anponline.org.br/ • AYOADE, J. O. Introdução à Climatologia para os trópicos. 4ª edição, 332páginas, 1996, Coordenador



ASSOCIATION. Water-Efficient Landscape – guidelines, 1993, ISBN 0-89867-679-7, 176 páginas. • EMBRAPA. Requerimento de água das culturas. Circular técnico 2 de dezembro de 2002, Sete Lagoas,

Minas Gerais. • GALVANI, E., et al. Modelo de estimativa de evapotranspiração de referência (ETo) a partir da lÊmina de

água evaporada em Tanque Classe “A”. ESALQ, USP, Piracicaba, outubro de 1999. • GOMES, HEBER PIMENTEL. Engenharia de irrigação. Universidade Federal da Paraíba, 2ª edição, 390

páginas, 1997, Campina Grande. • HARIVANDI, M. ALI. Interpreting turfgrass irrigation water test results. • IRRIGATION ASSOCIATION. Landscape irrigation scheduling and water management, março de 2005. • IRRIGATION ASSOCIATION. Turf and landscape irrigation- Best Management Practices, abril de 2005. • ITO, ACACIO EIJI et al. Manual de Hidráulica. Azevedo Netto. 8ª ed. Atualizada Blucher, 669p. • LEA, ROSANGELA E SANTO, SANDRA MEDEIROS. Roteiro para calcular o balanço hídrico pelo


hídricas na bacia do Rio São Francisco usando modelo de rede de fluxo. Universidade de Fortaleza (UNIFOR).

• LOPES, ALFREDO SCHEID e GUILHERME, LUIZ ROBERTO GUIMARAES. Interpretação de análise do solo- conceitos e aplicações. Julho de 1992, Associação Nacional para difusão de adubos. ANDA, São Paulo.

• LOUREIRO, FRANCISCO EDUARDO LAPIDO e NASCIMENTO, MARISA. Importância e função dos fertilizantes numa agricultura sustentável. CETEM/MCT 2003. ISBN 85-7227-177-4, 75páginas

• OLIVEIRA, RODRIGO. Modelo Hidrológico de precipitação-escoamento. Monte de Caparica, 1998. • REICHARDT, KLAUS e TIMM, LUIS CARLOS. Solo, planta e atmosfera- conceitos, processos e


1998, 819 páginas. • SOARES, JOSE VIANES. Hidrologia das florestas. Setembro 2004. • TUCCI, CARLOS E., Hidrologia, ABRH, 1993, 943páginas, ISBN 85-7025-298-6.

University of California, publication 8009. • VIANELLO, RUBENS LEITE E ALVES, ADIL RAINIER. Metereologia Básica e aplicações. Universidade


446 páginas.

Curso de rede de esgotos Capitulo 11- Método de Thornthwaite, 1948


11-1

Capitulo 11 Método de Thornthwaite, 1948

Tanque para evaporaçao Classe A Varejao-Silva, 2005



11-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

11.1 Introdução 11.2 Método de Thornthwaite, 1945 11.3 Conclusão 11.4 Bibliografia e livros recomendados



11-3

Capitulo 11- Estimativa da evapotranspiração de referência ETo pelo método de Thornthwaite,1948 11.1 Introdução.

O método de Thornthwaite é muito criticado, pois segundo Lencastre, 1992 in Oliveira, 1998 chega a subestimar a evapotranspiração de referência em porcentagem que podem atingir os 40%.

Vários outros autores como Singh e Shuttleworth desaconselham o uso do método de Thornthwaite, pois o mesmo considera inexistente os dados da radiação solar, que são muito importantes.

O balanço hídrico proposto por Thornthwaite e Mather em 1957 somente devem ser considerados como uma estimativa, por vezes grosseira, da realidade física, conforme Varejão-Silva, 2005.

Para sua aplicação são necessários dados de no mínimo 30anos.

11.2 Método de Thornthwaite, 1948 Thornthwaite em 1948 baseado em observações lisimétricas e perdas de água na região central dos

Estados Unidos apresentou a Equação (11.1) para calcular o valor da ETo, isto é, a evapotranspiração de referência.

O valor de ET´depende da temperatura média do ar conforme Medeiros, 2002. Quando 0 <Ta < 26,5ºC

ET´ = 16 (10 x Ta/ I) a (Equação 11.1) Sendo: Ta= temperatura média do ar mês “n” (º C) I= índice térmico anual ou índice de calor anual in= índice térmico do mês “n” a= constante que varia de local para local ETo= evapotranspiração de referência (mm/dia) para um mês de 30 dias Quando Ta ≥ 26,5ºC

ET´= -415,85 + 32,24 x Ta -0,43 x Ta 2 (Equação 11.2) A somatória I= Σin O valor de i= (Ta / 5)1,514 O valor de a= constante, calculada da seguinte forma: a= 6,75 x 10 –7 x I 3 - 7,71 x 10 –5 x I 2 + 1,79 x 10-2 x I + 0,49239 (Equação 11.3) Correção:

ETo = (ET´ x N )/ ( 30 x 12) Sendo: ETo= evapotranspiração de referência (mm/mês) ET´= valor calculado pela Equação (11.1) ou (11.2) N= fotoperíodo (horas) fornecido pela Tabela (11.1) de acordo com a latitude local.

Verificaram-se bons resultados do Método de Thornthwaite nos Estados, Canadá, Nova Zelândia, contudo em outras regiões os resultados não foram bons.

Na Tabela (11.1) encontram-se os valores do fotoperíodo fornecido em horas e de acordo com a latitude. Para latitude norte o valor será positivo e para latitude sul será negativo. Assim para Guarulhos que está

na latitude sul a 23º o valor do fotoperíodo para o mês de janeiro será 13,4h. A Figura (11.1) mostra a variação anual do fotoperíodo com a latitude.



11-4

Tabela 11.1- Valores do fotoperíodo de acordo com al latitude. Para latitude norte o sinal é

positivo e para o sul negativo.

Fonte: Varejão-Silva, 2005

Figura 11.1- Relação anual do fotoperíodo com a latitude

Fonte: Varejão-Silva, 2005



11-5

Exemplo 11.1

Temos as temperaturas médias mensais de Guarulhos (1995 a 2005). A latitude é 23º Sul. Queremos estimar a evapotranspiração de referência ETo mensal usando o método de Thornthwaite,

1948. Tabela 11.2 - Evaporação de referência ETo corrigida de Thornthwaite, 1948

Mês

Dias do mês

Temperatura Média do ar

º C

Precip. Media

mensal (mm)

Índice Térmico

I= (T/5) 1,514

ET´

Fotoperíodo Para a

Latitude Escolhida

ETo

diário

ETo

mensal

(dado) (dado) mm (h) mm/dia mm/mês

Jan 31 23,7 254,1 10,59 105,4 13,4 3,9 122

Fev 28 22,8 251,7 9,96 96,2 12,9 3,4 97

Mar 31 23,2 200,9 10,21 99,8 12,3 3,4 106

Abr 30 21,3 58,3 9,01 82,9 11,6 2,7 80

Mai 31 18,6 70,3 7,32 60,8 11,0 1,9 58

Jun 30 17,5 39,0 6,69 53,1 10,8 1,6 48

Jul 31 16,7 30,8 6,24 48,0 10,9 1,5 45

Ago 31 18,8 24,9 7,41 62,0 11,3 1,9 60

Set 30 19,0 75,1 7,59 64,2 12,0 2,1 64

Out 31 20,8 137,4 8,68 78,4 12,6 2,7 85

Nov 30 21,5 130,5 9,09 83,9 12,6 2,9 88

Dez 31 22,9 214,7 10,05 97,4 13,5 3,7 113

Σ=365dias Média=20,6 Σ=1487,8 Σ=102,85 Σ=965

Valor I a=2,254292

A evapotranspiração de referência ETo média anual é de 965mm, sendo que a precipitação média anual

é de 1487,8mm

11.4 Conclusão: O método de Thornthwaite, 1948 (analítico) para evapotranspiração de referência ETo apresentou

anualmente 965mm/ano, que é 20% abaixo do método padrão de Penman-Monteith FAO, 1998 1201mm/ano. Não podemos considerar o método de Thornthwaite, 1948 um bom método. 11.5 Bibliografia e livros consultados -MEDEIROS, ALMIRO TAVARES. Estimativa da evopotranspiração de referencia a partir da equação de Penman-Monteih de medidas lisimétricas e de equações empíricas em Paraipaba, CE. Tese de doutoramento apresentada em fevereiro de 2002 na Escola Superior de Agricultura Luiz de Queiroz. -OLIVEIRA, RODRIGO PROENÇA. Portugal, 1998. Cálculo da evapotranspiração de referência. -VAREJAO-SILVA, MARIO ADELMO. Metereologia e Climatologia. Recife, 2005 -VIANELLO, RUBENS LEITE E ALVES, ADIL RAINIER. Metereologia Básica e aplicações. Universidade Federal de Viçosa, Minas Gerais, 1991. -XU, CHONG-YU. Hydrologic Models. Uppsala University Department of Earth Sciences Hydrology, ano de 2002, com 165páginas. http://folk.uio.no/chongyux/papers/fulltext.pdf

Curso de esgotos Capitulo 12-Método de Thornthwaite-Mather, 1955


12-1

Capítulo 12

Balanço Hídrico pelo método de Thornthwaite-Mather, 1955



12-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

12.1 Introdução 12.2 Balanço hídrico pelo método de Thornthwaite-Mather, 1955 12.3 Conclusão 12.4 Bibliografia e livros consultados

7 páginas



12-3

Capitulo 12 –Balanço Hídrico pelo método de Thornthwaite-Mather, 1955 12.1 Introdução

Vamos explicar o método de Thornthwaite-Mather, 1955 conforme apresentação de Varejão-Silva, 2005 e Antonio Roberto Pereira, 2005 que usam a abordagem de Mendonça. A grande vantagem do método é que não são necessárias tabelas e o cálculo pode ser feito usando uma planilha eletrônica do tipo Excel. 12.2 Teoria

Para uma seqüência de n meses com estiagem após a estação chuvosa, o armazenamento (ARMn) ao longo desses meses será dado pela equação de Mendonça, 1958 na forma condensada, ou seja: ARMn= CAD x exp (Neg acum/ CAD)= CAD x exp (Σ (P – ETP) n / CAD) Sendo: ARMn= armazenamento no mês n. CAD= armazenamento máximo no solo. CAD varia de 25mm a 400mm. Thornthwaite e Mather, 1955 supuseram CAD=100mm. A vantagem do método de Mendonça é que pode ser usado sem tabela com qualquer valor de CAD. P= precipitação média mensal no mês n (mm) ETP= evopotranspiração de referência no mês n calculado por Thornthwaite, 1945 (mm) Neg acum= somatório anual dos negativos acumulados até o mês n.

Para uma seqüência de dois meses (n=2) de P- ETP <0 para facilitar a demonstração e expandido a equação acima tem-se: ARM2= CAD x exp (P-ETP)1 + (P-ETp)3)/ CAD)= CAD x exp ((P – ETP)1 / CAD) x exp ((P – ETP)2/CAD) Por definição:

CAD x exp ((P-ETP)1/CAD)= ARM1 Resultando:

ARM2=ARM1 x exp ((P-ETP)2/CAD) Que para uma seqüência de n meses reduz-se à equação geral:

ARMn=ARMn-1 x exp ((P-ETP)n/CAD) (Equação 12.1)

Havendo um ou mais meses com P- ETP>0, mas com valores insuficientes para levar o ARM até o valor de CAD, segue-se a rotina normal com:

ARMn= ARM n-1 + (P – ETO)n (Equação 12.2) As Equações básicas são: (12.1) e (12.2). Mendonça, 1958 e Pereira et al, 1997 fizeram algumas modificações e sugeriram que o valor de ARM no

fim do período chuvoso seja dado por: ARM= M/ (1- exp(N/CAD)) (Equação 12.3)

Sendo: ARM= armazenamento no mês M= somatório de (P - ETP)+ em mm N= somatório de (P - ETP) – em mm Inicio Escolhe-se um mês no fim das secas e antes do inicio do período chuvoso No nosso caso é o mês de maio (mês 5)

ARM5= M/ ( 1- exp( N/CAD)). Sendo: ARM5= armazenamento para o mês de maio M= somatório dos (P- ETP) +. N= somatório dos (P- ETP) -

Na prática calcular-se primeira o ARM conforme Equação (12.4) e depois usa-se a Equação (12.1) quanto P-ETP<0 e usa-se a Equação (12.2) quando P- ETp>0.



12-4

Exemplo 12.1 Fazer o balanço hídrico na cidade de Guarulhos usando CAD (capacidade de armazenamento do solo)=130mm. O cálculo de ETP pelo Método de Thornthwaite 1948 foi feito no Capítulo 11 deste livro

Tabela 12.1- Balanço Hídrico pelo método de Thornthwaite-Mather, 1955 com alterações de Mendonça, 1958 para a cidade de Guarulhos.

Mes P Etp P-Etp Pos. acum

Neg ac.

Arm alt ETR DEF EXC

Col 1 Col 2 Col 3 Col 4 Col 5 Col 6 Col 7 Col 8 Co 9 Col 10 Col 11

130 130

Jan 254 122 133 133 130 0 122 0 133 Fev 252 97 155 155 130 0 97 0 155 Mar 201 106 95 95 130 0 106 0 95 Abr 58 80 -22 -22 108 -22 80 0 0 Mai 70 58 13 13 130 22 58 0 0 Jun 39 48 -9 -9 121 -9 48 0 0 Jul 31 45 -14 -14 109 -13 43 2 0 Ago 25 60 -35 -35 83 -26 51 9 0 Set 75 64 11 11 94 11 64 0 0 Out 137 85 52 52 130 36 85 0 16 Nov 130 88 42 42 130 0 88 0 42 Dez 215 113 102 102 130 0 113 0 102

Σ=1488 Σ=965 Σ=522 Σ=603 Σ=-80 Σ=1426 Σ=954 Σ=11 Σ=543 Vamos explicar coluna por coluna. Coluna 1 Na coluna 1 estão os meses de janeiro a dezembro. Coluna 2 Na coluna 2 estão as precipitações médias mensais obtidas na estação climatológica local (mm) Coluna 3 Na coluna 3 estão as evopotranspiração de referência obtidas usando o método de Thornthwaite, 1948. Coluna 4

Na coluna 4 estão as diferenças entre a precipitação P do coluna 2 e a evopotranspiração de referência ETP da coluna 3. As diferenças podem ser positivas ou negativas. Coluna 5

Na coluna 5 estão todas as diferenças positivas da coluna 4. A somatória das diferenças positivas é M=+603mm Coluna 6

Na coluna 6 estão todas as diferenças negativas da coluna 4. A somatória das diferenças negativas é N= -80mm

Coluna 7

A coluna 7 relativa ao armazenamento ARM é a mais difícil de ser feita. Primeiramente se procura na coluna 4 quando começam a aparecer P-ETP < 0 e escolhe-se um mês

posterior ao mês de abril que é -22 que será o mês de maio. Aplicamos a equação (12.3).

ARM5= M/ ( 1- exp( N/CAD)). Sendo: ARM5= armazenamento para o mês de maio M= somatório dos (P- ETP) >0. que é igual +603mm N= somatório dos (P- ETP) <0 que é igual a -80mm CAD=130mm



12-5

ARM5= M/ ( 1- exp( N/CAD)). ARM5= 603/ ( 1- exp( -80/130))= 1312m

Como o resultado é maior que 130mm adotamos: ARM5=130mm

Na mesma coluna 7 referente ao armazenamento ARM calculamos a linha subseqüente usando a

Equação (12.1): ARM6=130 x exp ((-9/130) ARM6= 121mm Para ARM7 fazemos a mesma coisa: ARM7=121 x exp ((-14/130) =109mm Para ARM8 fazemos a mesma coisa. ARM8=109 x exp ((-35/130) =83mm Agora como as diferenças são positivas, isto é, P-ETP>o usamos a Equação (12.2).

ARMn= ARM n-1 + (P – ETO)n (Equação 12.2) ARM9= 83 + 11=94mm ARM10= 94+ 52 = 146mm > 130mm então ARM10=130mm.

Para o mês 11 temos: ARM11= 130+42= 172mm usa-se então 130mm ARM12= 130+ 102= 232mm então usa-se 130mm

E assim vamos até o mês onde P-ETP são positivos, isto é, o mês de março;

Para o mês de abril usamos a Equação (12.1): ARMn=ARMn-1 x exp ((P-ETP)n/CAD) ARMn=130 x exp (-22/130) =108mm

Coluna 8- Alt

E a altura da coluna 7. É a diferença do valor de P com o anterior. Assim na primeira linha teremos: 130-130=0 E assim por diante até encontramos 108-130=22

Coluna 9 ETR

Usa-se na prática a função SE do Excel. SE (P-ETP)>0 então o valor é ETP para a coluna 9, caso contrario o valor será: ABS( P-ETP) + ABS(ALT).

Desta maneira a coluna se monta automaticamente.

Coluna 10 A coluna 10 é diferença entre a linha correspondente a ETP menos ETR.

Coluna 11 EXC

A coluna 11 referente ao excesso EXC são os valores positivos de (P- eP) – ALT. Quando o valor for negativo, colocamos zero. 12.3 Balanço hídrico climático

No método do balanço hídrico de Thornthwaite e Mather, 1955 podemos obter alguns índices climáticos:

Índice de aridez Ia = 100 x DEF/ EPo Índice de umidade Iu= 100 x EXC/ EPo Índice hídrico Im= Iu – Ia É comum quando se faz o balanço hídrico apresentar um gráfico como o da Figura (12.1).



12-6

Precipitação, ETp e ETR

00,0

100,0

200,0

300,0

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 101112

Meses do ano

(mm

) PrecipitaçãoETpETR

Figura 12.1- Gráfico da precipitação P, ETp e ETR

Exemplo 12.2

Calcular o índice de aridez, umidade e hídrico do Exemplo (12.1 Índice de aridez= ia = 100 x DEF/ EPo= 100 x 11/965= 1,14% Índice de umidade Iu= 100 x exc/EPo= 100 x543 / 965= 52,27% Índice hídrico= Iu – Ia= 52,26% - 1,14%=51,12%

Exemplo 12.3 Campina Grande, CAD=125mm Latitude: -7º 08´ Longitude: 35 321´W Altitude: 548m

Tabela 12.2- Balanço Hídrico pelo método de Thornthwaite-Mather, 1955 com alterações de Mendonça, 1958.

P

ETP

P-

ETP

+

Acum.

-

Acum.

ARM

ALT

ETR

DEF

EXC

(mm/mês) mm/mês 8 8

Jan 41,0 108 -67 -67 5 -3 44 64 0

Fev 55,0 109 -54 -54 3 -2 57 52 0

Mar 100,0 115 -15 -15 3 111 211 -96 0

Abr 129,0 107 22 22 25 -89 107 0 111

Mai 95,0 95 0 0 25 0 95 0 0

Jun 107,0 80 27 27 52 27 80 0 0

Jul 124,0 62 62 62 114 62 62 0 0

Ago 58,0 78 -20 -20 97 -17 75 3 0

Set 38,0 77 -39 -39 71 -26 64 13 0

Out 17,0 102 -85 -85 36 -35 52 50 0

Nov 19,0 108 -89 -89 18 -18 37 71 0

Dez 21,0 117 -96 -96 8 -9 30 87 0

804,0 1158 -354 111 -465 914 244 111

Índice de aridez=

21,05 %

Índice de umidade=

9,59 %

Índice hídrico=

-11,46 %



12-7

12.4 CAD= armazenamento máximo no solo.

Conforme Varejão-Silva, 2005 temos: CAD= (1/10) x (θCC - θPM ) x Dar x RZ

Sendo: CAD=capacidade de armazenamento do solo (mm) θCC= quantidade de água contida na capacidade de campo em % do peso. θPMP= quantidade de água contida no ponto de murcha permanente em % do peso. Dar= densidade aparente do solo (g/cm3) RZ= profundidade efetiva das raízes da planta (m) Exemplo 12.1 Calcular a capacidade de armazenamento CAD dados: θCC= 15% θPMP=5. Dar= 1,38g/cm3 RZ= 70cm

CAD= (1/10) x (θCC - θPM ) x Dar x RZ CAD= (1/10) x (15-5 ) x 1,38 x 70=97mm

12.5 Bibliografia e livros consultados -GOMES, HEBER PIMENTEL. Engenharia de irrigação. Universidade Federal da Paraíba, 2ª edição, 390 páginas, 1997, Campina Grande.

-SANTO, SANDRA MEDEIROS. Roteiro para calcular o balanço hídrico pelo sistema de Thornthwaite-Mather, 1955. Universidade Estadual de Feira de Santana- Departamento de Tecnologia.

-VAREJAO-SILVA, MARIO ADELMO. Meteoreologia e Climatologia. Recife, 2005. -VIANELLO, RUBENS LEITE E ALVE, ADIL RAINIER. Meteorologia Básica e aplicações. Universidade

Federal de Viçosa, Minas Gerais, 1991, 449paginas.

Curso de rede de esgotos Capítulo 13- Método de Romanenko, 1961


13-1

Capítulo 13 Método de Romanenko, 1961 para

evapotranspiração ETo



13-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

13.1 Introdução 13.2 Conclusão 13.3 Bibliografia e livros recomendados



13-3

Capítulo 13- Método de Romanenko, 1961 para evapotranspiração ETo 13.1 Introdução

Baseado na umidade relativa do ar UR e na temperatura média mensal T temos a equação de Romanenko, 1961 conforme Xu, 2000.

ETo= 0,0018 x ( 25 + T ) 2 x (100 - UR) Sendo: ETo= evapotranspiração (mm/mês) T= temperatura média mensal (ºC) UR= umidade relativa do ar (%) Exemplo 13.1 Calcular a evapotranspiração mensal pelo Método de Romanenko, 1961 para a cidade de Guarulhos, mês de janeiro com temperatura média mensal de 24,7ºC e umidade relativa do ar de 75%.

ETo= 0,0018 x ( 25 + T ) 2 x (100 - UR) ETo= 0,0018 x ( 25 + 24,7 ) 2 x (100 - 75)=111mm/mês Para os demais meses pode ser vista a Tabela (13.1) obtendo-se no ano o total de 1245mm.

Tabela 13.1- Aplicação do Método de Romanenko, 1961 para a cidade de Guarulhos.

Mês do ano

Precipitação

média mensal

Temperatura média do ar

mensal

UR


Evapotranspiração

de referência ETo

(mm) (ºC) (% ) (mm/mês) Janeiro 254,1 24,7 75 111

Fevereiro 251,7 24,0 75 110

Março 200,9 24,0 75 109

Abril 58,3 22,5 73 109

Maio 70,3 19,3 75 90

Junho 39,0 18,2 75 84

Julho 30,8 17,8 73 90

Agosto 24,9 19,6 68 113

Setembro 75,1 20,2 72 103

Outubro 137,4 21,8 73 105

Novembro 130,5 22,5 73 110

Dezembro 214,7 23,9 74 111

Total=1.487,8 Média=73 Total=1.245

13. 2 Conclusão:

O método de Romanenko, 1961 apresentou para o ano a evapotranspiração de referência de 1245mm, somente 4% acima do método de Penman-Monteith, 1998 FAO que apresentou 1201mm/ano.

O método de Romanenko, 1961 pode ser considerado bom. 13.3 Bibliografia e livros recomendados - XU, CHONG-YU. Hydrologic Models. Uppsala University Department of Earth Sciences Hydrology, ano de 2002, com 165páginas. http://folk.uio.no/chongyux/papers/fulltext.pdf

Curso de rede de esgotos Capitulo 14- Método de Turc, 1961


14-1

Capítulo 14 Método de Turc, 1961

Anemômetro Varejao-Silva, 2005



14-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

14.1 Introdução 14.2 Método de Turc, 1961 14.3 Dia Juliano 14.4 Distância relativa da Terra ao Sol 14.5 Ângulo da hora do por do sol ws 14.6 Declinação solar 14.7 Relação n/N 14.8 Radiação extraterrestre Ra 14.9 Radiação útil de curto comprimento Rs

14.10 Estudo do caso: aplicação do Método de Turc, 1961 para a cidade de Guarulhos 14.11 Conclusão 14.12 Bibliografia e livros recomendados



14-3

Capitulo 14- Método de Turc, 1961 14.1 Introdução

O método de Turc, 1961 para evapotranspiração de referência ETo baseia-se em: • umidade relativa do ar em porcentagem, • nebulosidade (relação n/N), • temperatura média mensal do ar em graus centígrados, • latitude.

14.2 Método de Turc, 1961

Vamos usar as notações de Xu, 2002 onde aparecem duas equações, sendo uma para umidade relativa do ar (UR) menor que 50% e outra para maior que 50%.

ETo= 0013 x [T / (T+15)]x (Rs + 50) x [ 1+ (50 – UR) / 70)] UR<50%

ETo= 0,013 x [T / (T+15)] x (Rs + 50) UR ≥ 50%

Sendo: T= temperatura média mensal do ar (º C) UR= umidade relativa do ar média mensal (%) ETo= evapotranspiração de referência (mm/dia) Rs= radiação solar total (cal/cm2 x dia) Conversão de unidades: 1mm/dia= 58,5 cal/cm2xdia

A Figura (14.1) mostra a umidade relativa do ar em função da temperatura e da hora do dia.

Figura 14,1- Umidade relativa do ar (RH) em função da hora e da temperatura

Fonte: http://www.fao.org/docrep/X0490E/x0490e07.htm 14.3 Dia Juliano

Vai de 1 a 365 dias. Geralmente é o meio do mês contado deste o dia primeiro. Assim para janeiro o dia Juliano (Caio Julio César) é 15; para fevereiro é 46; para março é 76 e para abril 105 e assim por diante conforme Tabela (14.1). Tabela 14.1-Dia Juliano

Mês Dia JulianoJaneiro 15 Fevereiro 46 Março 74 Abril 105 Maio 135 Junho 166 Julho 196 Agosto 227 Setembro 258 Outubro 288 Novembro 319 Dezembro 349



14-4

Exemplo 14.1 Achar o dia Juliano do meio do mês de março.

O dia Juliano para o meio mês de março conforme Tabela (14.1) é J=74dias. 14.4 Distância relativa do Terra ao Sol

A distância relativa da terra ao sol dr em radianos é fornecida pela equação: dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x π / 365) x J]

Sendo: dr= distância da terra ao sol (rad) J= dia Juliano que varia de 1 a 365dias. Assim dia 15 de março J=74 conforme Tabela (14.1) Exemplo 14.2 Calcular a distância relativa da terra ao sol para o mês de março, sendo o dia Juliano J=74

dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x PI / 365) x J] dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x 3,1416 /365) x 74]

dr=1,010 rad

14.5 Ángulo da hora do por do sol ws ws= arccos [-tan(Φ) x tan (δ )]

Sendo: ws= ângulo da hora do por do sol em (rad) Φ= latitude do local considerado. Positivo no hemisfério norte e negativo no hemisfério Sul (Cuidado!). Para Guarulhos Φ=- 23º e 30min = -23,5º (hemisfério sul é negativo). Também deve estar em (rad). O valor de Φ varia de 55º N para 55º S.

Conversão graus para radianos Radiano = (PI / 180) x (graus)

Exemplo 14.3 Calcular o ângulo do por do sol ws em local com latitude Φ= -23,5º (sinal negativo porque está no hemisfério sul) e declinação solar δ = -0,040 em radianos.

Primeiramente transformemos Φ= 23,5º em radianos: Radiano= -23,5º x PI / 180=-23,5 x 3,1416/180=-0,410 rad= Φ

ws= arccos [-tan(Φ) x tan (δ )] ws= arccos [- tan(-0,410) x tan (-0,040 )]= 1,59rad

14.6 Declinação solar δ

δ = declinação solar (rad) A declinação solar delta pode ser calculado por: δ= 0,409 x sen [( 2x PI/ 365) x J - 1,39]

Exemplo 14.4 Calcular a declinação solar para Guarulhos para o meio do mês de março Dia Juliano J=74

δ= 0,409 x sen [( 2x PI/ 365) x J - 1,39] δ= 0,409 x sen [( 2x 3,1416/ 365) x 74 - 1,39]= -0,047 rad

14.7 Relação n/N A relação n/N significa os dias de bastante sol durante o dia. Durante 24h temos horas de dia e horas de

noite. As horas totais de dias são N e o número de horas em que temos sol é denominado de n. Quando não temos nenhuma nuvem, o número de horas em que temos sol n é igual a N e portanto,

n/N=1. No caso de o dia ser totalmente nublado então, n=0 e n/N=0.



14-5

Tabela 14.2- Valores de N para os meses de Janeiro a dezembro para o municipio de Guarulhos

ws Número de horas de sol durante o dia

N (rad) (h)

Janeiro 1,74 13,31 Fevereiro 1,68 12,80 Março 1,59 12,18 Abril 1,50 11,46 Maio 1,42 10,88 Junho 1,38 10,56 Julho 1,40 10,68 Agosto 1,46 11,17 Setembro 1,55 11,86 Outubro 1,64 12,55 Novembro 1,72 13,15 Dezembro 1,76 13,44

A maneira de se achar o número de horas de dia em 24 horas é usando a expressão:

N= (24/ PI) x ws

A Tabela (14.2) fornece os valores de N para o municipio de Guarulhos para o meio de cada mes desde janeiro a dezembro.

A Figura (14.2) mostra a variação dos valores de N para os diversos meses do ano e conforme a latitude.

Figura 14.2- Número de horas de sol por dia N

Fonte: http://www.fao.org/docrep/X0490E/x0490e07.htm

O valor n que as horas de sol durante o dia é determinado através de dispositivo de Campbell Stokes conforme Figura (14.3). O dispositivo marca de hora em hora o chamado dia de sol obtendo-se no final o valor de n.



14-6

Figura 14.3- Dispositivo para achar o valor de n denominado Campbell Stokes http://www.russell-scientific.co.uk/meteorology/campbell_stokes_sunshine_recorder.html

Exemplo 14.5 Calcular o número máximo de horas de sol por dia N em horas para o mês de março sendo ws= 1,59rad

N= (24/ PI) x ws N= (24/ 3,1416) x 1,59=12,1h

Exemplo 14.6 Calcular a relação n/N sendo N= 12,1h e n=5h Nebulosidade = n/N = 5/ 12,1= 0,41 ou seja 41% 14.8 Radiação extraterrestre Ra

A radiação solar extraterrestre Ra no topo da atmosfera da Terra em (MJ/m2 x dia) pode ser estimada por:

Ra= (24x60/PI) x dr x Gsc x (ws x sen (Φ) x sen (δ )+ cos(δ ) x cos(Φ) x sen (ws)). Sendo: Ra= radiação solar no topo da atmosfera ou radiação extraterrestre (MJ/m2 x dia) Gsc= constante solar= 0,0820 MJ/m2 x min (Cuidado não errar na unidade) ws= ângulo solar (rad) Φ= latitude (rad) δ =declinação solar (rad) dr= distância relativa da Terra ao Sol (rad)

A Figura (14.4) mostra os valores da radiação extraterrestre Ra conforme a latitude e mês.

Figura 14.4-Valores da radiação extraterrestre Ra Fonte: http://www.fao.org/docrep/X0490E/x0490e07.htm



14-7

Exemplo 14.7 Calcular a radiação solar extraterrestre Ra para o município de Guarulhos, mês de março sendo: Ra= radiação solar no topo da atmosfera ou radiação extraterrestre (MJ/m2 x dia) Gsc= constante solar= 0,0820 MJ/m2 x min (Cuidado não errar na unidade) ws= ângulo solar (rad)=1,59 rad Φ= latitude (rad)= -0,410 rad δ =declinação solar (rad)= -0,054 rad dr= distância relativa da Terra ao Sol= 1,010 rad

Ra= (24x60/PI) x dr x Gscx (ws x sen (Φ) x sen (δ )+ cos(δ ) x cos(Φ) sen (ws). Ra= (24x60/3,1416) x 1,010 x 0,0820x (1,59 x sen (-0,410) x sen (-0,054+ cos(-0,054) x cos(-0,410) x sen (1,59)=36,03 MJ/m2 x dia 14.9 Radiação útil de curto comprimento Rs

A radiação útil de curto comprimento de onda Rs pode ser calculada por: Rs= (as + bs x n /N )x Ra = (0,25 + 0,50 x n /N ) x Ra

Sendo: α= albedo. Para solo gramado α=0,23 as=0,25 e bs=0,50 são coeficientes que para climas médios n= número de horas de sol forte por dia (h) N= número máximo de horas de sol por dia (h) n/N= nebulosidade ou fração de luz. Pode também ser fornecido em porcentagem. É uma medida

qualitativa não muito precisa. Para Guarulhos a média é n/N= 0,42, ou seja, 42%. Ra= radiação solar extraterrestre (MJ/m2 xdia) Rs= radiação solar de entrada. Energia total incidente sobre a superfície terrestre (MJ/m2xdia)

Exemplo 14.8 Dado Ra=36,03 MJ/m2 x dia n/N= 0,42 Calcular a radiação útil de curto comprimento Rs.

Rs= (0,25 + 0,50 x n /N ) x Ra Rs= (0,25 + 0,50 x 0,42 ) x 36,03 =16,63 MJ/m2 x dia

Mas na fórmula de Turc, 1961 o valor de Rs está cal/cm2 x dia. Mas 1 MJ/m2 x dia equivale a 23,9 cal/cm2 x dia então teremos:

Rs= 16,57 MJ/m2 x dia x 23,9= 397,57 cal/cm2 x dia. Cálculo da evapotranspiração Como a UR>50% temos: para o mês de março T=24 ºC

ETo= 0,013 x [T / (T+15)] x (Rs + 50) ETo= 0,013 x [24 / (24+15)] x (397,57 + 50) = 3,6mm/dia Como o mês de março de 31 dias teremos: ET0 mês de março = 31 x 3,6mm/dia= 111mm/mês

14.10 Estudo do caso: aplicação do Método de Turc, 1961 para a cidade de Guarulhos



14-8

Tabela 14.3- Aplicação do Método de Turc para a cidade de Guarulhos

Dias no mês

Precipitação

média mensal

Temperatura

média do mês(ºC)

UR umidade relativa do ar média

Dias Mês (mm) 23,7 % 31 Janeiro 254,1 24,7 75 28 Fevereiro 251,7 24,0 75 31 Março 200,9 24,0 75 30 Abril 58,3 22,5 73 31 Maio 70,3 19,3 75 30 Junho 39,0 18,2 75 31 Julho 30,8 17,8 73 31 Agosto 24,9 19,6 68 30 Setembro 75,1 20,2 72 31 Outubro 137,4 21,8 73 30 Novembro 130,5 22,5 73 31 Dezembro 214,7 23,9 74

365 Total 1487,8 Média=73 Tabela 14.4-continuação- Aplicação para todos os meses da cidade de Guarulhos

Nebulosidade

n/N

Latitude

graus

Dia Juliano ( 1 a 365)

dr

(rad)

Declinação solar

(rad)

0,31 -23,5 15 1,032 -0,370 0,39 -23,5 46 1,023 -0,230 0,42 -23,5 74 1,010 -0,047 0,47 -23,5 105 0,992 0,166 0,47 -23,5 135 0,977 0,329 0,49 -23,5 166 0,968 0,407 0,49 -23,5 196 0,968 0,375 0,53 -23,5 227 0,976 0,239 0,37 -23,5 258 0,991 0,037 0,35 -23,5 288 1,008 -0,169 0,37 -23,5 319 1,023 -0,335 0,33 -23,5 349 1,032 -0,407

Tabela 14.5-continuação- Aplicação para todos os meses da cidade de Guarulhos Latitude ws N Ra Rs Turc

(rad) (rad) (h) (MJ/m2xdia) (MJ/m2xdia) (cal/cm2 xdia) (mm/dia) (mm/mês) -0,410 1,74 13,31 42,46 17,23 411,72 3,7 116 -0,410 1,68 12,80 40,10 17,76 424,38 3,8 106 -0,410 1,59 12,18 36,03 16,63 397,57 3,6 111 -0,410 1,50 11,46 30,12 14,62 349,34 3,1 93 -0,410 1,42 10,88 24,91 12,11 289,50 2,5 77 -0,410 1,38 10,56 22,18 10,98 262,53 2,2 67 -0,410 1,40 10,68 23,08 11,46 273,98 2,3 71 -0,410 1,46 11,17 27,29 14,11 337,22 2,9 88 -0,410 1,55 11,86 33,13 14,35 342,91 2,9 88 -0,410 1,64 12,55 38,23 16,32 389,98 3,4 105 -0,410 1,72 13,15 41,56 18,01 430,44 3,7 112 -0,410 1,76 13,44 42,85 17,80 425,46 3,8 118

Total= 1153



14-9

14.11 Conclusão: O método de Turc, 1961 apresentou evapotranspiração de referência ETo anual de 1153mm/ano,

próximo ao valor ao método padrão de Penman-Monteith FAO, 1998 cujo valor é 1201mm/ano. O erro foi somente de 4%, sendo o método considerado bom.


-FAO (FOOD AND AGRICULTURE ORGANIZATION OF THE UNITED NATION). Crop evapotranspiration guidelines for computing crop water requirements FAO- Irrigation and drainage paper 56. Rome, 1998. ISBN 92-5-1042105.

-XU, CHONG-YU. Hydrologic Models. Uppsala University Department of Earth Sciences Hydrology, ano de 2002, com 165páginas. http://folk.uio.no/chongyux/papers/fulltext.pdf.

Curso de rede de esgotos Capitulo 15-Quando faltam dados no método de PM


15-1

Capitulo 15 Quando faltam dados de entrada no método de

Penman-Monteith, 1998 FAO para a evapotranspiração de referencia ETo.



15-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

15.1 Introdução 15.2 Vento 15.3 Quando faltam dados de radiação solar n/N 15.4 Quando falta a umidade relativa do ar UR (%) 15.5 Método de Hargreaves para ETo 15.6 Radiação extraterrestre Ra



15-3

Capitulo 15-Quando faltam dados de entrada no método de Penman-Monteith, 1998 FAO para a evapotranspiração de referencia ETo. 15.1 Introdução

Para o cálculo de ETo, isto é, da evapotranspiração é recomendado pela FAO que se use sempre a equação de Penmam-Monteith FAO, 1998, mesmo que faltem dados.

Os dados poderão ser estimados: velocidade do ar, umidade relativa do ar e radiação solar. Recomenda ainda a FAO que com a falta de dados, a equação seja validada regionalmente fazendo os devidos fatores de correção. 15.2 Vento

A velocidade do vento padrão adotado pela FAO é na altura de 2,00m acima do piso. Caso tenhamos velocidade “uz” em uma altura z maior que 2,00m, a velocidade u2 será obtida usando a seguinte equação:

u2= uz x 4,87 / [ln (67,8 x z - 5,42] (Equação 15.1) sendo: u2= velocidade do vento a 2m do chão (m/s) uz= velocidade do vento na altura z (m/s) z= altura em que foi medida a velocidade (m) ln= logaritmo neperiano.

Exemplo 15.1 Achar a velocidade do vento u2 em um local onde a 10m do chão foi medida a velocidade do vento de 4m/s.

u2= uz x 4,87 / (ln (67,8 x z - 5,42) u2= 4 x 4,87 / (ln (67,8 x 10 - 5,42)= 3,0m/s 7Dica: Quando não temos nenhuma informação sobre a velocidade do vento, adotamos um valor

médio de 2m/s, que é uma estimativa do vento em mais de 2000 estações de tempo em todo o mundo conforme a FAO, 1998.

Na aplicação da equação de Penmam-Monteith não deve ser aplicada vento menor que 0,5m/s. Portanto, o vento deve ser maior ou igual a 0,5m/s. A FAO apresenta a Tabela (15.1) onde estão os ventos médios.

Tabela 15.1- Classe de ventos mensais

Descrição Média mensal do vento a 2m de altura Vento leve ≤ 1,0m/s Vento leve a vento moderado 1 a 3 m/s Vento moderado a vento forte 3 a 5 m/s Vento forte Maior ou igual a 5,0m/s

Fonte: FAO, 1998 15.3 Quando faltam dados da radiação solar n/N

É fácil obter o valor de N, mas não de n. Isto torna-se um problema, pois não conseguimos calcular o valor de Rs, isto é, da radiação extraterrestre.

A FAO, 1998 usa uma alternativa para isto, baseada na equação de radiação de Hargreaves: Rs= krs x (Tmax – Tmin ) 0,5 x Ra (Equação 15.2)

Sendo: Rs= radiação solar de entrada (MJ/m2 x dia). Energia incidente sobre a superfície terrestre. Ra= radiação extraterrestre (MJ/m2 x dia) Tmax= temperatura máxima do ar (ºC) Tmin= temperatura mínima do ar (ºC) krs= coeficiente de ajuste que pode ser 0,16 ou 0,19 (ºC -0,5)

O coeficiente de ajuste krs é empírico e é adotado krs=0,16 para regiões do interior e krs=0,19 para regiões litorâneas.

Nota-se na Equação (15.2) que precisamos sempre da temperatura máxima e mínima, que são imprescindíveis na aplicação do método de Penman-Monteith FAO, 1998. Exemplo 15.2 Calcular o valor de Rs em função de Ra para temperatura mínima de 16ºC e temperatura máxima de 32,6ºC referente ao mês de janeiro. Em se tratando de cidade que está no interior krs=0,16.

Rs= krs x (Tmax – Timin ) 0,5 x Ra (Equação 15.2)



15-4

Rs= 0,16 x (32,6 – 16 ) 0,5 x Ra = 0,65Ra Supondo que Ra= 42,46 MJ/m2 x dia teremos Rs= 0,65 x 42,46= 27,71 MJ/m2 x dia

15.4 Quando falta a umidade relativa do ar UR (%)

Em alguns locais não possuímos o dado da umidade relativa do ar UR. Podemos então, conforme FAO, 1998, fazer uma estimativa usando como parâmetro a temperatura mínima.

e (T)= 0,611 x exp [17,27 x T/ (T+237,3)] (Equação 15.3) A estimativa é que a temperatura do ponto de orvalho “Tdew” seja aproximadamente igual a temperatura

mínima. Ponto de orvalho (Dew point): é definido como o ponto em que o vapor de água presente no ar está preste a se condensar (Tdew).

Fazemos a hipótese que Tdew= Tmin ea= 0,611 x exp [17,27 x Tmin/ (Tmin+237,3)] (Equação 15.4)

Sendo: eo(T)= vapor da pressão estimada (kPa) ea = vapor da pressão estimada (kPa) T= temperatura escolhida (ºC) Tmin=temperatura mínima (٥C) exp= exponencial

O valor da umidade relativa do ar UR é fornecida pela equação: UR= 100 x ea / eo (T) (Equação 15.5)

Exemplo 15.3 Calcular o umidade relativa do ar em um local onde a temperatura mínima do mês de janeiro é 16ºC e a máxima de 32,6 ºC.

ea= 0,611 x exp [17,27 x Tmin/ (Tmin+237,3)] ea= 0,611 x exp [17,27 x 16/ (16+237,3)]= 1,81kPa

Para a temperatura máxima: eo (tmax)= 0,611 x exp [17,27 x T/ (T+237,3)] (Equação 15.3)

eo (tmax)= 0,611 x exp [17,27 x 32,6/ (32,6+237,3)] =4,92 kPa Para a temperatura mínima:

eo (tmin)= 0,611 x exp [17,27 x T/ (T+237,3)] (Equação 15.3) eo (tmin)= 0,611 x exp [17,27 x 16/ (16+237,3)] =1,81 kPa A umidade relativa do ar UR (%) será a média da umidade relativa do ar mínima com a umidade relativa

do ar máxima; Umidade relativa do ar máxima:

UR= 100 x ea / eo (tmax) URmax= 100 x 1,81/1,81= 100%

UR= 100 x ea / eo (tmin) URmin= 100 x 1,81/ 4,92 = 36,84% UR= (URmax + URmin )/ 2 = (100% + 36,84% )/2 = 68,4% 15.6 Radiação extraterrestre Ra

A radiação solar extra-terrestre Ra em (MJ/m2 x dia) pode ser estimada por: Ra= (24x60/PI) x dr x Gscx [ws x sen (Φ) x sen (δ )+ cos(δ ) x cos(Φ) sen (ws)].

Sendo: Ra= radiação extraterrestre (MJ/m2 x dia) Gsc= constante solar= 0,0820 MJ/m2 x min ws= ângulo solar (rad) Φ= latitude (rad) δ =declinação solar (rad) dr= distância relativa da Terra ao Sol.

Curso de rede de esgotos Capitulo 16- Pedidos de outorga para irrigação


16-1

Capítulo 16 Pedidos de outorga para irrigação



16-2

Capítulo 16- Pedidos de outorga para irrigação 16.1 Introdução

O texto base para a discussão do assunto é da Agencia Nacional de Águas (ANA) elaborado por Pedro Cunha et al.

Segundo a FAO o Brasil tem 63% de uso da água na irrigação, 18% para abastecimento humano, 14% para uso animal e 5% para uso industrial.

O Brasil possui 30 milhões de hectares de área em potencial para ser irrigada sendo que somente 10% é utilizado. Portanto, são irrigados cerca de 3 milhões de hectares. 16.2 Vazão insignificante

O artigo 12 da Lei Federal 9.433/97 considera vazão insignificante aquela que não necessita de outorga, mas não a responsabilidade de computá-las e quantificá-las.

Para o rio Paraíba do Sul é considerado vazão insignificante até 1,0 L/s. A partir deste valor é necessário a outorga. 16.3 Precipitação efetiva

Outro ponto controvertido é a vazão efetiva que é a parte da precipitação armazenada no solo até a profundidade das raízes e que efetivamente contribui para a produção das culturas.

Na Índia se considera como precipitação efetiva 60% do total da precipitação ou 75% da precipitação média.

Em alguns países considera-se a precipitação efetiva como uma média, sem levar em consideração as precipitações inferiores a 5mm e superiores a 75mm/dia e 125mm num período de 10 dias.

O critério que mais usamos é aquele baseado no Método do US Soil Conservatior Service. 16.4 Evapotranspiração de referência ETo

Consideramos como o valor de ETo aquele calculado pelo Método de Penman-Monteith recomendado pela FAO. A evapotranspiração da cultura ETc= Kc x ETo.

O coeficiente de cultura Kc é um fator adimensional que estabelece a reação entre a evapotranspiração de referência e a evapotranspiração da cultura. 16.5 Coeficiente de molhamento da superfície do solo (Ks)

O coeficiente de molhamento Ks expressa a relação entre a área molhada pela irrigação e a área do solo ocupada pela cultura. O valor Ks=1 quando apresentarem 100% da área molhada (aspersão convencional, pivot-central, etc) e menor que 1 para sistema de irrigação localizada (gotejamento e microaspersão). 16.6 Necessidade de irrigação

É a diferença ente a evapotranspiração da cultura e a precipitação efetiva PE. NL= ETc - Pe



16-3

16.7 Necessidade de irrigação bruta NL= (ETc – PE)/ eficiência do sistema

Na Tabela (16.1) estão os valores estimados de eficiência conforme o método de

irrigação.

Tabela 16.1- Eficiência média de irrigação em função do método de irrigação e de condicionantes

Método Condicionante Eficiência Sulcos de infiltração Sulcos longos e/ou solos arenosos

Solo e comprimento adequados 50 65

Inundação (tabuleiros) Solo arenoso- lençol profundo Solo argilo- lençol raso

40 60

Aspersão convencional Ventos fortes Com ventos leves ou sem

60 75

Autopropelido/montagem direta

Ventos fortes Com ventos leves ou sem

60 75

Pivô central Vento forte/ condições razoáveis Em ótimas condições

75 90

Microaspersão Condições razoáveis Em ótimas condições

75 90

Gotejamento Condições razoáveis Em ótimas condições

85 95

Tubos perfurados Perfuração manual Em ótimas condições

65 80

Fonte: Pedro Cunha e outros, ANA

16.8 Vazão de bombeamento A vazão de bombeamento de captação ou vazão instantânea pode ser fornecido em

mm/mês. Pode ser determinado o numero de horas por dia em que será feito o bombeamento no local de captação.

É costume calcular a vazão de captação por hectare de área irrigada (L/s x ha). 16.9 Vazões indicadoras de demandas de irrigação

Pedro Cunha e outros apresentam as vazões contínuas em litros por segundo por hectare conforme o método de irrigação conforme Tabela (16.2).

Tabela 16.2- Vazão contínua por método de irrigação ( L/s x ha)

Método Vazão continua (L/s x ha)

Inundação 2,0 a 2,5 Sulcos 0,8 a 2,0 Aspersão 0,6 a 1,0 Localizada (microaspersão, gotejamento) 0,3 a 0,7

Fonte: Pedro Cunha e outros, ANA



16-4

16.10 Lixiviação

Para controlar a salinidade as vezes é necessário uma lâmina de água que atravesse a zona radicular. É a lixiviação que deve ser aplicada antes ou depois do período vegetativo. 16.11 Disponibilidade de água do manancial

São usadas as vazões Q7,10 ou Q95 da permanência dependendo do Estado do Brasil. No Estado de São Paulo comumente se usa o Q7,10 mas na Bahia se usa o 80% do

Q90. No Estado de São Paulo se considera a dotação de 0,327 L/s x ha como uma demanda média.

Para uma estimativa de água consumida pela irrigação devemos considerar como balizador o limite máximo 1,0 L/s x ha.

Curso de rede de esgotos Capitulo 17- Método de Hargreaves


17-1

Capitulo 17- Método de Hargreaves 17.1 Introdução

O método de Hargreaves. 1985 tem como objetivo obter a evapotranspiração de referência ETo baseado em poucos dados, como temperatura media, mínima e máxima mensal e da radiação extraterrestre Ra. 17.2 Distância relativa da Terra ao Sol dr

Mas a dr é a distância relativa da terra ao sol que é fornecida pela equação em radianos:

dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x PI / 365) x J] Sendo: dr= distância da terra ao sol (rad) J= dia Juliano que varia de 1 a 365dias.

N= (24/ PI) x ws Mas:

ws= arccos [-tan(Φ) x tan (δ )] Sendo: ws= ângulo da hora do por do sol em (rad) Φ= latitude do local considerado. Positivo no hemisfério norte e negativo no hemisfério Sul (Cuidado!). Para Guarulhos Φ=- 23º e 30min = -23,5º (hemisfério sul é negativo). Também deve estar em (rad). δ = declinação solar (rad) N= número de horas de luz solar em um dia (h) 17.3 Declinação solar δ (rad)

A declinação solar δ pode ser calculada por: δ= 0,409 x sen [( 2x PI/ 365) x J - 1,39]

Exemplo 17.1 Calcular a declinação solar para o mês de março em local.

O dia Juliano para o mês de março conforme Tabela (23.1) é J=74dias. δ= 0,4093 x sen [( 2x PI/ 365) x J - 1,405] δ= 0,4093 x sen [( 2x 3,1416/ 365) x 74 - 1,405]= - 0,040 rad


23 graus + 30min/ 60 = 23 + 0,5= 23,5º Primeiramente transformemos Φ= 23,5º em radianos:

Radiano= -23,5º x PI / 180=-23,5 x 3,1416/180=-0,410= Φ ws= arccos [-tan(Φ) x tan (δ )]

ws= arccos [- tan(-0,410) x tan (-0,040 )]= 1,59rad



17-2

Exemplo 17.3 Calcular a distância relativa da terra ao sol para o mês de março, sendo o dia Juliano J=74

dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x PI / 365) x J] dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x 3,1416 / 365 x 74]

dr=1,010 rad 17.4 Dia Juliano

Vai de 1 a 365 dias. Geralmente é o meio do mês contado deste o dia primeiro. Usaremos como base sempre o dia 15 de cada mês.

Assim para janeiro o dia Juliano é 15; para fevereiro é 46; para março é 74 e para abril 105 e assim por diante conforme Tabela (17.1). Usamos a planilha Excel da Microsoft com a função TRUNCAR

=TRUNCAR (Coluna 1 x 30,5 – 14,6) dará o valor 15 e assim por diante.

Tabela 17.1-Dia Juliano Ordem Mês Dia Juliano (1 A 365)

Coluna 1 Coluna 2 Coluna 3 =TRUNCAR (Coluna 1 x 30,5 -14,6

1 Janeiro 15 2 Fevereiro 46 3 Março 74 4 Abril 105 5 Maio 135 6 Junho 166 7 Julho 196 8 Agosto 227 9 Setembro 258

10 Outubro 288 11 Novembro 319 12 Dezembro 349

17.5 Radiação extraterrestre Ra

A radiação solar extra-terrestre Ra em (MJ/m2 x dia) pode ser estimada por: Ra= (24x60/PI) x dr x Gscx [ws x sen (Φ) x sen (δ )+ cos(δ ) x cos(Φ) sen (ws)].

Sendo: Ra= radiação extraterrestre (MJ/m2 x dia) Gsc= constante solar= 0,0820 MJ/m2 x min ws= ângulo solar (rad) Φ= latitude (rad) δ =declinação solar (rad) dr= distância relativa da Terra ao Sol.



17-3

17.6 Método de Hargreaves para ETo ETo= 0,0135 x KTx (Tmedia + 17,8) x (Tmax – Tmin) 0,5 x Ra

Sendo: ETo= evapotranspiração de referência (mm/dia) Tmedia= temperatura média do mês (ºC) Tmax= temperatura máxima do mês (ºC) Tmin= temperatura mínima do mês (ºC Ra= radiação extraterrestre (mm/dia) Nota: para tranformar Ra de MJ/m2 dia para mm/dia temos que dividir por 2,45 KT=0,162 para região interiorana KT= 0,19 para região costeira Então para região interiorana KT=0,162

ETo= 0,0135 x 0,162x (Tmedia + 17,8) x (Tmax – Tmin) 0,5 x Ra ETo= 0,0022x (Tmedia + 17,8) x (Tmax – Tmin) 0,5 x Ra

Exemplo 17.4 Calcular ETo usando o método de Hargreaves, sendo a temperatura mínima de 16ºC, temperatura média de 24,7ºC e temperatura máxima de 32,6ºC. Consideramos o valor da radiação extraterrestre Ra= 42,46 MJ/m2xdia. Ra= 42,46 MJ/m2xdia= 42,46/2,45=17,33mm/dia ETo= 0,0022 x (Tmédia + 17,8) x (Tmax – Tmin) 0,5 x Ra ETo= 0,0022 x (24,7 + 17,8) x (32,6 – 16) 0,5 x 17,33= 6,8mm/dia ETo= 6,8mm/dia para o mês de janeiro

Para efeito de comparação, foi calculado usando Penman-Monteith FAO, 1998 o ETo= 4,0mm/dia.

Podemos então observar que o método de Hargreaves apresenta grandes erros, devendo por isto ser calibrado.



17-4

Exemplo 17.5 Aplicar o método de Hargreaves para o município de Guarulhos. Tabela 17.2- Cálculos de aplicação do método de Hargreaves para o município de Guarulhos

Guarulhos UNG tm=tmax+tmin /2 Latitude norte: positivo e sul: negativo

ano 2005 Temp media Latitude Guarlhos 23graus e 30min

Dias no mes Ordem Precipitaçao Temp max Temp min (ºC) graus Dia Juliano dr

(mm) 23,7 ( 1 a 365)

31 Janeiro 1 254,1 32,6 16,0 24,3 -23,5 15 1,032

28 fev 2 251,7 31,8 16,2 24,0 -23,5 46 1,023

31 mar 3 200,9 31,7 15,3 23,5 -23,5 76 1,009

30 abr 4 58,3 30,0 12,8 21,4 -23,5 107 0,991

31 maio 5 70,3 27,9 9,7 18,8 -23,5 137 0,977

30 junho 6 39,0 26,3 8,3 17,3 -23,5 168 0,968

31 julho 7 30,8 26,8 8,1 17,4 -23,5 198 0,968

31 agosto 8 24,9 29,3 8,6 19,0 -23,5 229 0,977

30 set 9 75,1 31,5 9,7 20,6 -23,5 259 0,992

31 out 10 137,4 32,3 12,2 22,2 -23,5 290 1,009

30 nov 11 130,5 32,1 12,8 22,4 -23,5 320 1,024

31 dez 12 214,7 32,3 15,0 23,7 -23,5 351 1,032

365 Total= 1487,8

Tabela 17.3- Cálculos de aplicação do método de Hargreaves para o município de Guarulhos

graus Hargreaves Hargreaves

delta Latitude Laltitude ws Ra Ra ETo Eto

Guarulhos rad rad MMJ/m2xdia (mm/dia) (mm/dia (mm/mês)

-0,373 -23,5 -0,410 1,74 42,46 17,33 6,8 212,1

-0,236 -23,5 -0,410 1,68 40,10 16,37 6,2 174,2

-0,040 -23,5 -0,410 1,59 35,68 14,56 5,6 173,8

0,173 -23,5 -0,410 1,49 29,73 12,13 4,5 136,1

0,334 -23,5 -0,410 1,42 24,64 10,06 3,6 111,9

0,408 -23,5 -0,410 1,38 22,13 9,03 3,1 92,9

0,372 -23,5 -0,410 1,40 23,27 9,50 3,3 103,1

0,233 -23,5 -0,410 1,47 27,64 11,28 4,3 134,7

0,036 -23,5 -0,410 1,56 33,32 13,60 5,6 168,2

-0,176 -23,5 -0,410 1,65 38,51 15,72 6,5 200,9

-0,336 -23,5 -0,410 1,72 41,64 16,99 6,9 207,4

-0,408 -23,5 -0,410 1,76 42,87 17,50 1715,2

O método de Hargreaves produz valores muito grandes e portanto não é aceitável.

Evapotranspiração e consumo de água no paisagismo Capitulo 18- Método de Penman, 1948 para evaporação de superfícies livres

Engenheiro Plínio Tomaz 09 de julho de 2008 [email protected]

18-1

Capítulo 18- Método de Penman, 1948 para evaporação de superfícies livres 18.1 Introdução

Baseado na umidade relativa do ar do mês e a umidade de saturação bem como da velocidade do vento a 2m de altura, podemos estimar a evaporação em mmm/dia de uma superfície livre conforme Método de transferência de massas de Penman, 1948 (Xu, 2000).

O método de transferência de massa para achar a evaporação de superfícies liquidas é um método simples e razoavelmente preciso conforme Xu, 2002. Tem sido aplicado em evaporação de lagos e existem muitas fórmulas empíricas.

Todos se baseiam na equação original de Dalton feita em 1802. ETo= C (es – ea)

Sendo C um coeficiente empírico que Penman, usou a velocidade do vento a 2m de altura para determiná-lo.Vamos apresentar somente a equação de Penmam apresentada em 1948.

ETo= 0,35 x ( 1 + 0,24 x u2 ) x (es – ea) Sendo: ETo= evaporação de superfície líquida (mm/dia) es= umidade de saturação do ar (mb) ea= umidade de vapor de água a temperatura ambiente (mb) u2= velocidade do vento a 2m de altura (m/s) 18.2 Tensão de saturação de vapor es.

Depende da temperatura do ar. es= 0,61 x exp [17,27 x T/ (237,3 + T)]

Sendo: es= tensão de saturação de vapor (kPa) T= temperatura média do mês (ºC) exp= 2,7183.. (base do logaritmo neperiano) Exemplo 18.1

Calcular a tensão de saturação de vapor es para o mês de março sendo a temperatura de 23,2ºC.

es= 0,61 x exp [17,27 x T/ (237,3 + T)] es= 0,61 x exp [17,27 x 23,2/ (237,3 + 23,2)] es=2,837 kPa = 2,837/0,1= 28,37 mb (milibar)

18.3 Pressão de vapor da água à temperatura ambiente

ea= (UR /100) x es Sendo: ea= pressão de vapor de água a temperatura ambiente (kPa) UR= umidade relativa do ar média mensal fornecida (%) es= tensão de saturação de vapor (kPa) Exemplo 18.2 Calcular a pressão de vapor de água à temperatura ambiente para o mês de março sendo T= 23,2º C e es=2,837 kPa e a umidade relativa do ar UR= 75%

ea= (UR /100) x es ea= (75 /100) x 2,837 =2,120 kPa= 2,12/0,1= 21,2 mb (milibar)



18-2

18.4 Transformação de unidades: 1 bar= 10 5 Newtons/m2 1 mb (milibar)= 102 N/m2 = 1000dina /cm2=0,0143psi= 0,0295in. Hg 1mm Hg= 1,36 mb= 0,04 in Hg 1 N/m2 = 1Pa Como normalmente achamos os valores de e0 e ea em kPa, dividimos por 0,1 e obtemos os

valores em milibares. Exemplo 18.1 Calcular a evaporação transpiração da superfície líquida de um lago dos Patos em Guarulhos no mês de março onde a temperatura média é 23,27º C e a velocidade do vento a 2m de altura é de 1,5m/s.

ETo= 0,35 x ( 1 + 0,24 x u2 ) x (es – ea) ETo= 0,35 x ( 1 + 0,24 x 1,5 ) x (28,37-21,2) =3,41mm/dia Como março tem 31dias ETo= 31 x 3,41= 106mm/mês

18.5 Estudo de caso: Guarulhos

Tabela 18.1- Dados de precipitações, temperatura e velocidade do ar de Guarulhos Dias no mês Precipitação Temperatura

do ar Velocidade

do ar (mm) (ºC) m/s 31 Janeiro 254,1 23,7 1,5 28 Fev 251,7 22,8 1,6 31 Mar 200,9 23,2 1,5 30 Abr 58,3 21,3 1,5 31 Maio 70,3 18,6 1,4 30 Junho 39,0 17,5 1,3 31 Julho 30,8 16,7 1,5 31 Agosto 24,9 18,8 1,4 30 Set 75,1 19,0 1,7 31 Out 137,4 20,8 1,9 30 Nov 130,5 21,5 1,9 31 Dez 214,7 22,9 1,7 365 1487,8 20,6 1,6



18-3

Tabela 18.2- Evaporação de superfície liquida usando o método de Penman

Tensão saturação de vapor es ea Penman Penman

kPa kPa mm/dia mm/mês 2,211 2,937 3,474 108 2,068 2,774 3,410 95 2,120 2,837 3,424 106 1,858 2,539 3,257 98 1,600 2,143 2,525 78 1,502 2,002 2,283 68 1,388 1,906 2,454 76 1,479 2,164 3,191 99 1,587 2,204 3,055 92 1,804 2,459 3,328 103 1,867 2,558 3,530 106 2,071 2,796 3,586 111

1.141mm/ano 18.6 Conclusão:

O valor do método de Penman, 1948 de superfície líquida é de 1.141 mm/ano 18.7 Evaporação usando a equação de Jobson, 1980

A USEPA, 1985 recomenda como a melhor equação para se achar a evaporação de um lago, rios e canais a equação feita em 1980 por Jobson.

ETo= 3,01+1,13 x u2 x (es – ea) Sendo: ETo= evaporação de superfície líquida (mm/dia) es= umidade de saturação do ar (kPa) ea= umidade relativa do ar do mês (kPa) u2 = velocidade do vento a 2m de altura (m/s) Exemplo 18.2 Calcular a evaporação transpiração da superfície liquida de um lago em Guarulhos no mês de março onde a temperatura média é 23,27º C e a velocidade do vento a 2m de altura é de 1,5m/s.

ETo= 3,01+1,13 x u2 x (es – ea) ETo= 3,01+1,13 x 1,5 (2,837-2,12)=3,82mm/dia Como março tem 31dias ETo= 31 x 3,82= 118mm/mês



18-4

Tabela 18.3- Evaporação para superfície liquida da cidade de Guarulhos para rios e

lagos usando o método de Jobson, 1985 Mês

Temperatura

U

Pressão de vapor

ea

Saturação do valor

es

Evaporação do lago

Evaporação mensal do lago

(ºC) m/s (kPa) (kPa) (mm/dia) (mm/mês) Janeiro 23,7 1,5 2,211 2,937 3,831 119 Fev 22,8 1,6 2,068 2,774 3,808 107 Mar 23,2 1,5 2,120 2,837 3,820 118 Abr 21,3 1,5 1,858 2,539 3,779 113 Maio 18,6 1,4 1,600 2,143 3,624 112 Junho 17,5 1,3 1,502 2,002 3,576 107 Julho 16,7 1,5 1,388 1,906 3,595 111 Agosto 18,8 1,4 1,479 2,164 3,784 117 Set 19,0 1,7 1,587 2,204 3,707 111 Out 20,8 1,9 1,804 2,459 3,750 116 Nov 21,5 1,9 1,867 2,558 3,790 114 Dez 22,9 1,7 2,071 2,796 3,828 119

20,6 1,6 1365 Portanto, a evaporação de superfície liquida usando o método de Jobson, 1980 é de 1.365mm. 18.7 Bibliografia e livros recomendados - XU, CHONG-YU. Hydrologic Models. Uppsala University Department of Earth Sciences Hydrology, ano de 2002, com 165páginas. http://folk.uio.no/chongyux/papers/fulltext.pdf -USEPA. Rates, constants, and kinetics formulations in surface water quality modeling, 2a ed, junho de 1985.

Curso de rede de esgotos Capitulo 19-Comparação dos métodos de evopotranspiração Engenheiro Plínio Tomaz [email protected] 30/06/08

19-1

Capítulo 19 Comparação dos métodos de evapotranspiração de

referência ETo


19-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

19.1 Introdução


19-3

Capitulo 19- Comparação dos métodos de evapotranspiração de referência ETo 19.1 Introdução

Os métodos de evapotranspiração de referência ETo variam muito, existindo mais de 20 equações a respeito.

Todos os estudos feitos na Europa e pela ASCE (American Society of Civil Engineer) mostraram que o método de Penmam-Monteith se aplica a regiões úmidas e áridas.

Daí ele foi recomendado como método padrão e sempre tomado como referência pela FAO. A FAO recomenda que mesmo que faltem dados, deve ser usado o método de Penman-Monteith FAO,

1998 com as hipóteses recomendadas. Recomenda ainda a FAO o uso do método de Hargreaves, devendo ser feita a correção adequada na

região. A FAO cita também o método de Blaney-Criddle informando que o mesmo é ainda muito usado. O novo método de Blaney-Criddle, 1975 nos parece de grande utilidade, porém a recomendação da

FAO, é sempre usar Penman-Monteith FAO, 1998. Tabela 19.1- Evapotranspiração anual do município de Guarulhos usando diversos métodos

Métodos mm

Thornthwaite, 1948 965

Romanenko, 1961 1245

Turc, 1961 1153

Blaney-Criddle, 1975 (novo). Recomendado quando não se tem muitos dados

1136

Penman-Monteith FAO, 1998- Método Padrão da FAO e Embrapa 1201

Dica: quando não temos muitos dados recomendamos o Método de Blaney-Criddle, 1975.

Curso de rede de esgotos Capitulo 20- Chuvas em Guarulhos


20-1

Capítulo 20 Chuvas em Guarulhos



20-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

20.1 Introdução 20.2 Dados do município de Guarulhos



20-3

Capítulo 20- Chuvas em Guarulhos 20.1 Introduçãoo

Os dados que usamos em quase todos os exemplos são do municipio de Guarulhos 20.2 Dados do municipio:Guarulhos Precipitação média anual:1489mm/ano Evapotranspiração média anual: 1201mm/ano (Método Padrão da FAO – Penman-Monteith, 1998) Temperatura média anual: 20,6ºC Umidade relativa do ar média: 73% Porcentagem de horas de sol durante o dia: (0,42) 42% Velocidade média do vento a 2m de altura do chao: 1,6 m/s (6km/h)

Na Tabela (20.1) estão os dados médios de 11 anos obtidos na Universidade de Guarulhos.

Tabela 20.1- Precipitação, Umidade relativa do ar, Vento, temperatura e fração de luz da Estação Climatológica da UNG com dados de 1995 a 2005 (11anos).

Meses do ano

Precipitação Umidade relativa do ar

Vento a 2m de altura

Temperatura média do ar

Fração de luz de

hora de sol durante o dia (mm) (%) (m/s) (ºC)

Jan 254,1 75 1,5 23,7 0,31

Fev 251,7 75 1,6 22,8 0,39

Mar 200,9 75 1,5 23,2 0,42

Abr 58,3 73 1,5 21,3 0,47

Mai 70,3 75 1,4 18,6 0,47

Jun 39,0 75 1,3 17,5 0,49

Jul 30,8 73 1,5 16,7 0,49

Ago 24,9 68 1,4 18,8 0,53

Set 75,1 72 1,7 19,0 0,37

Out 137,4 73 1,9 20,8 0,35

Nov 130,5 73 1,9 21,5 0,37

Dez 214,7 74 1,7 22,9 0,33

Total= 1487,8 Média= 73 Média=1,6 Média=20,6 Média=0,42

Na Tabela (20.2) estão os resultados de evapotranspiração de referência ETo e evaporação de

superficies líquidas válidas para Guarulhos com dados da Universidade de Guarulhos. Tabela 20.2- Precipitação e evapotranspiração com dados de 1995 a 2005 (11anos) da Universidade de Guarulhos

Meses do ano

Precipitação

média mensal

Evapotranspiração Método de Penman-Monteith FAO, 1998

mensal (mm/mês) (mm/mês)

Jan 254 123 Fev 253 113 Mar 201 115 Abr 58 95 Mai 70 76 Jun 39 61 Jul 31 68 Ago 25 87 Set 75 98 Out 137 116 Nov 131 123 Dez 215 126

Total= 1489mm/ano 1201mm/ano



20-4

Na Figura (20.1) podemos ver um gráficos das precipitações médias mensais de Guarulhos com dados de 11anos e da evapotranspiração de referência ETo obtido com o Método padrão de Penman-Monteith, 1998 FAO.

Gráfico das precipitações e evapotranspiração de Guarulhos

050

100150

200250

300

1 3 5 7 9 11

Meses

Prec

ipita

çao

e ev

apot

rans

pira

ção

(mm

) EvapotranspiraçãomensalPrecipitaçãomensal

Figura 20.1- Gráfico das precipitações e evapotranspiração de referência média mensal com dados fornecidos pela UNG e aplicação do Método de

Penman-Monteith, 1998 FAO.

Curso de redes de esgotos Capítulo 21-Gramado em Campo de Golfe


21-1

Capítulo 21 Gramado em Campo de Golfe



21-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

21.1 Introdução 21.2 Campos de golfe 21.3 Grama usada em campo de golfe 21.4 Gramado 21.5 Importância da grama 21.6 Qualidade visual e funcional 21.7 Gerenciamento de um gramado 21.8 Projeto de gramado 21.9 Espécie de grama 21.10 Poda 21.11 Much mowing 21.12 Trimming 21.13 Edging 21.14 Pestes 21.15 Irrigação 21.16 Freqüência de rega 21.17 Horário de rega 21.18 Manutenção de campo de golfe 21.19 Testes do solo para gramados 21.20 Topsoil 21.21 Condicionadores de solos 21.22 Relação C/N 21.23 Macrófitas aquáticas 21.24 Uso de águas de esgotos tratadas para irrigação 21.25 Alternativas de plantio de gramas 21.26 Fertigation 21.27 Drenagem na irrigação 21.28 Viveiro de mudas (nursery) 21.29 Plano de contingência para época de secas 21.30 Evapotranspiração 21.31 Bibliografia e livros consultados 23páginas



21-3

Capítulo 21- Gramado em Campo de Golfe 21.1 Introduçao

O objetivo deste capítulo são os gramados para aplicação em Campo de Golfe. Conforme Metcalf e Eddy, 2007 a média dos campos de golfe nos Estados Unidos é de 61ha

(610.000m2) sendo o mais encontrado campos com 32ha a 40ha. No Brasil campos de golfe que existem e estao sendo construidos sao de 18 buracos com área de 75ha.

O consumo de água dos campos de golfe americanos variam de 230.000m3/ano (7,3 L/s) até 380.000m3/ano (12 L/s) e devido a este enorme consumo de água de irrigação que alguns estados americanos obrigam o uso da água de esgotos tratada, ou seja, a água de reúso. 21.2 Campo de Golfe

Nas Figuras (21.1) a (21.3) podemos ver os esquemas de campo de golfe conforme Neufert, 1974.

Figura 21.1- Exemplo de percurso em um campo de golfe Fonte: Neufert, 1974

Figura 21.2- Exemplo de percurso em um campo de golfe de Bad Wildungen. Fonte: Neufert, 1974



21-4

Figura 21.3- Exemplo de percurso em um campo de golfe em Roma Fonte: Neufert, 1974

Baseado em Neufert, 1974 teremos:

Os percursos contam-se como eixos ideais das pistas de jogo (fairway) como linhas retas ou quebradas desde o ponto de lançamento até o buraco correspondente.

Os diferentes percursos não devem se tocar e nem se cruzar, nem ser da mesma grandeza, nem ter a mesma direção, para que o vento e o sol não sejam sempre favoráveis ou prejudiciais.

O percurso total do jogo depende do comprimento dos percursos parciais: um jogo curto de 18 buracos com percurso de 100m a 250m tem um percurso aproximadamente de 5.000m. Um jogo médio com percursos de 300m a 400m tem percurso de 5.500m e um jogo de campeonato com percurso de 400 a 500m tem percurso estimado em 6.000m.

Percursos de 250m a 300m são desfavoráveis e devem-se evitar. A largura da pista deve ser de 40m a 80m com relva curta e ligeiras ondulações facilmente visíveis do

posto do jogador. Distinguem-se duas zonas de pista: 1. O árido ou terreno de lançamento, sem ser tratado e com obstáculos e 2. As proximidades dos buracos ou verdes aque são planaltos de 500m2 a 100m2 de relva

aparada com alguns obstáculos naturais (bunkers, ribanceiras). Nos verdes, lança-se a bola que roda suavemente para os buracos. A bola de 4cm de diâmetro e os

buracos têm 20cm de profundidade e 10cm de casquilho metálicos. No verde de cada buraco está situada a partida para o curso seguinte.

O ponto de lançamento é uma superficie plana e bem tratata de 40m2 a 60m2, com partidas a distância diferente para senhoras, homens e professor.

O edifício do clube, além dos vestiários para homens e senhoras, tem os compartimentos necessários para os treinadores, caddies (portatadores) e jardineiros e as correspondnetes zonas de convivio, cozinhas, etc. Perto do buraco mais afastado do edifício coloca-se as vezes um pavilhão para descanso ou refugio em caso de mau tempo, para guardar ferramentas de jardinagem, telefone, etc.

Para ajudar a manutenção do campo, instalam-se com frequência nas imediações pequenas moradias de aluguel ou casas de fim de semana para sócios do clube. 21.3 Grama usada em campo de golfe

Sem dúvida a grama mais usada em campo de golfe é a bermuda cujo nome científico é Cynodon spp. A grama bermuda tem origem da África e foi introduzida nos Estados Unidos em 1807, sendo usada

extensamente a partir de 1900. O genus Cynodum possui nove espécies com C. Dactylon sendo a mais usada.



21-5

Na África do Sul a grama bermuda tem o nome de Kweekgrass, na Austrália chamase couch grass, na India chama-se grama do diabo (devil´s grass e na Argentina chama-se gramillia.

A grama bermuda pode atingir altura de 5cm a 40cm chegando até 90cm. A grama bermuda é resistente ao pisoteio e devido a isto é muito usada em campo de golfe. A grama bermuda possui os seguintes atributos:

Excelente resistência ao calor e a seca Baixo consumo de água para irrigação Formação densa Tolerância a vários tipos de solos com faixa variável do pH Boa tolerância a salinizaçao da água Boa tolerância ao tráfego de pessoas Relativamente fácil de ser aplicada Cresce em qualquer tipo de solo, mesmo rasos Precisa de 2,54mm/dia a 7,62mm/dia de água para irrigação. 80% do sistema radicular está nos 150mm de raízes. pH entre 6,5 a 8,0. Quando pH<6,5 adicionar calcáreo. Doenças: nematoides Deve-se contrar as pestes, insetos e aplicação de fungicidas.

Foram feitos vários cruzamentos da grama bermuda nos Estados Unidos a partir de 1940 e resultaram as

seguintes gramas que são denominadas de gramas híbridas que nao produzem sementes, e sim somente mudas:

Tifflawn (1952) Tifgreen 328 (1956) Tifway 419 (1960) Tifdwarf (1965) Tifway II (1981)

A regra é a seguinte: quando você compra sementes de grama vai ter sementes e quando compra mudas

não vai ter sementes.

A grama bermuda Tiffreen 328 possui os seguintes atributos: Muito usada em campos de golfes, em jardins comerciais e em paisagismo em geral. Tolerante a seca Densa Textura fina Precisa de 25mm a 50mm de água por semana Rápida recuperação com pestes que podem ser controladas facilmente quimicamente. Funciona bem em solos com pH na faixa de 5,5 Funciona bem em solos com 112kg/ha de fósforo e 187 kg/ha de potássio que propiciará um rápido

crescimento da planta. O nitrogênio a ser aplicada está na faixa de 0,5kg/100m2 É uma planta esteril, isto é, não tem sementes. Pode ser atacada por poluição do ar onde a mesma exista havendo descoloraçao da mesma. É sensivel as mudanças de estações muito drásticas.



21-6

21.4 Gramado Na bíblia encontramos referência ao jardins usados na Pérsia e na Arábia. A palavra muito usada nos

Estados Unidos é “turf” que é derivada do Sânscrito da palavra “darbhus”, que significa solo de grama. O inicio dos gramados surgiu no século 16 ou 17. O primeiro cortador de grama foi inventado por Edwin Budding na Inglaterra em 1830. Os gramados privados da era Vitoriana na Inglaterra são famosos em todo o mundo. As gramas podem ser nativas ou importadas e quando consideradas junto com o solo são chamadas

de gramados. As gramas são da família Poaceae. Vamos dar um exemplo de como é feita a classificação das gramas, mostrando a grama Merion

Kentuchy Bluegrass conforme Tabela (21.1) Tabela 21.1- Classificação da grama Merion Kentucky Bluegrass

Reino Planta Divisão Embryophyta Subdivisão Phanaerogama Ramo Angiospermae Classe MonocotyledoneaeSubclasse Glumiforae Ordem Poales Família Poaceae Subfamília Pooideae Tribo Poeae Genus Poá Espécie Pratensis Cultivar Merion

21.5 Importância da grama

Não há dúvida da importância da grama para o paisagismo, sendo que a mesma valoriza o imóvel em 6% a 15%.

Os aspectos mais importantes do gramado são: Efeito estético e ornamental Serve para relaxação mental Bom para a recreação e esportes Reduz incêndios Evita cobras e ratos Reduz os danos de erosão no solo Reduz a temperatura de 1,1º C do que fosse de concreto Reduz a temperatura de 0,9º C do que fosse de solo nu. Reduz a poeira Reduz barulhos de 30% a 40% Melhora a qualidade das águas de chuvas Fornece oxigênio pela fotossíntese Reduz alergias (mas pode também causar alergias) Esportes em que se usam gramados: futebol, golfe, baseball e outros.

21.6 Qualidade visual e funcional.

A qualidade de uma grama pode ser visual e funcional. Qualidade visual é:

Densidade Textura Uniformidade Cor Hábitos de crescimentos Suavidade da superfície

As Figuras (21.4) e (21.5) mostram a qualidade visual das gramas.



21-7

Figura 21.4- Qualidade visual da grama

Figura 21.5- Qualidade visual da grama Qualidade funcional A qualidade funcional das gramas são:



21-8

Quantidade de raízes e a profundidade das mesmas Capacidade de recuperação da grama Aspecto verde do gramado após a poda

Figura 21.6- Qualidade funcional da grama

Figura 21.7- Qualidade funcional da grama



21-9

21.7 Gerenciamento de um gramado

Vamos usar os conceitos da cidade de Seattle, BMP Manual 2005- Best Management Practices – Turf Management. Definições: - Aeração

Como passam pessoas, veículos, tratores sobre o gramado é necessário que o mesmo seja aerado para evitar a compactação.

A aeração é feita com buracos no gramado a profundidades variadas para facilitar o movimento do ar e da água no solo.

Deve ser escolhidos os meses que são melhores para a aeração do solo, tomando-se o cuidado para não causar danos na rede de irrigação.

Geralmente a aeração e feita uma ou duas vezes por ano usando furos de 25cm a 36cm. Deve ser salientado que não existe um método de aeração que não traga algum problema.

- Fertilizante

São nutrientes orgânicos ou sintéticos que combinados basicamente com o nitrogênio (N), fósforo (P) e potássio (K) formando o que chamamos de NPK, sendo os ingredientes primários na quantia mais usada que é 5 -1 -4 respectivamente. -Poda

É o uso de determinado equipamentos para cortar a grama, ou seja, podar a grama. Muita grama cortada é retirada e parte fica no solo. -Over-seeding

Para reparar áreas doentes de gramados são usadas sementes sobre o mesmo para a recuperação. Pelo menos uma vez por ano deverá ser feito o over-seeding.

A taxa aproximada de overs-seeding é de 2,5kg/100m2 de área. -pH

O solo poderá ser acido ou alcalino e o pH do solo ideal deverá estar entre 5,5 a 7,0.

-Thatch É a camada de raízes mortas e parcialmente decomposto no gramado e que foi acumulado quando foi

feito o corte da grama com lâminas. A camada de thatch tem ¼” a ½” e pode causar problemas, pois, inibe a entrada de água e do

nutriente e pode desenvolver patógenos e portanto, deve ser removida. A remoção de thatch deve ser feita pelo menos uma vez por ano e coincidirá com o programa de

colocação de sementes e aeração do solo. Então o material orgânico que está no solo poderá formar barreira impermeável, pois criará uma

superfície anaeróbia que reduzirá a ação dos micróbios. As folhas que porventura estejam sobre a grama deverão ser retiradas.

-Top dressing

É aplicação de área na superfície do gramado para aumentar o movimento de ar e água e manter a superfície do gramado seca e firme.

-Turf ou gramado

Termo técnico aplicado a qualquer jardim ou parque gramado. Podem também ser usadas para prática de esportes 21.8 Projeto de gramado

Os gramados devem ser construídos com declividade mínima do solo de 2% para permite a drenagem e declividade máxima de 25% para permitir que os equipamentos de poda possam ser usados.

Se necessário o solo pode ser acrescido de areia para facilitar a drenagem e deixar sempre seca a superfície do gramado. A superfície seca do gramado facilita ainda a poda da grama. Notar que se acrescentamos areia em solo muito argiloso pode melhorar a drenagem porém pode ocasionar outros problemas. Deverão ser feitas pesquisas no solo para aplicação específica.



21-10

Os materiais orgânicos acrescidos ao solo natural serão decompostos em prazo de mais ou menos dois anos.

O pH do solo deve ser testado e determinado o pH e acrescido calcário se necessário. Coloque as sementes específicas na área selecionada na quantidade de kg/ha. Aplique fertilizante antes ou depois de semente, com quantidades altas de nitrogênio ns proporções:

10-2-6: 21-7-14 ou 24-4-12, etc. A aplicação de camada fina de material orgânico (mulch) é bom, mas nem sempre necessário. O

mulch aplicado deve ter menos que ¼”. Em alguns casos o mulch deve ser evitado, dependendo de como foi preparada a aplicação das sementes e irrigação.

As árvores, arbustos, etc e outras amenidades deve ser colocada cuidadosamente grama para reduzir a poda manual. O ideal é que seja rodeada de grama.

21.9 Espécies de grama

A seleção das espécies de grama que serão usadas depende de muitos aspectos, tais como drenagem baixa, muitas sombras, pouco fertilizante, etc.

As seguintes características de uso e manutenção devem ser seguidas para a seleção das sementes de gramas:

O local ideal do gramado é tenha muito sol, boa drenagem e razoável fertilidade do solo e bom para gramas perenes.

Gramados que são parcialmente sombreados ou que possuam drenagem pobre devem ser misturados os tipos de grama.

De modo geral a Kentuchy Bluegrass deve ser evitada. A grama Bermuda Tifway 419 é muito usada para futebol, pólo, beisebol, tees e fairways de campo de

golfe. A grama Bermuda Tifdwart é muito usada para greens de campo de golfe.

21.10 Poda

Distinguimos na poda o seguinte: -Freqüência

É importante para a saúde do gramado que seja monitorado quando são feitos os cortes de grama, lembrando que deve ser evitado de cortar mais de 1/3 do caule da grama.

Anti-Greens: 2 vezes por semana Tees: 2 a 3 vezes por semana Fairways: mínimo de 2 vezes por semana Roughs: 1 a 2 vezes por semana

As gramas tipo bermuda possuem crescimento maior na primavera/verão. Altura de corte

Para muitas gramas perenes a altura de corte deve ser de 38mm a 50mm. Normalmente os cortes mais baixos são usados no período de primavera/verão ou para torneios importantes.

A altura de corte de um campo de golfe pode ser assim: Anti-greens: altura de 18mm a 22mm Tees: 8mm a 12mm Fairways: 12mm a 15mm Roughs: 25mm a 35mm

21.11Much mowing

A grama cortada raramente é removida do gramado que retorna como nutriente necessário ao solo e é importante para a saúde do gramado.

Deve ser evitada a compactação do solo com as rodas do equipamento de corte de grama. Evite as áreas molhadas. Os equipamentos devem ser ajustados regularmente.

21.12 Trimming

A grama que fica perto de cercas, obras em concreto, perto de árvores devem ser preservadas. O corte pode ser mecânico ou manual e em alguns casos aplicar herbicidas para eliminar a grama. Deve-se ter cuidado com o tipo de pesticida a ser usado.



21-11

Em áreas com muita declividade cuidados especiais devem ser tomados a ser usado equipamento de corte de grama. 21.13 Edging

Quando os gramados atingem as bordas de uma superfície pavimentada temos o edging. Durante 2 a 4 vezes por ano o edging deve ter manutenção. Dependendo do local a manutenção deve ser mais cuidadosa. 21.14 Pestes

São tolerados em gramados geralmente os insetos, doenças na grama e plantas (weeds). Deverão ser tomadas as precauções para resolver o problema, principalmente com o uso de

pesticidas. 21.15 Redes de irrigação

Influencia na irrigação o tipo de solo, os ventos, a topografia, o clima da região e a estação do ano. Normalmente usam-se tubos de PVC rígido, sendo mais comum tubos de polietileno de alta, média e baixa densidade conforme podemos ver nas Figuras (21.18) a (21.11).

Não podemos irrigar demais e nem de menos. Não podemos colocar nutrientes demais, como o nitrogênio ou colocar de menos.

O diâmetro do tubo de PVC classe 15 ou classe 20 geralmente é menor ou igual a 100mm. O coeficiente C=130 de Hazen-Willians e a velocidade mínima é de 0,3m/s.

A velocidade máxima está entre 1,5m/s a 2,1m/s conforme Metcalf e Eddy, 2007. As tubulações podem ser de PVC, aço, ferro fundido dúctil e PEAD(polietileno de alta densidade). No caso de irrigação para água de reúso colocar uma tarja vermelha ou outra cor para identificar a

tubulação. Pode também ser instalados hidrantes para água de reúso caso se queira. A pressão mínima recomendada é de 42mca conforme Asano, 1998 e a máxima de 84mca. As pressões máximas e mínimas recomendadas conforme Metcalf e Eddy, 2007 estão na Tabela

(21.1. Tabela 21.1- Pressões recomendada nos Estados Unidos para irrigação

Parâmetro Pressão mínima Pressão máxima Pressão diferencial na zona de pressão 21mca 50mca Pressão estática no alto 21mca 35mca Pressão estática na parte baixa 56mca 70mca

Fonte: Metcalf e Eddy, 2007 O estado de arte da irrigação é:

Calcular a perda de água por evaporação ocorrida deste a última irrigação Informar a cada sprinkler quanto de água deve ser aplicado para substituir a perda por

evaporação Não usar muita água para não produzir runoff. Regularize a pressão em cada ponto de modo a obter uma distribuição uniforme da

irrigação. Fazer ajustamento de campo para locais com sombras, grandes declividades, etc

Conforme Asano, 1998 o valor médio encontrado nos Estados Unidos para irrigação de campos de golfe, praças públicas é 2,1mm/dia a 3,4mm/dia de irrigação de água de reúso. Dica: Asano, 1998 recomenda a média de irrigação de campo de golfe com água de reúso de 2,1mm/dia a 3,4mm/dia.

Geralmente a irrigação é feita durante o período da noite num período de 8h a 10h. As redes podem ser feitas de três maneiras básicas conforme Metcalf e Eddy, 2007:

Forma de árvore: um eixo principal e os galhos da árvore são os secundários. Forma de grelha: há um eixo principal e rede secundária que estão interligados. Forma de loop: há tubulação principal correndo pelos quatro cantos e no meio ficam as

tubulações secundárias. Deverá ser previsto descargas períodos para limpeza da rede de água tanto para água potável como

para água de reúso.



21-12

21.16 Picos de vazão Os picos de consumo de água de reúso para irrigação de landscape e campo de golfe conforme

Metcalf e Eddy, 2007 pode ser assim resumido :

Fator de pico de vazão Água de reúso Maximo por dia/ média diária Pico por hora/ máximo por dia

Irrigação para agricultura 1,5 a 2 2 a 3 Irrigação para landscape 1 a 1,5 4 a 6 Água de makeup para resfriamento 1 a 1,5 1 a 2

Fonte: Metcalf e Eddy, 2007

Asano, 1998 ressalta que o Irvine Rach que usa água de reúso para irrigação de paisagismo e campo de golfe é mais antigo é adotado Pico=2.

Quando o campo de golfe for irrigado por água de reúso é necessário que a água seja filtrada em filtros com 600μm (0,6mm)

Asano, 1998 informa que na prática existem dois picos, um deles devido a irrigação noturna do campo de golfe e outro devido a descarga de bacias sanitárias nas casas. 21.17 Reservatórios para armazenamento de água de reúso

Asano, 1998 salienta que o reservatório pode ser um lago isolado onde não entram as águas superficiais do runoff ou pode ser feito um reservatório enterrado, semi-enterrado ou apoiado ou elevado que não tenha contato com o sol cuja água deve ser clorada.

O dimensionamento será 1,5 ou 2,0 o consumo médio do dia de verão. Deverá ser observado a pior situação.

Como geralmente a maior demanda de irrigação é durante a noite deve-se prever um reservatório com volume mínimo de 5% da demanda anual.

Assim com a demanda diária de 2,1mm deveremos por hectare reservar 385m3 no mínimo para atender as flutuações, que é 5% do volume anual por hectare.

Caso haja reservatório de incêndio para ser usado com água de reúso segundo as normas americanas o volume mínimo deve ser para 4horas de incêndio com pressão de 14mca. Deve-se ter o cuidado para que o reservatório não fique muito tempo estagnado para não ficar sem cloro residual.

Uma outra recomendação de Metcalf e Eddy, 2007 para dimensionamento de reservatórios com água de reúso é que o mesmo pode ser dimensionado para :

Previsão de curto alcance: um dia ou uma semana Previsão de longo alcance: lagos Reservatório de emergência

Para previsão de curto alcance para água de reúso aconselha-se que o volume do reservatório seja do consumo de um dia ou de uma semana conforme o caso. Neste caso os reservatórios são fechados não podendo entrar o sol para não desenvolver algas.

Para previsão de longo alcance são feitos lagos e são muito grandes e impermeabilizados no fundo. Para reservatórios de emergência muitos usados em bombeamentos deve ter o cuidado para que a

água de reúso não tenha tempo de residência muito grande para não ter problemas na qualidade conforme Metcalf e Eddy, 2007.

Os problemas de armazenamento de água de reúso em reservatórios fechados conforme Metcalf e Eddy, 2007 são os seguintes:

Estagnação Odor que sai dos reservatórios principalmente de gás sulfídrico H2S Perda de cloro residual Recrescimento de organismos

Em reservatórios abertos, isto é, os lagos para armazenamento de água de reúso temos os mesmos problemas dos reservatórios fechados acrescido do desenvolvimento de águas que podem ser resolvido com sulfato de cobre. Salientamos que em alguns lugares é proibido o uso do sulfato de cobre para matar as algas.

A cor é causada pela presença de materiais úmicos que estão na água de reúso. Uma maneira de se melhorar a qualidade da água é a diluição, isto é, misturar com água de outra

procedência. Assim podemos misturar água potável na água de reúso em um reservatório. O custo de um reservatório de aço para água de reúso conforme Metcalf e Eddy, 2007 é:

C= 637 x V 0,65

Sendo: C= custo em dólar (US$) V= volume (m3)



21-13

21.18- Gerador de emergência

Deve ser sempre pensado se deverá haver ou não gerador de emergência caso haja interrupção da energia elétrica. -Aspersores

Geralmente possuem alcance de 4,6m a 24,6m, podendo chegar até 36m em áreas de campo de golfe.

Os aspersor mais usado no Brasil é de rotor. Os aspersores possuem elevação de 10cm, 12,5cm e 30cm para facilitar a irrigação e em campos de golfes podem chegar a 35cm de altura.

Os aspersores rotores para paisagismo possuem vazão que variam de 0,12 L/s a 0,03 L/s a 2,29 L/s.

-Gotejadores Primeiramente usado em Israel nos anos 60. O emissor emite gotas para realizar a irrigação. Há vários

modelos com vazões que variam de 2 litros/hora, 4 litros/hora, 8 litros/ hora e outras. É bom para pequenos espaços como vasos, maciços de plantas, etc.

Figura 21.8- Assentamentos de tubos de PVC rigido em um campo de golfe.

Figura 21.9- Assentamentos de tubos de PVC rigido em um campo de golfe. Observar a derivaçao lateral de menor diâmetro.



21-14

Figura 21.9- Assentamentos de tubos de PVC rigido em um campo de golfe. Observar a derivação lateral com um aspersor que se levanta automaticamente com a pressão da água.

Figura 21.10- Medição da água para irrigaçáo, observando-se um hidrômetro Woltman.



21-15

Figura 21.11- Válvula redutora de pressão e válvula retentora de fluxo usadas em irrigação. 21.16 Freqüência de rega

É aconselhável fazer regras periódicas para irrigação, como por exemplo, 3 vezes por semana. Conforme Paulo Antonio Azeredo Neto, os áreas mais sombreadas e com solos argilosos exigem menos rega do que as áreas ensolaradas com solo arenoso.

21.17 Horário de rega

Pode ser regado o gramado no inicio da manhã e/ou no final da tarde. Deve-se evitar o cozimento da grama quando o sol está muito forte e a grama está encharcada de

água.Em áreas sombreadas, evite regar à tarde para não favorecer o aparecimento de fungos. Geralmente a rega em campo de golfe vai de 8h a 10h por dia e é feito durante a noite.

Quantidade de água

De modo geral as gramas exigem 3mm a 5mm de água por dia.

16,18 Manutenção de campo de golfe O campo de golfe basicamente é dividido em:

Greens Anti-greens Fairways Roughs Bancas Paisagismo (árvores, arbustos e jardins)

21.19 Testes do solo para gramados

Os testes de solo importantes são: Salinidade Condutividade elétrica para se achar o TDS Quantidade de sódio SAR (sodium adorption ratio) Bicarbonato e carbonato pH Cloreto Boro Cloro Nutrientes Sólidos totais em suspensão (TSS) Turbidez



21-16

21.20 Topsoil Os solos brasileiros apresentam 1% a 2% de matéria orgânica e então se torna necessário a

complementação necessário para o bom enraizamento e desenvolvimento do gramado. Conforme http://www.itograss.com.br o topsoil é uma camada superficial de 0,20m a 0,10m onde será

plantada a grama. Utiliza-se condicionador de solos em porcentagem de 10% a 25% em mistura com areia média.

Tanto a camada de topsoil como as porcentagens da mistura condicionador e areia média podem variar dependendo da finalidade do campo esportivo: futebol, golfe, pólo, tênis ou outro esporte. 21.21Condicionadores de solos

Os condicionadores de solos aumento a capacidade de troca catiônica (CTC) do solo. Então o solo terá melhor capacidade de retenção de água diminuindo o stress hídrico e menor freqüência de irrigação. 21.22 Relação C/N

É importante a relação C/N, que é a relação da matéria orgânica com o nitrogênio.. Temos que manter um equilíbrio entre C e N 21.23 Macrófitas aquáticas

Temos plantas flutuantes, submersas e plantas emergentes. 21.24 Uso de águas de esgotos tratadas para irrigação O uso dos esgotos sanitários tratados para irrigar um campo de golfe é muito usado atualmente baseado num dos motivos abaixo relacionados:

Evitar o lançamento de esgotos em cursos de água intermitentes ou em terrenos particulares. É uma alternativa para uso de nutrientes, onde o fósforo deve ser observado. Uma boa alternativa devido a um ótimo tratamento dos esgotos Serve para irrigar campos de golfe, praças publicas e jardins dos lotes.

Ainda não temos leis brasileiras sobre o assunto e devemos usar o que está no Sinduscon, 2005. Água de Reúso Classe 3

São para águas tratadas destinadas a irrigação de áreas verdes e rega de jardins, conforme Tabela (21.1). Tabela 21.1 - Água de reúso classe 3

Estado do Texas

Para irrigação de gramado, isto é, paisagismo é exigido: BDO5 ≤ 10 mg/L Turbidez ≤ 3uT Coliformes fecais ≤ 75/100mL Análise uma vez por mês Caso a água fique armazenada mais de 24h deverá ser desinfetada.

Deverão ser monitorados os índices de:

SAR (sodium adsorption ratio) Condutividade elétrica



21-17

Boro Outros

21.25 Alternativas de plantio de gramas

Segundo www.itograss.com.br as alternativas de plantio de gramas são: Semente Sprigs Plugging Plugs Tapetes (mais comum 90% do mercado)

O sistema de sprigs e plugging ainda não é usado no Brasil, pois necessita de equipamentos apropriados. O sistema de Plugs já vem sendo usado no Brasil a mais de 10anos e não depende de equipamentos especiais.

Figura 21.12-Grass plugs: buracos onde são plantas as mudas

Figura 21.13-Mudas de grama

Figura 21.14-Plugging num gramado saudável



21-18

Figura 21.15-Tapete de grama natural

Figura 21.16-Semente de grama de jardim

Figura 21.17-Semente de gramas

Figura 21.18-Sprigs de Tifway 410 grama bermuda



21-19

21.26 Fertigation

Fertigation é a colocação de pequenas quantidades de nutrientes juntamente com a água de irrigação. Deverá ser estudado o solo com muito cuidado para tal aplicação. 21.27 Drenagem na irrigação

Os campos de golfes devem possuir um sistema de drenagem. O próprio gramado já é um biofiltro, que melhora as águas pluviais.

É muito importante uma boa drenagem num campo de golfe, pois a presença de lama, tênis molhados, lama na bola e o deslocamentos dos veículos elétricos trarão enormes restrições no campo.

Quando o buraco do campo de golfe está em terreno elevado, devemos ter em torno dele linhas de drenagem espaçadas de 7,5m. Pode haver bacias sifonadas com 4,5m de espaçamento de drenagem quando o buraco está em terreno plano.

Nos pontos baixos que devem ser identificados deve ser feita trincheiras com profundidade mínima de 46cm. Geralmente é de 0,60m.

O espaçamento entre as linhas de trincheiras depende do solo e geralmente está entre 3,00m a 7,5m. As linhas de drenagem são feitas perpendicularmente a linha do fluxo da água. As linhas de drenagem usam solo nativo, areia e não pedregulho e são envolvidos com geotêxtil. A largura das trincheiras são de 13cm a 18cm para acomodar estes materiais. A taxa de infiltração da areia varia de 76cm/hora a 203cm/hora A condutividade hidráulica do solo é importante para a determinação da tubulação principal que

conduzem as águas de drenagem a um determinado ponto. As profundidades podem variar de 0,60m a 1,80m. Muitas vezes em drenagem de campo de golfe necessitamos de fazer sifonagem e bombeamento.

Figura 21.18- Obras de drenagem de um campo de golfe.

Fonte: Green Section Record; Planning a golf course drainage projetc Patrick M; O´Obrien



21-20

Figura 21.19- Obras de drenagem de um campo de golfe. Observar os drenos são perpendiculares ao

fluxo.

Figura 21.20- Matérias de drenagem estocados.



21-21

Figura 21.21-Reservatório de retenção no campo de golfe para reter águas pluviais

Figura 21.22-Observar que a grama está assentada sobre camada de material para a zona de

raízes e a drenagem. Na Figura (21.22) a grama está sobre uma camada de solo de 300mm a qual por sua vez está sobre

uma camada de areia de 100mm. Abaixo temos 200mm de solo nativo e as tubulações de drenagem.

21.28 Viveiro de mudas (nursery)

Em loteamentos muito grande é comum se fazer um viveiro de mudas para a implantaçao do gramado. 21.29 Plano de Contingência para época de secas. Deve-se pensar sempre em um plano de contingência para a irrigação do campo de golfe, para situações de secas muito prolongada. 21.30 Evapotranspiração

Como geralmente não temos muitos dados para determinação com maior precisão a evapotranspiração, podemos usar o método de Bradley-Criddle,1975 que produz bons resultados.

UUSSGGAA PPuuttttiinngg GGrreeeenn PPrrooffiillee

1122 iinn.. 44 iinn..

44 iinn.. 88 iinn..

DDrraaiinnaaggee LLiinneess

Titleist

RRoooott ZZoonnee MMiixx CCooaarrssee ggrraaiinneedd mmaatteerriiaall ((llooaammyy ffiinnee ssaanndd –– ffiinnee ssaanndd)) ((HHyydd.. CCoonndduuccttiivviittyy >> 66 iinn..//hhrr)) IInntteerrmmeeddiiaattee LLaayyeerr ((ccooaarrssee ssaanndd –– ffiinnee ggrraavveell)) CCrruusshheedd SSttoonnee NNaattiivvee SSooiill



21-22

Exemplo 21.1 Podemos usar um loteamento conforme Tabela (21.1) que haverá irrigação para paisagismo e para o

campo de golfe. Observar que precisamos de mais água no campo de golfe. Para o mês de janeiro precisamos para o campo de golfe de 0,6mm/dia de irrigação, enquanto que

para o paisagismo comum precisamos de 0,4mm/dia, isto é, o campo de golfe gasta aproximadamente 50% a mais de água que o gramado comum.

Tabela 21.1- Resultados a serem usados em irrigaçao

Exemplo 21.2

Aplicação a área de campo de golfe com 18 buracos e com 750.000m2 para o cálculo da quantidade em milimetros que deve ser irrigada por dia mês a mês para o municipio de Itatiba no Estado de Sao Paulo.

Foi usado o Método de Blaney-Criddle para a evapotranspiração. Os cálculos foram feitos com e sem a precipitaçã efetiva Pe. O rendimento adotado para irrigação foi de 80%. O solo adotado é franco siltoso.

21.31 Salinidade

Conforme Asano, 1998 a salinidade é o maior problema no uso de água de reúso em campos de golfe. Afetará os greens os tees, pois o efeito adverso da salinidade é que a grama vai ficando com coloração marrom e amarelada.

Muitas plantas são sensitivas ao cloro e ao boro.



21-23

Fonte: Asano, 1998

21.32 Bibliografia e livros consultados -ASANO, TAKASHI. Wastewater reclamation and reuse. CRC Press, 1528páginas. ISBN 1-56676-620-6 (Volume 10). 1998. -CIDADE DE SEATTLE. BMP Manual 2005- Best Management Practices – Turf Management. -Internet-http://www.greenleafgramados.com.br/doc/informe_tecnico_01.doc -Internet-http://www.itograss.com.br/informativoverde/edicao69/mat05ed69.htm -NEUFERT, ERNST. Arte de projetar em arquitetura. Editora Gustavo Gili do Brasil, 1974, 4ª edição, 432 páginas. -O´OBRIEN, PATRICK. Planning a golf course drainage projetc. Green Section Record.

janeiro

fevereiro

março

abril maio junho julho agosto

setembro

outubro

novembro

dezembro

31 28 31 30 31 30 31 31 30 31 30 31

Precipitação (mm/mês)=P= 227 190 154 68 60 51 36 32 65 126 138 205 1351

mm/ano

Evapotranspiração mm/mês Método de Blaney-Criddle 125 102 108 89 74 66 65 82 90 110 113 125 1150

mm/ano

Ks 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75

Kd 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

Kmc 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

Coeficiente de paisagismo KL= Ks x Kd x Kmc 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75 0,75

Etc= Eto x KL (mm/mes)= 93,8 76,7 80,7 66,7 55,6 49,5 49,1 61,8 67,1 82,8 84,5 93,8

Taxa de infiltração no solo (mm/h)=solo franco siltoso com declividade de 8% a 12%

7,6 7,6 7,6 7,6 7,6 7,6 7,6 7,6 7,6 7,6 7,6 7,6

Capacidade de armazenamento no solo AWHC para solo franco siltoso 0,18 0,18 0,18 0,18 0,18 0,18 0,18 0,18 0,18 0,18 0,18 0,18

Profundidade das raízes (mm)= 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300

Água disponível para as plantas PAW (mm)= 54 54 54 54 54 54 54 54 54 54 54 54

Fator de água que pode ser extraído para solo franco siltoso MAD (%)= 40 40 40 40 40 40 40 40 40 40 40 40

Fator de água que pode ser extraído para solo franco siltoso MAD (%)= 40,08

40,09 40,10

40,11

40,13

40,13

40,14

40,12

40,11 40,09

40,09 40,08

Quantidade máxima de água que pode ser extraída pelas plantas AD (mm)=

22 22 22 22 22 22 22 22 22 22 22 22

AD em polegadas= 0,9 0,9 0,9 0,9 0,9 0,9 0,9 0,9 0,9 0,9 0,9 0,9

Precipitação em polegadas Pi= 8,9 7,5 6,0 2,7 2,4 2,0 1,4 1,3 2,6 5,0 5,4 8,1

ETC em polegadas= 3,7 3,0 3,2 2,6 2,2 1,9 1,9 2,4 2,6 3,3 3,3 3,7

Fator SF pelo SCS formula= 0,74 0,74 0,74 0,74 0,74 0,74 0,74 0,74 0,74 0,74 0,74 0,74

Pe da formula do SCS= em polegadas= 3,8 3,2 2,7 1,3 1,1 0,9 0,7 0,6 1,2 2,3 2,5 3,5

Pe em milímetros do SCS= 97,5 80,8 67,9 32,3 28,3 24,0 17,3 16,1 31,1 57,5 62,4 89,4

Precipitaçao efetiva Tabela 1.13 para solo franco siltoso=RF = 55 55 55 55 55 55 55 55 55 55 55 55

Pe= P x RF/100= 9mm) 125 105 85 37 33 28 20 18 36 69 76 113

Pe sendo 25% da precipitação= 57 48 38 17 15 13 9 8 16 31 34 51

Precipitação efetiva deve ser menor que P e Etc 57 48 38 17 15 13 9 8 16 31 34 51 338 0,25

Rendimento Ea usando Tabela (3.2)=vento 3m/s 75,0 75,0 75,0 75,0 75,0 75,0 75,0 75,0 75,0 75,0 75,0 75,0 ]

Rendimento da irrigação adotado= 0,750

0,750 0,750

0,750

0,750

0,750

0,750

0,750

0,750 0,750

0,750 0,750

NL mm/dia= (Etc - Pe)/ rendimento/ dias do mês=mm/dia 1,6 1,4 1,8 2,2 1,7 1,6 1,7 2,3 2,3 2,2 2,2 1,8

NL mm/dia sem Pe 4,0 3,7 3,5 3,0 2,4 2,2 2,1 2,7 3,0 3,6 3,8 4,0

Nl mm/semanas sem Pe=mm/semada 28 26 24 21 17 15 15 19 21 25 26 28

Taxa de irrigação admitida AR (mm/h)Tabela 3.5 para solo franco siltoso decl 8% a 12%

15,0 15,0 15,0 15,0 15,0 15,0 15,0 15,0 15,0 15,0 15,0 15,0

Tempo de operação OT=NL x 60/AR= min/semana 113 102 97 83 67 62 59 74 84 100 105 113

Dias de irrigação ID= PWR/AD= dia/semana 1,08 0,9 0,9 0,8 0,6 0,6 0,6 0,7 0,8 1,0 1,0 1,08

Dias de irrigação ID= PWR/AD= dia/semana 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0

Total por dia de irrigação Td=OT/ID=(min/dia)= 113 102 97 83 67 62 59 74 84 100 105 113

Máxima irrigação por ciclo RC= min=60 x taxa de infil/AR 30 30 30 30 30 30 30 30 30 30 30 30

Ciclo por dia C= Td/Rc= 3,7 3,4 3,2 2,7 2,2 2,0 1,9 2,5 2,7 3,3 3,5 3,7

Ciclo por dia C= Td/Rc= 4,0 3,0 3,0 3,0 2,0 2,0 2,0 2,0 3,0 3,0 3,0 4,0

Irrigação m3/h para Campo de Golfe somente 126,1

114,2 108,5

92,7 74,8 68,7 66,0 83,1 93,3 111,3

117,4 126,1

Curso de rede de esgotos Capitulo 22- Método de Blaney-Criddle, 1975


22-1

Capítulo 22 Método de Blaney-Criddle, 1975 para evapotranspiração de referência ETo

Latitude

Varejao-Silva, 2005



22-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

22.1 Introdução 22.2 Método novo de Blaney-Criddle, 1978 22.3 Evapotranspiração de referência ETo 22.4 Conclusão 22.5 Bibliografia e livros consultados



22-3

Capitulo 22- Método de Blaney-Criddle, 1975 para evapotranspiração de referência ETo 22.1 Introdução

O Método antigo de Blaney-Criddle data de 1950 e foram apontados varios erros e posteriormente foi criado o Método de Blaney-Criddle, 1975.

Recomendamos este metodo quando nao temos muito dados. 22.2 Método novo de Blaney-Criddle, 1975

O método está muito bem explicado por Varejão-Silva, 2005.

H*= f* (0,46 x T + 8,13)

Sendo: H*= lâmina de água no perÍodo de um dia (mm) T= temperatura média do mês (º C) f*= média da porcentagem diaria do fotoperiodo anual em latitudes que variam de 10º N a 35º S, conforme Tabela (22.1).

Tabela 22.1- Valores de f* para a nova fórmula de Blaney-Criddle conforme Varejão-Silva, 2005.



22-4

Tabela 22.2- Valores de a e b para a nova fórmula de Blaney-Criddle, 1975 conforme Varejão-Silva,

2005.

Exemplo 22.3 Calcular H* para o mês de janeiro para município de Guarulhos com latitude de 23,5º Sul e temperatura média do mês de janeiro de 23,7º C.

Consultando Tabela (22.1) para janeiro f*= 0,31. Aplicando a equação:

H*= f* (0,46 x T + 8,13) H*= 0,31 (0,46 x 23,7 + 8,13)=5,9mm

22.3 Evapotranspiração de referência ETo

O valor de ETo é determinado usando a Tabela (22.2) achamos os valores de a e b, onde entram as relações n/M, a umidade relativa do ar e o vento.

ETo= a + b x H*

Sendo: Eto= evapotranspiração (mm/dia)

A e b são coeficientes obtidos da Tabela (22.5) H*= calculado anteriormente (mm)

Exemplo 22.4 Calcular a evapotranspiração de referência ETo para Guarulhos sento a umidade relativa do ar média de 73%, a velocidade do vento média de 1,6m/s e a relação n/N média de 0,42.

Entrando nas Tabela (22.2) achamos razão de insolação baixa e coeficientes: a= -1,65 b= 0,98 ETo= a + b x H* ETo= -1,65 + 0,98 x H= -1,65 + 0,98 x 5,9 =4,1mm/dia

Como o mês de janeiro tem 31 dias, a ETo mensal será: ETomês= 4,1mm/dia x 31 dias= 128mm/mês

Para os restantes dos meses temos:



22-5

Tabela 22.3- Cálculo de ETo usando equação de Blaney-Criddle Cidade de Guarulhos Dias no mês Precipitação Temperatura do ar (mm) (ºC) 31 Janeiro 254,1 23,7 28 fevereiro 251,7 22,8 31 março 200,9 23,2 30 abril 58,3 21,3 31 maio 70,3 18,6 30 junho 39,0 17,5 31 julho 30,8 16,7 31 agosto 24,9 18,8 30 setembro 75,1 19,0 31 outubro 137,4 20,8 30 novembro 130,5 21,5 31 dezembro 214,7 22,9 365 Total=1487,8 Média=20,6



22-6

Tabela 22.4- Cálculo de ETo usando equação de Blaney-Criddle Cidade de Guarulhos

Latitude 23,5º Para Guarulhos

H* ETo ETo

f* (mm/dia) (mm/dia) (mm/mês) 0,31 5,9 4,1 128 0,29 5,4 3,6 102 0,28 5,3 3,5 109 0,26 4,7 2,9 88 0,25 4,2 2,4 76 0,24 3,9 2,2 65 0,24 3,8 2,1 64 0,26 4,4 2,6 81 0,27 4,6 2,8 85 0,29 5,1 3,4 105 0,30 5,4 3,6 109 0,31 5,8 4,0 125

Total=1136 22.4 Conclusão:

O novo método de Blaney-Criddle, 1975 apresentou 1136mm/ano para a evapotranspiração de referência ETo, enquanto que o método padrão de Penman-Monteith FAO, 1998 o valor de 1201mm/ano.

O erro foi somente de 5%, portanto, o resultado pode ser considerado bom.



22-7

22.5 Bibliografia e livros consultados -GOMES, HEBER PIMENTEL. Engenharia de irrigação. 2ª ed. Universidade Federal da Paraiba. Campina Grande, 1997. -SHUTTLEWORTH, W. JAMES. Evaporation, in Maidment, David R. 1993, Handbook of Hydrology. McGraw-Hill, New York, ISBN 0-07-039732-5. -VAREJAO SILVA, MARIO ADELMO. Metereologia e Climatologia. Recife, julho de 2005. versão digital.

Curso de rede de esgotos Capitulo 23- Método de Penman-Monteith FAO, 1998


23-1

Capítulo 23 Método de Penman-Monteith FAO, 1998 para evapotranspiração de referência ETo



23-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

23.1 Introdução 23.2 Nomes técnicos adotados neste trabalho 23.3 Dados de entrada 23.4 Cálculo da evopotranspiração de referência ETo 23.5 Fluxo de calor recebido pelo solo G 23.6 Pressão atmosférica P 23.7 Constante psicromlétrica 23.8 Radiação extraterrestre Ra 23.9 Distancia relativa da Terra ao Sol dr 23.10 Declinação solar 23.11 Dia Juliano 23.12 Mudanças de unidades 23.13 Rs 23.14 Rns- radiação solar extraterrestre 23.15 Tensão de saturação de vapor es 23.16 Derivada da função de saturação de vapor 23.17 Pressão de vapor de água à temperatura ambiente 23.18 Déficit de vapor de pressão D 23.19 Resistência da vegetação rs 23.20 Cálculo da radiação Rn 23.21 Radiação solar em dias de céu claro Rso 23.22 Radiação útil de curto comprimento Rns 23.23 Radiação de ondas longas Rnl 23.24 Método de Hargreaves 23.25 Radiação extraterrestre Ra 23.26 Conclusão 23.27 Bibliografia e livros consultados

18 páginas



23-3

Capítulo 23- Método de Penman-Monteith FAO, 1998 para evapotranspiração de referência ETo 23.1 Introdução

A evaporação é um fenômeno muito importante na natureza, assim como a transpiração das plantas.

Figura 23.1- Troca molecular entre a superfície do líquido e o vapor d´água. Não são todas as moléculas que atingem a superfície são capturadas,

mas algumas se condensam a uma taxa proporcional a pressão de vapor: as moléculas com bastante energia se vaporizam a uma taxa determinada pela temperatura da superfície.

Fonte: Shuttleworth in Maidment, 1993

O Método de Penman-Monteith FAO (Food and Agriculture Organization of the United Nation-Organização das Nações Unidas para a Agricultura e Alimentação) é destinado ao cálculo da evapotranspiração de referência ETo em mm/dia, sendo a cultura de referência um gramado com 12cm de altura, praticamente a grama batatais. É considerado também o albedo de 0,23 e a resistência superficial de 70s/m. É o método padrão da FAO.

O método é ótimo, pois considera a influência dos estomas à transpiração e a influência da resistência aerodinâmica de uma certa cultura à passagem de massas do ar. 23.2 Nomes técnicos adotados neste trabalho

ETo=evapotranspiração de referência (mm/dia) ETc= evapotranspiração da cultura (mm/dia). Nota “c” vem de crop, ou seja, plantação.

23.3 Dados de entrada

Os dados de entrada do Método de Penman-Monteith, FAO,1998 são os seguintes: 1. Temperatura máxima em ºC 2. Temperatura mínima em ºC 3. Velocidade do vento a 2m de altura u2 em m/s 4. Umidade relativa do ar máxima (%) 5. Umidade relativa do ar mínima (%) 6. Relação n/N 7. Latitude em graus. Para latitude norte: positivo. Para latitude sul: negativo. 8. Altitude z em m

Um dos grandes problemas do Método de Penman-Monteith, 1998 é que são necessários muitos

dados de entrada, entretanto, há maneiras de resolver o problema, mas são necessários sempre a temperatura máxima e a temperatura mínima.



23-4

23.4 Cálculo da evapotranspiração de referência ETo.

Shuttleworth, 1993 in Maidment cita a Equação (23.1), salientando que a mesma não é a equação original de Penman-Monteith e sim uma equação na qual alguns termos foram desprezados e informa ainda que tal equação é por ele recomendada para os cálculos de evaporação.

Em outras publicações a Equação (23.1) é chamada de Equação de Penman- Monteith FAO, 1998 e também é recomendada pela EMBRAPA.

O método de Penman-Monteith FAO, 1998 é considerado o método padrão pela FAO e altamente recomendado.

ETo= [0,408 Δ (Rn – G) + γ x 900 x u2 x (es-ea) /(T+273)] / ( Δ + γ (1+0,34 x u2) (Equação 23.1)

Sendo: ETo= evapotranspiração de referência (mm/dia) γ = constante psicrométrica (kPa/ºC) Δ = derivada da função de saturação de vapor de água (kPa/ºC) Rn= radiação útil recebida pela cultura de referência (MJ/m2 xdia) G= fluxo de calor recebido pelo solo (MJ/m2 x dia) u2= velocidade do vento a 2m de altura (m/s) T= temperatura média do ar no mês (º C) es= tensão de saturação de vapor de água (kPa) ea= tensão de vapor da água atual (kPa) es-ea= déficit de vapor de pressão de saturação (kPa) 23.5 Fluxo de calor recebido pelo solo G

Conforme Shuttleworth, 1993, o fluxo de calor recebido pelo solo pode ser estimado por: Na prática se usam as temperaturas médias mensais dos meses.

G= 0,14 (Ti – T i-1) /2,45 (para período de um mês) Sendo: G= fluxo de calor recebido durante o período considerado (MJ/m2 x dia) Ti = temperatura do ar no mês (ºC) T i-1= temperatura do ar no mês anterior (ºC) O valor de G tem sinal. Quando a temperatura do mês é maior que a anterior é positivo, caso

contrario será negativo.

Dica: geralmente o valor de G é muito baixo e supomos G =0, conforme sugere Shuttleworth, 1993. Exemplo 23.1 Calcular o fluxo de calor recebido pelo solo no mês de abril sendo: Março 14,1 ºC Abril 16,1 ºC

G= 0,14 (Ti – T i-1) / 2,45 G= 0,14 (16,1- 14,1) = 0,28MJ/m2 x dia

Nota: G poderá ser positivo ou negativo. 23.6 Pressão atmosférica P

A pressão atmosférica depende da altitude z. P= 101,3 x [(293- 0,0065 x z)/ 293] 5,26

Sendo: P= pressão atmosférica (kPa)



23-5

z= altura acima do nível do mar (m) Exemplo 23.2 Calcular a pressão atmosférica de um local com altitude z=770m.

P= 101,3 x [(293- 0,0065 x z)/ 293] 5,26 P= 101,3 x [(293- 0,0065 x 770)/ 293] 5,26 P= 92,5 kPa

23.7 Constante psicrométrica γ A constante psicrométrica γ é dada pela equação:

γ = 0,665x 10-3 x P Sendo: γ = constante psicrométrica (kPa/º C) P= pressão atmosférica (kPa) Exemplo 23.3 Calcular a constante psicrométrica γ para pressão atmosférica P= 92,5 kPa

γ = 0,665x 10-3 x P γ = 0,665x 10-3 x92,52=0,062 kPa/ºC

23.8 Resistência dos estômatos

Estômatos são poros nas folhas das plantas com dimensões que variam de 10-5m a 10-4m, os quais abrem e fecham em resposta a estímulos ambientais, permitindo a entrada de dióxido de carbono a ser assimilado durante a fotossíntese e a saída de vapor de água formando o fluxo de transpiração.

Os poros estomáticos controlam o fluxo de CO2 para as plantas para ser assimilado durante a fotossíntese e o fluxo de água para a atmosfera que é o fluxo de transpiração.

Define-se LAI (Leaf Área Índex) como a razão da superfície das folhas com a projeção da vegetação na superfície do solo em m2/m2. O valor LAI varia de 3 a 5 conforme o tipo de vegetação e densidade.

Figura 23.2- Transpiração por difusão molecular do vapor de água através das aberturas dos estômatos de folhas secas. O ar dentro das cavidades dos estômatos está saturada na temperatura da folha e o vapor d’água difuso através da abertura do estômato vai para atmosfera menos saturante contra a resistência do estômato, para cada planta é chamada de superfície de

resistência RS. Fonte: Shuttleworth in Maidment, 1993



23-6

Figura 23.3- Variação da LAI

Fonte: FAO, 1998 A resistência dos estômatos é:

rs= 200/ LAI= 200/ LAI Conforme Shuttleworth in Maidment, 1993 o valor de LAI pode ser estimado para as culturas de

grama e alfafa. LAI= 24 x hc 0,05m<hc<0,15m grama LAI= 5,5+ 1,5 ln(hc) 0,10m<hc<0,50m alfafa

Para um gramado com 0,12m de altura temos:

rs= 200/ LAI= 200/ (24x0,12)= 200/2,9=69 s/m A FAO, 1998 adota rs=70 s/m

Shuttleworth, 1993 compara a resistência com a resistência da energia elétrica usando a Lei de

Ohm, onde a tensão U é igual a resistência R multiplicada pela corrente. U=Rx I e R= U/I

Semelhantemente teremos para o estomata de uma folha: E= k(es-e)/ rs

Onde a pressão de vapor é proporcional ao fluxo de valor E. 23.9 Albedo

Conforme FAO, 1998 uma considerável parte da radiação solar é refletida. A fração α é denominada albedo, que é muito variável para diferentes superfícies e do ângulo de incidência à superfície com declividade.

O albedo pode ser grande como α=0,95 para uma neve recém caída ou pequeno como α=0,05 de um solo nu molhado. Uma vegetação verde tem um albedo entre 0,20 a 0,25. A grama usada como vegetação de referência, tem albedo α=0,23.

Chin, 2000 apresenta uma a Tabela (23.1) do albedo conforme o tipo de cobertura do solo.

Tabela 23.1- Valores do albedo α conforme a cobertura do solo Cobertura do solo Albedo α Superfície da água 0,08 Floresta alta 0,11 a 0,16Cultura alta 0,15 a 0,20Cultura de cereais 0,20 a 0,26Cultura baixa 0,20 a 0,26Gramado e pastagem 0,20 a 0,26Solo nú molhado 0,10 Solo nú seco 0,35

Fonte: Chin, 2000



23-7

23.10 Radiação extraterrestre Ra A radiação solar extraterrestre Ra no topo da atmosfera em (MJ/m2 x dia) pode ser estimada por: Ra= (24x60/PI) x dr x Gscx [ws x sen (Φ) x sen (δ )+ cos(δ ) x cos(Φ) sen (ws)].

Sendo: Ra= radiação solar no topo da atmosfera ou radiação extraterrestre (MJ/m2 x dia) Gsc= constante solar= 0,0820 MJ/m2 x min ws= ângulo solar (rad) Φ= latitude (rad) δ =declinação solar (rad) dr= distância relativa da Terra ao Sol (rad)

Figura 23.4- Balanço da radiação na superfície da Terra. A radiação St que incide no topo da atmosfera So alcança o solo e algumas Sd indiretamente são refletidas pelo ar e pelas nuvens. A proporção α do albedo é refletida. As ondas de radiação longa Lo é parcialmente compensada pela radiação de onda longa Li. Si é tipicamente 25 a 75% de So, enquanto So pode variar entre 15 a 100% de St; Ambas são influenciadas pela cobertura das nuvens. O valor α é tipicamente 0,23 para superfície de terra e 0,018 para superfície de água.

Fonte: Shuttleworth in Maidment, 1993

Figura 23.1- Energia disponível para evapotranspiração da cultura

Fonte: USA, Soil Conservation Service (SCS) , 1993



23-8

23.11 Distância relativa da Terra ao Sol dr

Mas a dr é a distância relativa da terra ao sol que é fornecida pela equação em radianos: dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x PI / 365) x J]

Sendo: dr= distância da terra ao sol (rad) J= dia Juliano que varia de 1 a 365dias.

N= (24/ PI) x ws Mas:

ws= arccos [-tan(Φ) x tan (δ )] Sendo: ws= ângulo da hora do por do sol em (rad) Φ= latitude do local considerado. Positivo no hemisfério norte e negativo no hemisfério Sul (Cuidado!). Para Guarulhos Φ=- 23º e 30min = -23,5º (hemisfério sul é negativo). Também deve estar em (rad). δ = declinação solar (rad) N= número de horas de luz solar em um dia (h) 23.12 Declinação solar δ (rad)

A declinação solar δ pode ser calculada por: δ= 0,409 x sen [( 2x PI/ 365) x J - 1,39]



23-9

23.13 Dia Juliano

Vai de 1 a 365 dias. Geralmente é o meio do mês contado deste o dia primeiro. Usaremos como base sempre o dia 15 de cada mês.

Assim para janeiro o dia Juliano é 15; para fevereiro é 46; para março é 74 e para abril 105 e assim por diante conforme Tabela (23.2). Usamos a planilha Excel da Microsoft com a função TRUNCAR

=TRUNCAR (Coluna 1 x 30,5 – 14,6) dará o valor 15 e assim por diante.

Tabela 23.2-Dia Juliano Ordem Mês Dia Juliano (1 A 365)

Coluna 1 Coluna 2 Coluna 3 =TRUNCAR (Coluna 1 x 30,5 -14,6 1 Janeiro 15 2 Fevereiro 46 3 Março 74 4 Abril 105 5 Maio 135 6 Junho 166 7 Julho 196 8 Agosto 227 9 Setembro 258 10 Outubro 288 11 Novembro 319 12 Dezembro 349



23-10

Tabela 23.2- Calendário do dia Juliano

Fonte: USA, SCS, 1993 Exemplo 23.4 Calcular a declinação solar para o mês de março em local.

O dia Juliano para o mês de março conforme Tabela (23.1) é J=74dias. δ= 0,4093 x sen [( 2x PI/ 365) x J - 1,405] δ= 0,4093 x sen [( 2x 3,1416/ 365) x 74 - 1,405]= - 0,040 rad


23 graus + 30min/ 60 = 23 + 0,5= 23,5º Primeiramente transformemos Φ= 23,5º em radianos:

Radiano= -23,5º x PI / 180=-23,5 x 3,1416/180=-0,410= Φ ws= arccos [-tan(Φ) x tan (δ )]

ws= arccos [- tan(-0,410) x tan (-0,040 )]= 1,59rad



23-11

Exemplo 23.6 Calcular a distância relativa da terra ao sol para o mês de março, sendo o dia Juliano J=74

dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x PI / 365) x J] dr= 1 + 0,033 x cos [(2 x 3,1416 / 365 x 74]

dr=1,010 rad Exemplo 23.7 Calcular o número máximo de horas de sol por dia N em horas para o mês de março sendo ws= 1,59 rad

N= (24/ PI) x ws N= (24/ 3,1416) x 1,59=12,1h

Figura 23.5- Dispositivo para achar o valor de n denominado Campbell Stokes http://www.russell-scientific.co.uk/meteorology/campbell_stokes_sunshine_recorder.html

Exemplo 23.8 Calcular a relação n/N sendo N= 12,1h e n=5h Nebulosidade = n/N = 5/ 12,1= 0,41 ou seja 41%

O valor de “n” pode ser medido no local usando o dispositivo da Figura (23.5). Exemplo 23.9 Calcular a radiação solar extraterrestre Ra para o mês de março para local com latitude sul de Φ=-23,5º = -0,410 , ws= 1,59rad δ= - 0,040 rad e dr=1,009rad Ra= (12 x 60/PI) x Gsc x dr x [ws x sen (Φ) x sen (δ )+ cos(δ ) x cos(Φ) sen (ws)] Ra= (12 x 60/PI) x 0,0820x 1,009 x [1,59 x sen (-0,410) x sen (-0,040 )+ cos(-0,040 ) x cos(-0,410) sen (1,59)]= 36,03 MJ/m2xdia



23-12

23.14 Mudança de unidades

A radiação solar pode ser expressa em mm/dia e MJ/m2 x dia através da seguinte equação: Para transformar MJ/m2 x dia para mm/dia.

Rn (mm/dia) = 1000 x Rn x (MJ/m2 x dia) / (ρw x λ) = Rn x(MJ/m2 x dia) / λ Sendo: ρw= massa específica da água (1000kg/m3) λ= calor latente de vaporização em MJ/kg. Geralmente λ=2,45. λ = 2,501- 0,002361 x T T= temperatura em graus centígrados.

Para transformar mm/dia para MJ/m2 x dia. Rn (MJ/m2 x dia) = Rn x (mm/dia) x λ

Exemplo 23.10 Mudar as unidades de 15mm/dia para MJ/m2 x dia do mês de março que tem temperatura de 23,2º. Primeiramente calculemos o calor latente de vaporização λ.

λ = 2,501- 0,00236 x T Sendo: λ = calor latente de evaporação (MJ/kg) T= temperatura média mensal º C. λ = 2,501- 0,00236 x23,2 =2,45 MJ/kg So= 15mm/dia (exemplo de unidade a ser mudada)

So (mm/dia) = 1000 x So x (MJ/m2 x dia) / (1000 x λ) = So x(MJ/m2 x dia) / λ So (MJ/m2 x dia) = So (mm/dia) x λ = 15 x 2,45= 36,75 MJ/m2 x dia

23.15 Rs

Figura 23.1- Radiação

Fonte: FAO, 1998

Rs= (as + bs x n /N )x Ra



23-13

Exemplo 23.11 Calcular a energia total incidente sobre a superfície terrestre Rs, sendo dado n/N=0,42 e as= 0,25 e bs= 0,50 e Ra=36,75 MJ/m2 x dia Ra= radiação solar extraterrestre (MJ/m2 xdia) Rs= (as + bs x n /N )x Ra

Rs= (0,25 + 0,50 x 0,42 )x 36,75= 16,9 MJ/m2 x dia

Figura 23.6- Os componentes do balanço de energia de um volume abaixo da superficie do solo com a altura na água a radiação é determinada.

Fonte: Shuttleworth in Maidment, 1993 23.16 Tensão de saturação de vapor es.

Depende da temperatura do ar. es= 0,61 x exp [17,27 x T/ (237,3 + T)]

Sendo: es= tensão de saturação de vapor (kPa) T= temperatura média do mês (ºC) exp= 2,7183... (base do logaritmo neperiano) Exemplo 23.12

Calcular a tensão de saturação de vapor es para o mês de março sendo a temperatura de 23,2ºC. es= 0,6108 x exp [17,27 x T/ (237,3 + T)] es= 0,6108 x exp [17,27 x 23,2/ (237,3 + 23,2)] es=2,837 kPa

23.16 Derivada da função de saturação de vapor Δ

Δ = 4098 x es / (237,3 + T) 2

Sendo: Δ=derivada da função de saturação de vapor de água (kPa/ºC) es=tensão de saturação de vapor (kPa) T= temperatura média do mês (ºC)



23-14

Exemplo 23.13 Calcular a derivada da função de saturação de vapor de água Δ para o mês de março com temperatura média mensal de 23,2ºC e tensão de saturação de vapor es=2,837kPa.

Δ = 4098 x es / (237,3 + T) 2

Δ = 4098 x 2,837 / (237,3 + 23,2) 2

Δ = 0,171 kPa/ºC

23.17 Pressão de vapor da água à temperatura ambiente ea= (UR /100) x es

Sendo: ea= pressão de vapor de água a temperatura ambiente (kPa) UR= umidade relativa do ar média mensal fornecida (%) es= tensão de saturação de vapor (kPa) Exemplo 23.14 Calcular a pressão de vapor de água à temperatura ambiente para o mês de março sendo T= 23,2º C e es=2,837 kPa e a umidade relativa do ar UR= 75%

ea= (UR /100) x es ea= (75 /100) x 2,837 =2,120 kPa

23.18 Déficit de vapor de pressão D

D= es – ea Sendo: D= déficit de vapor de pressão (kPa) es= tensão de saturação de vapor (kPa) ea= pressão de vapor da água à temperatura ambiente (kPa) Exemplo 23.15 Calcular o déficit de vapor de pressão D para o mês de março sendo es=2,837 kPa e ea= 2,120 kPa.

D= es – ea D= 2,837 – 2,120=0,717 kPa

23.19 Cálculo da Radiação Rn

A radiação Rn é a diferença entre a radiação que entra Rns e a radiação que sai Rnl. Rn= Rns - Rnl

23.20 Radiação solar em dias de céu claro Rso

É fornecida pela equação: Rso= (0,75 + 2 x 10 -5 x z ) x Ra

Sendo; Rso= radiação solar em dias de céu claro (MJ/m2xdia) z= altura do local em relação ao nível do mar (m) Ra= radiação solar extraterrestre (MJ/m2 xdia) Exemplo 23.16 Calcular o valor de Rso para município com altura z=770m e Ra já calculado para o mês de março de 36,03MJ/m2xdia.

Rso= (0,75 + 2 x 10 -5 x z ) x Ra Rso= (0,75 + 0,00002 x 770 ) x 36,0= 27,58 MJ/m2xdia



23-15

23.21 Radiação útil de curto comprimento Rns Rns= (1- α) x Rs

Exemplo 23.17 Calcular a radiação solar extraterrestre Rns, sendo a energia total incidente sobre a superfície terrestre Rs= 16,9 MJ/m2 x dia e o albedo α =0,23.

Rns= (1- α) x Rs Rns= (1- 0,23) x 16,9= 12,7 MJ/m2 x dia

A radiação útil de curto comprimento de onda Rs pode ser calculada por:

Rns= (1- α) x Rs Rs= (as + bs x n /N )x Ra = (0,25 + 0,50 x n /N ) x Ra

Sendo: α= albedo. Para solo gramado α=0,23 as=0,25 e bs=0,50 são coeficientes que para climas médios n= número de horas de sol por dia (h) N= número máximo de horas de sol por dia (h) n/N= nebulosidade ou fração de luz. Pode também ser fornecido em porcentagem. É uma medida qualitativa não muito precisa. Para Guarulhos a média é n/N= 0,42, ou seja, 42%. Ra= radiação solar extraterrestre (MJ/m2 xdia) Rs= radiação solar de entrada. Energia total incidente sobre a superfície terrestre (MJ/m2xdia) Rns= radiação de curto comprimento (MJ/m2xdia) 23.22 Radiação de ondas longas Rnl

Rnl= σ x [ (Tmax4 + Tmin4)/2]x (0,34-0,14x ea 0,5)x [(1,35 x Rs/Rso – 0,35] Sendo: Rnl= radiação solar de ondas longas (MJ/m2 x dia). ea= pressão atual de vapor (kPa) Rs= radiação solar (MJ/m2xdia) Rso= radiaçao solar em dias de céu claro (MJ/m2xdia) Rs/Rso= radiação de onda curta limitada a ≤ 1,0. σ=constante de Stefan-Boltzmann=4,903 x 10 -9 MJ/(m2 K4) Tmax= tmax(ºC) + 273,16. Em graus Kelvin: K= ºC + 273,16 Tmini= tmin (ºC)+ 273,16 Exemplo 23.18 Calcular a radiação de onda longa “Ln” para o mês de março sendo: Tmin=15,3 ºC Tmax= 31,7ºC ea= 2,40kPa Rs= 16,63 MJ/m2xdia Rso= 27,58 MJ/m2xdia Rs/Rso= 0,60 <1 OK. Rnl= σ x [ (Tmax4 + Tmin4)/2]x (0,34-0,14x ea 0,5)x [(1,35 x Rs/Rso – 0,35] Rnl= 4,903 x 10-9 x [((31,7+273,16)4 + (15,3+273,16)4)/2]x (0,34-0,14x 2,40,5)x [(1,35 x 0,60 – 0,35] = 2,18 MJ/m2x dia Rnl= 2,18 MJ/m2xdia



23-16

Exemplo 23.19 Calcular a evapotranspiração potencial pelo método de Penman-Monteith FAO, para o mês de março, município de Guarulhos, com velocidade de vento a 2m de altura de V= 1,5m/s. Consideramos G=0.

ETo= [0,408 Δ (Rn – G) + γ x 900 x u2 x (es-ea) /(T+273)] / ( Δ + γ (1+0,34 x u2) (Equação 23.2)

Sendo: ETo= evapotranspiração potencial (mm/dia) γ = constante psicrométrica (kPa/ºC) Δ = derivada da função de saturação de vapor de água (kPa/ºC) Rn= radiação útil recebida pela cultura de referência (MJ/m2 xdia) G= fluxo de calor recebido pelo solo (MJ/m2 x dia) u2= velocidade do vento a 2m de altura (m/s) T= temperatura média do ar no mês (º C) es= tensão de saturação de vapor de água (kPa) ea= tensão de vapor da água atual (kPa) es-ea= déficit de vapor de pressão de saturação (kPa)

Os cálculos de janeiro a dezembro estão nas Tabela (23.3) a (23.8). Tabela 23.3- Método de Penman-Monteith – FAO

Dias no mês Precipitação Temp max

Temp min

( Media

ºC) (mm) 23,9 31 Janeiro 254,1 32,6 16,0 24,7 28 fevereiro 251,7 31,8 16,2 24,0 31 março 200,9 31,7 15,3 24,0 30 abril 58,3 30,0 12,8 22,5 31 maio 70,3 27,9 9,7 19,3 30 junho 39,0 26,3 8,3 18,2 31 julho 30,8 26,8 8,1 17,8 31 agosto 24,9 29,3 8,6 19,6 30 setembro 75,1 31,5 9,7 20,2 31 outubro 137,4 32,3 12,2 21,8 30 novembro 130,5 32,1 12,8 22,5 31 dezembro 214,7 32,3 15,0 23,9 365 1487,8



23-17

Tabela 23.4- Método de Penman-Monteith – FAO

UR umidade média relativa do ar

Umidade Saturação U2 Velocidade do ar

%

n/N

kPa kPa m/s 75 0,31 2,54 3,37 1,5 75 0,39 2,44 3,28 1,6 75 0,42 2,40 3,21 1,5 73 0,47 2,09 2,86 1,5 75 0,47 1,85 2,48 1,4 75 0,49 1,70 2,26 1,3 73 0,49 1,67 2,30 1,5 68 0,53 1,78 2,60 1,4 72 0,37 2,09 2,91 1,7 73 0,35 2,29 3,12 1,9 73 0,37 2,28 3,13 1,9 74 0,33 2,42 3,27 1,7 73 0,42 Média= 1,6


λ Albedo Dia Juliano dr delta Latitude (MJ/kg) gramado ( 1 a 365) (rad) (rad) Guarulhos

2,50 0,23 15 1,032 -0,373 -23,5 2,44 0,23 46 1,023 -0,236 -23,5 2,44 0,23 74 1,010 -0,054 -23,5 2,45 0,23 105 0,992 0,160 -23,5 2,46 0,23 135 0,977 0,325 -23,5 2,46 0,23 166 0,968 0,406 -23,5 2,46 0,23 196 0,968 0,377 -23,5 2,45 0,23 227 0,976 0,244 -23,5 2,45 0,23 258 0,991 0,043 -23,5 2,45 0,23 288 1,008 -0,164 -23,5 2,45 0,23 319 1,023 -0,332 -23,5 2,44 0,23 349 1,032 -0,407 -23,5



23-18


Latitude ws N Altitude z atmos rs Ra (rad) (rad) (h) D(m) kPa s/m MJ/m2xdia-0,410 1,74 13,31 770,00 92,52 70 42,46 -0,410 1,68 12,80 770,00 92,52 70 40,10 -0,410 1,59 12,18 770,00 92,52 70 36,03 -0,410 1,50 11,46 770,00 92,52 70 30,12 -0,410 1,42 10,88 770,00 92,52 70 24,91 -0,410 1,38 10,56 770,00 92,52 70 22,18 -0,410 1,40 10,68 770,00 92,52 70 23,08 -0,410 1,46 11,17 770,00 92,52 70 27,29 -0,410 1,55 11,86 770,00 92,52 70 33,13 -0,410 1,64 12,55 770,00 92,52 70 38,23 -0,410 1,72 13,15 770,00 92,52 70 41,56 -0,410 1,76 13,44 770,00 92,52 70 42,85


Rs Rso Rs/Rso Rsn Rnl Rn=Rns - Rnl Δ MJ/m2xdia MJ/m2 x dia MJ/m2 x dia MJ/m2 x dia MJ/m2x dia (kPa/ ºC)

17,23 32,50 0,53 13,26 1,65 11,62 0,1858 17,76 30,69 0,58 13,67 2,00 11,67 0,1795 16,63 27,58 0,60 12,81 2,18 10,63 0,1788 14,62 23,05 0,63 11,25 2,58 8,68 0,1652 12,11 19,07 0,64 9,33 2,71 6,61 0,1396 10,98 16,98 0,65 8,46 2,89 5,57 0,1315 11,46 17,67 0,65 8,83 2,93 5,89 0,1283 14,11 20,89 0,68 10,86 3,09 7,77 0,1416 14,35 25,36 0,57 11,05 2,09 8,96 0,1465 16,32 29,26 0,56 12,56 1,93 10,63 0,1596 18,01 31,81 0,57 13,87 2,00 11,87 0,1653 17,80 32,80 0,54 13,71 1,78 11,92 0,1781



23-19


Constante psicrométrica temp ar troca radiação

com o solo G Penman- Monteih FAO

PM FAO

graus C γ G ETo ETo 23,7 (kPa/C) (MJ/m2 x dia= (mm/dia) (mm/mês) 24,7 0,061528 0,141 4,0 123 24,0 0,061528 -0,093 4,0 113 24,0 0,061528 -0,011 3,7 115 22,5 0,061528 -0,210 3,2 95 19,3 0,061528 -0,439 2,5 76 18,2 0,061528 -0,151 2,0 61 17,8 0,061528 -0,062 2,2 68 19,6 0,061528 0,252 2,8 87 20,2 0,061528 0,087 3,3 98 21,8 0,061528 0,224 3,7 116 22,5 0,061528 0,093 4,1 123 23,9 0,061528 0,197 4,1 126

Total=1201

23.23 Método de Hargreaves A FAO, 1998 cita o método de Hargreaves: ETo= 0,0023 x (Tmédio + 17,8) x (Tmax- Timin) 0,5 x Ra

Sendo: ETo= evapotranspiração de referência pela fórmula de Hargreaves (mm/dia) Tmédio= temperatura média em º C Tmax= temperatura máxima em ºC Tmin= temperatura mínima em ºC Ra= radiação extraterrestre (mm/dia) 23.24 Radiação extraterrestre Ra

A radiação solar extraterrestre Ra no topo da atmosfera em (MJ/m2 x dia) pode ser estimada por: Ra= (24x60/PI) x dr x Gscx [ws x sen (Φ) x sen (δ )+ cos(δ ) x cos(Φ) sen (ws)].

Sendo: Ra= radiação solar no topo da atmosfera ou radiação extraterrestre (MJ/m2 x dia) Gsc= constante solar= 0,0820 MJ/m2 x min ws= ângulo solar (rad) Φ= latitude (rad) δ =declinação solar (rad) dr= distância relativa da Terra ao Sol. (rad)

A FAO recomenda o uso do Método de Hargreaves após calibração do mesmo com a equação: ETo= a + b x ETo Hargreaves Para o município de Guarulhos através de análise de regressão linear comparando o valor do

Método de Penman-Monteith FAO, 1998 com o Método de Hargreaves fornece: ETo= a + b x ETo Hargreaves ETo= 16,04 + 0,52 x ETo Hargreaves (mm/mês) com R2=0,97 OK.



23-20

23.25 Conclusão:

O método de Penmam-Monteith FAO, 1998 é o método padrão que forneceu 1201mm/ano para Guarulhos para o cálculo da evapotranspiração de referência ETo.


-OLIVEIRA, RODRIGO PROENÇA. Cálculo da evapotranspiração potencial. Portugal, 1998, -CHIN, DAVID A. Water Resources Engineering. Prentice Hall, 2000. 750páginas, ISBN 0-201-

35091-2. New Jersey. -SHUTTLEWORTH, W. JAMES. Evaporation, in Maidment, David R. 1993, Handbook of

Hydrology. McGraw-Hill, New York, ISBN 0-07-039732-5. -FAO (FOOD AND AGRICULTURE ORGANIZATION OF THE UNITED NATION). Crop

evapotranspiration guidelines for computing crop water requirements FAO- Irrigation and drainage paper 56.Rome, 1998. ISBN 92-5-1042105.

-USA, SOIL CONSERVATION SERVICE, setembro 2003 Chapter 2 – Irrigation water requirements, 310 páginas

Curso de esgoto Capitulo 24- Ligação de esgoto sanitário

Engenheiro civil Plínio Tomaz [email protected] 10/06/2008

24-1

Capítulo 24-Ligação de esgoto sanitário



24-2

Capitulo 24 Ligação de esgoto sanitário 24.1 Introdução

O objetivo é dimensionar os coletores prediais de esgoto sanitário e verificar a existência da caixa de gordura, a existência de tubo de ventilação e as dimensões da caixa de inspeção. Os valores da demanda bioquímica de oxigênio (DBO) para diferentes tipos de águas residuárias estão na Tabela (24.1).

Tabela 24.1- Valores de Demanda Bioquímica de Oxigênio (DBO) para diferentes tipos de águas residuárias.

Águas residuárias DBO (mg/L)

Esgotos sanitários 200 a 600 Efluentes de alimentos- enlatados 500 a 2000 Efluentes de cervejarias 500 a 2000 Efluentes de processamento de óleo comestível 15000 a 20000 Efluente de destilaria de álcool (vinhaça) 15000 a 20000 Percolado de aterros sanitários (chorume) 15000 a 20000 Efluentes de matadouros (sem recuperação de resíduos) 30000 Efluente de laticínios (sem recuperação de soro de queijo) 40000 a 48000

Fonte: Mendes et al, 2005 www.scielo.br 24.2 Objetivos

O sistema de coleta de esgotos públicos termina na caixa de inspeção que faz parte do sistema. O sistema de instalação predial termina na caixa de inspeção.

As concessionárias públicas de esgotos tem quatro funções principais: 1. Dimensionar o coletor predial que vai da caixa de inspeção a rede pública. 2. Verificar se as instalações possuem tubo ventilador para expelir os gases dos

esgotos. 3. Verificar se existe caixa de gordura importante para a manutenção das redes

coletoras de esgoto sanitário. 4. Verificar a localização e a qualidade da caixa de inspeção de 0,45mx0,60m. É costume brasileiro atual de não se verificar se as instalações hidráulicas sanitárias

prediais possuem erros ou não e de só verificar se há tubo ventilador, caixa de gordura e caixa de inspeção, bem como dimensionar o ramal predial de ligação de esgoto.

A NBR 8160/93 de Instalações prediais de esgoto sanitário de modo geral superdimensiona o ramal predial daí ser necessário a interferência da concessionária para o seu dimensionamento.



24-3

24.3 Tubo ventilador

Segundo a NBR 8160/1983 tubo ventilador é o tubo destinado a possibilitar o escoamento de ar da atmosfera para a instalação de esgoto e vice-versa ou a circulação de ar no interior da instalação com a finalidade de proteger o fecho hídrico dos desconectores de ruptura por aspiração ou compressão e encaminhar os gases emanados do coletor público para a atmosfera.

Os ingleses quando fizeram o sistema de rede coletora de esgotos sanitários (sistema misto) na cidade do Rio de Janeiro, tinham uma caixa especial de inspeção, que só podia ser operada por eles. Como a caixa de inspeção tinha um sifonamento, os ingleses, faziam a ventilação da rede pública, instalando tubos ventiladores nos postes públicos.

Hoje não mais é adotada a caixa especial dos ingleses, e sim a caixa de inspeção, já citada, a qual não tem sifão, devendo a ventilação ser feita pelos usuários. Na verdade toda instalação ligada à rede pública de esgoto sanitário, deverão ter tubos ventiladores, para evitar os gases, que podem tanto vir da instalação interna como da rede pública. Na prática em todas as instalações de esgotos sanitários que são dimensionadas, existe o tubo ventilador. Muitas vezes os pequenos construtores esquecem de colocar o tubo ventilador e daí surge o mau cheiro, principalmente nos banheiros, devido aos gases.

O sifão do vaso sanitário, nas caixas sifonadas e os ralos sifonados em um banheiro, não garantem a ausência total de gases. Para isto é necessário o emprego correto da caixa sifonada e do tubo de ventilação.

Segundo a NBR 8160/1983 a ventilação de esgoto deve ser projetada da seguinte forma:

a) em prédios de um só pavimento deve existir pelo menos um tubo ventilador de DN 100, ligado diretamente à caixa de inspeção ou em junção ao coletor predial, subcoletor ou ramal de descarga de um vaso sanitário e prolongado até acima da cobertura desse prédio;

b) em prédios de dois ou mais pavimentos, os tubos de queda devem ser prolongados até acima da cobertura, sendo todos os desconcentres (vaso sanitários, sifões e caixas sifonadas) providos de ventiladores individuais ligados à coluna de ventilação.

O tubo ventilador tem diâmetro mínimo de 50mm e está sempre no mínimo a 30cm

do telhado ou 2m da laje. Deve também estar distante no mínimo de 4m de uma janela. É importante salientar que as redes coletoras de esgotos sanitários sempre possuem

um espaço livre para a exalação de gases e é devido a isto que os esgotos são dimensionados para atender 0,75 do diâmetro.

Pelo espaço livre correm os gases que são liberados através dos tubos ventiladores das casas.



24-4

24.4 Caixa de gordura É importante que haja caixa de gordura em prédios de apartamentos e nas residências. As caixas de gorduras em restaurantes são importantíssimas, pois a quantidade de gorduras se forem lançadas nas redes coletoras causarão entupimentos constantes conforme já constatado. 24.5 Caixa de inspeção

Em Guarulhos, usamos caixas de inspeção que são preferencialmente instaladas dentro da propriedade do usuário e próximas do alinhamento. Elas são, na maioria das vezes, executadas em alvenaria de meio ou um tijolo, sendo que as dimensões mínimas internas são de 45cm x 60cm, com profundidade variável com objetivo de facilitar a manutenção do ramal predial que deverá ser feita sempre pela concessionária.

Normalmente quando um proprietário quer executar por conta própria a manutenção do ramal predial,irá ser rompida a curva de 90º de PVC instalada sobre a rede coletora.

A caixa de inspeção deverá ser instalada em local de fácil acesso e que possibilite a introdução dos dispositivos para desentupir o ramal predial.

A profundidade é normalmente 60cm ou 80cm, dependendo da profundidade da rede pública de esgoto sanitário. O comprimento mínimo de 60cm é ao longo do coletor predial.

O objetivo da caixa de inspeção é facilitar a desobstrução do coletor predial, isto é, o trecho que vai da caixa de inspeção até a rede pública. No caso de indústrias, a caixa de inspeção serve também para verificar o esgoto que é lançado à rede pública.

Existem também caixas pré-fabricadas de concreto, de PVC ou de Poliester. As caixas deverão facilitar a introdução de equipamentos mecânicos ou de jatos de água para desobstrução do coletor predial localizado na rua ou dentro da residência, veja Figura (24.4).

Recomenda-se para a caixa de inspeção o seguinte: • A caixa de inspeção deve ser construída junto ao muro, com paredes meio ou um tijolo; • Deve ter acabamento interno com reboque liso ou queimado; • A profundidade da caixa é variável de acordo com a profundidade da rede coletora; • Os tubos de PVC de entrada e saída devem ser colocados no mesmo nível da canaleta; • ponto de ligação deve sair da caixa em linha reta sem colocar curva; • A caixa de inspeção pode ser construída com tijolos comuns, blocos de concreto ou

concreto; • Só podem ser lançadas na rede coletora água servidas de tanque, da pia e do banheiro; • Solicitar ao concessionário a profundidade da rede coletora; • A tampa deverá ser removível • Em hipótese alguma podem ser introduzidas águas pluviais na caixa de inspeção ou no

sistema interno das instalações prediais de esgoto sanitário. • A caixa de inspeção deverá ser feita, de preferência, dentro da propriedade do usuário e

somente em último caso ser feita no passeio.



24-5

Fig. 24.4–Modelo de caixa de inspeção



24-6

24.6 Unidades Hunter de Contribuição (UHC). É o fator probabilístico numérico que representa a freqüência habitual de utilização associada à vazão típica de cada uma das diferentes peças de um conjunto de aparelhos heterogêneos em funcionamento simultâneo em hora de contribuição máxima no hidrograma unitário conforme Tabelas (24.4) a (24.7).

Tabela 24.4–Número de Unidades Hunter de Contribuição (UHC) dos Aparelhos Sanitários e Diâmetro nominais dos Ramais de Descarga

Aparelho Número de Unidades Hunter de

Contribuição (UHC)

Diâmetro Nominal do Ramal de

Descarga DN Bacia de Assento (hidroterápica) 2 40 Banheira de emergência (hospital) 4 40 Banheira de residência 3 40 Banheira de uso geral 4 40 Banheira hidroterápica-fluxo contínuo

6 75

Banheira infantil (hospital) 2 40 Bebedouro 0,5 30 Bidê 2 30 Chuveiro coletivo 4 40 Chuveiro de residência 2 40 Chuveiro hidroterápico 4 75 Chuveiro hidroterápico tipo tubular 4 75 Ducha escocesa 6 75 Ducha perineal 2 30 Lavador de comadre 6 100 Lavatório de residência 1 30 Lavatório geral 2 40 Lavatório quarto de enfermeira 2 40 Lava pernas (hidroterápico) 3 50 Lava braços (hidroterápico) 3 50 Lava pés (hidroterápico) 2 50

Fonte: ABNT NBR 8160/83



24-7

Tabela 24.7–Número de Unidades Hunter de Contribuição (UHC) dos Aparelhos

Sanitários e Diâmetro nominais dos Ramais de Descarga

Fonte: ABNT-NBR 8160/83

Nota: o diâmetro nominal deve ser considerado como diâmetro mínimo.

Aparelho

Número de Unidades Hunter de

Contribuição (UHC)

Diâmetro Nominal do Ramal de

Descarga DN

Mictório-válvula de descarga 6 75 Mictório- caixa de descarga 5 50 Mictório- descarga automática

2 40

Mictório de calha por metro 2 50 Mesa de autópsia 2 40 Pia de residência 3 40 Pia de serviço (despejo) 5 75 Pia de lavatório 2 40 Pia de lavagem de instrumentos (hospital)

2 40

Pia de cozinha industrial-preparação

3 40

Pia de cozinha industrial – lavagem de panelas

4 50

Tanque de Lavar roupa 3 50 Máquina de lavar pratos 4 75 Máquina de lavar roupa 4 75 Máquina de lavar roupa até 30 kg

10 75

Máquina de lavar roupa de 30 kg até 60 k g

12 100

Máquina de lavar roupa acima de 60 kg

14 150

Vaso Sanitário 6 100



24-8

Quando a Tabela (24.4) e (24.7) não contém o número de unidades Hunter de Contribuição de um aparelho não relacionado, adota-se o número de Hunter conforme o diâmetro nominal do ramal de descarga, conforme Tabela (24.8) Tabela 24.8-Unidades Hunter de contribuição de aparelhos não relacionados na tabela

acima.

Diâmetro nominal do ramal de descarga

DN

Número de unidades Hunter de Contribuição

30 ou menor 1

40 2

50 3

75 5

100 6 Fonte: ABNT NBR 8160/83

A NBR 8160/83 apresenta tabela para dimensionamento dos coletores prediais, baseado no número de Unidades Hunter de Contribuição. Para dimensionamento do coletor predial, segundo a norma citada, deve ser considerado apenas o aparelho de maior descarga de cada banheiro, quando o prédio for residencial.

Deve ser frisado, que para somente para prédios residenciais, deve ser usado o aparelho de maior descarga de cada banheiro, que no Brasil, usualmente é o vaso sanitário, cujo número de unidades Hunter de contribuição é 6 (seis).

A NBR 8160/83 é bem clara que prédios não residenciais, devem ser considerados todos os aparelhos contribuintes. Calculado o número total de unidades Hunter de Contribuição usando as tabelas mencionadas, entra-se em na Tabela (24.5) número da ABNT, que fornece o diâmetro do coletor predial em função da declividade em porcentagem



24-9

Tabela 24.9-Dimensionamento de coletores prediais e subcoletores segundo ABNT 8160/83

Número máximo de unidades Hunter de contribuição

Declividades mínimas (%)

Diâmetro nominal do

tubo

DN 0,5 1 2 4

100 - 180 216 250

150 - 700 840 1.000

200 1.400 1.600 1.920 2.300

250 2.500 2.900 3.500 4.200

300 3.900 4.600 5.600 6.700

400 7000 8.300 10.000 12.000 Fonte: ABNT NBR 8160/83

24.7 Dimensionamento de tubos de ligação de esgoto sanitário

Basicamente usamos a Fórmula de Manning com o coeficiente de rugosidade n= 0,010, conforme pesquisas efetuadas no Rio de Janeiro, pela Fundação Estadual de Engenharia do Meio Ambiente (FEEMA), bem como critérios de tensão trativa mínima de 1 Pascal. Calculamos também a presença de sulfetos pela fórmula Z de Pomeroy.

O tirante máximo é de 75% do diâmetro da tubulação. A velocidade máxima adotada é de 5 m/s.

A utilização da tensão trativa nos dá menores declividades de redes de esgotos sanitários, sendo de grande utilidade sua utilização com PVC.

Nas redes usamos o diâmetro mínimo de 150mm e nas ligações diâmetro mínimo de 100mm. Diâmetro do coletor predial conforme Gonçalves, Ilha e Santos, 1998 EPUSP.

O diâmetro do coletor predial D a ½ seção é dado por: n 3/8 Q 3/8 I –3/16 D = ----------------------------- (Equação 24.2) 6,644 O diâmetro do coletor predial D a ¾ da seção é dado por: n 3/8 Q 3/8 I –3/16 D = ----------------------------- (Equação 24.3) 8,320



24-10

Sendo: D = diâmetro do coletor predial em metros; n = coeficiente de Manning; Q = vazão no coletor predial em litros/segundo; I = declividade do coletor predial em metro/metro. Diâmetro mínimo do ramal predial de esgoto sanitário

As ligações de esgoto sanitário são feitas na ortogonal com a rede pública, com tubos de PVC rígido. As nossas ligações, de modo geral, são feitas com um selim, uma curva de 90 graus, seguindo depois o coletor predial de esgoto sanitário com tubos de PVC de diâmetro de 100mm.

Em ruas que serão asfaltadas procedemos da seguinte maneira. Primeiramente executamos a rede de esgoto no eixo ou no terço da rua, não deixando os “t”. Após completada a rede e aterrada, outra turma de obras passa a executar as ligações prediais, introduzindo o selim, a curva de 90 graus e coletor predial até o alinhamento do imóvel.

O diâmetro que usamos nos coletores prediais é de 100mm. No caso de se necessitar de diâmetro maior, ou fazemos duas ou mais ligações de 100mm, ou fazemos uma ligação especial de 150mm com poço de visita, o que é raro.

Tabela 24.10-Vazão máxima em litros/segundo no coletor predial com escoamento a ¾ da seção para n=0,010 (PVC)

Diâmetro nominal

Declividades (%)

DN 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 100 6,12 7,50 8,66 9,68 10,61 11,46 12,25 150 18,05 22,11 25,53 28,55 31,27 33,78 36,11 200 38,88 47,62 54,99 61,48 67,34 72,74 77,76 250 70,50 86,34 99,70 111,47 122,10 131,89 140,9

9 300 114,64 140,40 162,12 181,25 198,55 214,46 229,2

7 Tabela 24.11- Vazão máxima em litros/segundo no coletor predial com escoamento a

¾ da seção para n=0,013 (manilhas) Diâmetro nominal

Declividades (%)

DN 1% 1,5% 2% 2,5% 3% 3,5% 4% 100 4,71 5,77 6,66 7,45 8,16 8,81 9,42 150 13,89 17,01 19,64 21,96 24,05 25,98 27,78 200 29,91 36,63 42,30 47,29 51,80 55,95 59,82 250 54,23 66,42 76,69 85,74 93,93 101,45 108,46 300 88,18 108,00 124,71 139,43 152,73 164,97 176,36



24-11

Tabela 24.12-Vazão máxima em litros/segundo no coletor predial com escoamento a ½ da seção para n=0,010 (PVC)

Diâmetro nominal

Declividades (%)

DN 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 100 3,36 4,12 4,75 5,31 5,82 6,29 6,72 150 9,91 12,14 14,01 15,67 17,16 18,54 19,82 200 21,34 26,14 30,18 33,74 36,96 39,93 42,68 250 38,69 47,39 54,72 61,18 67,02 72,39 77,39 300 62,92 77,06 88,99 99,49 108,98 117,72 125,84

Tabela 24.13-Vazão máxima em litros/segundo no coletor predial com escoamento a ½ da seção para n=0,013 (manilhas)

Diâmetro nominal

Declividades (%)

DN 1% 1,5% 2% 2,5% 3% 3,5% 4% 100 2,59 3,17 3,66 4,09 4,48 4,84 5,17 150 7,62 9,34 10,78 12,05 13,20 14,26 15,25 200 16,42 20,11 23,22 25,96 28,43 30,71 32,83 250 29,77 36,45 42,09 47,06 51,55 55,69 59,53 300 48,40 59,28 68,45 76,53 83,83 90,55 96,80

Exemplo 24.5

Seja um prédio de apartamento com 64 vasos sanitários com válvula de descarga, 64 chuveiros elétricos, 64 lavatórios, 32 pias de cozinha com torneira elétrica, 32 tanques de lavar roupas, 32 máquina de lavar roupas e 32 máquinas de lavar pratos.

Para a ABNT 8160/83 somam-se somente os pesos relativos aos vasos sanitários e assim teremos: peso 6 x 64 vasos sanitários = 384.

Verificando-se a Tabela (24.5) para 2% de declividade achamos tubo de 150mm. 24.8 Método do Macedo

A NBR 8160/83 superdimensiona os coletores prediais. Assim, o SAAE de Guarulhos utilizou as pesquisas e os estudos feitos pelo Eng. Eugênio Silveira Macedo.1 Ele pesquisou milhares de ligações de esgoto na Cidade do Rio de Janeiro, medindo a vazão instantânea através de aparelhos especiais e chegou a estabelecer, através de análise de regressão, o cálculo da vazão máxima em função do numero total de Unidades Hunter de Contribuição (UHC), ou a vazão máxima em função da área total edificada em metros quadrados:

1 Apresentados no Congresso da ABES, de Manaus, em 1979.



24-12

Q= 0,002 x UHC + 2 Ou

Q= 0,0004 x E + 2 Sendo: UHC = número total de Unidade Hunter de Contribuição, conforme NBR 8160/83; E =área total edificada em metros quadrados; Q= vazão máxima em litros por segundo.

Para indústria e comércio, o Eng. Macedo recomenda tomar 70% da vazão máxima calculada por uma das fórmulas. É lógico que se trata de indústria de consumo médio e pequeno, não apresentando um alto consumo de água, o que consequentemente terá grandes vazões de esgotos sanitários, e devendo ser verificado caso a caso. Exemplo 24.3

Seja um prédio de apartamento com 64 vasos sanitários com válvula de descarga, 64 chuveiros elétricos, 64 lavatórios, 32 pias de cozinha com torneira elétrica, 32 tanques de lavar roupas, 32 máquina de lavar roupas e 32 máquinas de lavar pratos. Para o método do Macedo somam-se todas as Unidades Hunter de Contribuição e assim teremos a Tabela (24.14).

Tabela 24.14- Cálculo da quantidade total de UHC do prédio Peças Quantidade UHC Quant x UHC

Vasos sanitários c/ válvula de descarga 64 6 384 Chuveiros elétricos 64 2 128 Lavatórios 64 1 64 Pia de cozinha com torneira elétrica 32 3 96 Tanque de lavar roupa 32 3 96 Maquina de lavar roupa 32 10 320 Maquina de lavar pratos 32 4 128 Total= 1216

Portanto, conforme Tabela (24.10) a quantidade total de unidades Hunter de contribuição é 1344UHC.

Q= 0,002 x UHC + 2 Q= 0,002 x 1216 + 2= 4,4L/s

Verificando-se a Tabela (24.5) de tubos de PVC com n=0,010 e diâmetro 100mm e declividade de 2%. Exemplo 24.6 Dimensionar o diâmetro da ligação de esgoto de um prédio com área construída de 3500m2.

Q= 0,0004 x E + 2 Q= 0,0004 x 3500 + 2= 3,4 L/s

Que fornecerá a ligação de 100mm com 2% de declividade.



24-13

24.9 Despejos industriais:

Primeiramente devemos esclarecer que todos os artigos do 19ª até 19F do Decreto Estadual 15425/809 estão no Decreto 8468/76 atualizado.

No artigo 19A do Decreto Estadual 15.425 de 23/07/80 do governo do Estado de São Paulo, diz que os efluentes de qualquer fonte poluidora somente poderão ser lançados em sistema de esgotos, provido de tratamento com capacidade e de tipo adequados, se obedecerem as seguintes condições:

I- pH entre 6,0 (seis inteiros) e 10,0 (dez inteiros);

II- temperatura inferior a 40° C (quarenta graus Celsius);

III- materiais sedimentáveis até 20 ml/l (vinte mililitros por litro) em teste de 1 (uma) hora em cone Imhoff;

IV- ausência de óleo e graxas visíveis e concentração máxima de 150 mg/l (cento e cinqüenta miligramas por litro) de substâncias solúveis em hexano;

V- ausências de solventes, gasolina, óleos leves e substâncias explosivas ou inflamáveis em geral;

VI- ausência de despejos que causem ou possam causar obstrução das canalizações ou qualquer interferência na operação do sistema de esgotos;

VII- ausência de qualquer substância em concentrações potencialmente tóxicas ou qualquer interferência na operação do sistema de esgotos;

VIII- concentrações máximas dos seguintes elementos, conjuntos de elementos ou substâncias:

a) arsênico, cádmio, chumbo, cobre, cromo hexavalente, mercúrio, prata e selênio – 1,5 mg/l (um e meio miligrama por litro) de cada elemento sujeitas às restrição da alínea e deste inciso;

b) cromo total e zinco 5,0 mg/l (cinco miligramas por litro) de cada elemento, sujeitas ainda à restrição da alínea e deste inciso;

c) estanho- 4,0 mg/l (quatro miligramas por litro) sujeita ainda à restrição da alínea e deste inciso;

d) níquel – 2,0 mg/l (dois miligramas por litro) sujeita ainda à restrição da alínea e deste inciso;

e) todos os elementos constantes das alíneas “a” a “d” deste inciso, excetuado o cromo hexavalente- total de 5,0 mg/l (cinco miligramas por litro);

f) cianeto- 0,2 mg/l ( dois décimos de miligramas por litro);

g) fenol- 5,0 mg/l ( cinco miligramas por litro);

h) ferro solúvel- Fe2+ - 15,0 mg/l (quinze miligramas por litro);

i) fluoreto- 10,0 mg/l (dez miligramas por litro);

j) sulfeto- 1,0 mg/l ( um miligrama por litro);



24-14

k) sulfato- 1.000 mg/l ( mil miligramas por litro);

IX – regime de lançamento contínuo de 24 (vinte e quatro) horas por dia, com vazão máxima de até 1,5 ( uma vez e meia) a vazão diária;

X – ausência de águas pluviais em qualquer quantidade.

O artigo 19B do mesmo Decreto 15.425/80 SP, diz que “os efluentes líquidos, excetuados os de origem sanitária, lançados nos sistema públicos de coleta de esgotos, estão sujeitos a pré-tratamento que os enquadre nos padrões estabelecidos no artigo 19A. Isto quer dizer que o lançamento de esgotos sanitários em redes públicas deverá ser obedecido o artigo 19A e conforme a necessidade, deverá ser feito o que na prática se chama pré-tratamento.

No artigo 19C do Decreto 15.425/80 SP, diz que as indústrias deverão coletar separadamente as águas pluviais, águas de refrigeração, despejos sanitários e despejos industriais. Em muitos casos os despejos sanitários estarão juntos com os despejos industriais, e em outros casos deverão estar separados.

Quanto ao lançamento no coletor público, não poderão ser encaminhados as águas pluviais. Quanto as águas de refrigeração e os despejos sanitários e industriais, dependerão da exigências do concessionário local. No caso de Guarulhos, o lançamento é único, isto é, nele estão os despejos sanitários, os industriais e as águas de refrigeração.

O artigo 19D, diz que “o lançamento de efluentes em sistemas públicos de esgotos será sempre feito por gravidade e se houver necessidade de recalque, os efluentes deverão ser lançados em caixa de “quebra-pressão” da qual partirão por gravidade para a rede coletora”.

Os efluentes líquidos industriais lançados nos sistema público de esgotos sanitários, é regulado através da ABNT pela NBR 9800/abril/1987- Critérios para Lançamentos de Efluentes Líquidos Industriais no Sistema Coletor Público de Esgoto Sanitário, que apresenta os parâmetros básicos mostrados na Tabela (24.15).

Tabela 24.15-Efluentes Líquidos Industriais Parâmetro

Unidade de medida

Valores máximos admissíveis, exceto

pH pH --- 6 a 10 Sólidos sedimentáveis em teste de 1 hora no cone Imhoff

ml/l 20

Regime de lançamento L/s 1,5 x vazão média horária

Arsênio Total mg/l 1,5 Cádmio Total mg/l 0,1 Chumbo Total mg/l 1,5 Cianeto Total mg/l 0,2 Cobre Total mg/l 1,5 Cromo Hexavalente mg/l 0,5 Cromo Total mg/l 5,0 Surfactantes (MBAS) mg/l 5,0



24-15

Estanho Total mg/l 4,0 Fenol mg/l 5,0 Ferro Solúvel (Fe +2) mg/l 15,0 Fluoreto mg/l 10,0 Mercúrio Total mg/l 0,01 Níquel Total mg/l 2,0 Prata Total mg/l 1,5 Selênio Total mg/l 1,5 Sulfato mg/l 1000 Sulfeto mg/l 1 Zinco Total mg/l 5,0

Fonte: ABNT Parâmetros Básicos NBR 9800/1987 Nota: mg/l: miligrama/litro

L/s: litros/segundo ml/l: mililitro/litro

Observar que a temperatura dos esgotos industriais não pode ser maior que 40°C e que a vazão máxima que pode ser lançada é de 1,5 vezes a vazão média horária. O lançamento dos efluentes líquidos industriais nos sistema público de esgoto sanitário deve ser sempre feito por gravidade e se houver necessidade de recalque, estes devem ser lançados em caixa de quebra-pressão. As águas pluviais e de refrigeração não devem ser lançadas no sistema coletor público. A incorporação de águas pluviais poluídas e águas de refrigeração poluídas, pode ser feita mediante autorização expressa dos órgãos controlador e operador. 24.10 Caixa de resfriamento

Em casos especiais são solicitadas caixas de resfriamento, antes de lançar o esgoto com temperatura superior a 40ºC.

24.11 Caixa detentoras de sólidos e graxas

As caixas detentoras são usadas quando os esgotos industriais tiverem sólidos em suspensão. As caixas de areia ou de retenção são usadas em postos de gasolina e restaurantes. De modo geral, os esgotos industriais devem merecer tratamento especial caso a caso.



24-16

Fig. 24.6-Válvula de retenção para esgoto sanitário

Fonte: Tigre

24.12 Gases em coletores Um dos problemas que existe normalmente nos sistemas de esgotos é a produção de gases malcheirosos, principalmente o sulfeto de hidrogênio, H2S, segundo Mendonça,1975. 24.13 Válvula de Retenção de esgotos instalada no Coletor Predial

Na prática existem sempre em alguns locais do sistema de coleta de esgoto sanitário, onde são necessárias a instalações de válvulas de retenção de esgotos sanitários. Existem muitos lançamentos clandestinos de águas pluviais que são lançadas na rede coletora de esgotos sanitários, juntamente com o esgoto domestico.

Acontece que vários moradores ligando as águas pluviais nos esgotos, quando chove há um acréscimo violento da vazão, causando sempre um entupimento na rede pública. Então a rede será pressurizada e o esgoto juntamente com as águas de chuvas entrarão nas residências.

O problema se agrava quando o coletor predial tem declividade menor que 2%. Mesmo nos Estados Unidos também são usadas válvulas de retenção de esgotos sanitários, principalmente quando as instalações hidráulicas de esgotos sanitários, estão abaixo do nível da rua (Woodson, 1998 p. 159).



24-17

Existem muitas redes coletoras de esgoto que não são encaminhadas a um emissário ou interceptor e sim lançadas precariamente nos cursos d’água.

Quando chove há uma tendência do retorno do esgoto juntamente com as águas do córrego, para dentro das residências, que estão na região mais baixas, próximas dos cursos d’água.

Para evitar isto a firma Tigre- Tubos e Conexões fábrica válvula de PVC para retenção de esgoto sanitário nos diâmetros de 100mm e 150mm para ser usada nos coletores prediais, conforme Figura (24.6).

24.14 Caixa de equalização

O objetivo é regular a vazão de saída que deve ser constante. Segundo Nunes, 1996 o tanque de equalização pode também homogeneizar tornando uniforme o pH, temperatura, turbidez, sólidos, DBO, DQO, cor, etc. É usado principalmente em indústrias com atividades descontinuas.

As equações fundamentais são: Vt= Veq + Vmin

Veq= (Qe-Qs ) x t Sendo: Vt= volume total do tanque Veq= volume de equalização Vmim= volume mínimo Qe= vazão na entrada Qs= vazão na saída t= número de horas de funcionamento da indústria/dia

Figura 24.7- Esquema de caixa de equalização

Fontes: Nunes, 1996 Exemplo 24.8- Base Nunes, 1996 Seja uma indústria têxtil de pequeno porte com atividade descontinua, com funcionamento de 16horas/dia produzindo a vazão média de 25m3/h.



24-18

Veq= (Qe – Qs ) x t Qs= 25m3/h x 16h / 24h= 16,67m3/h Veq= (25m3/h – 16,67m3/h) x 16h= 133m3

Tempo de detenção T

T = Veq/ Q T= 133m3/ 25m3/h= 5,32h

Dimensões do tanque Veq= L2 x H (forma quadrada sempre)

L= largura e comprimento H= profundidade= 2,00 (adotado) 133m3= L2 x 2,0 L=8,20m Volume total do tanque Vt

Vt = Veq + Vmin Vmin= é o volume cuja profundidade adotada é de 1,00m Vt= 133m3+ (8,20 x 8,20 x 1,00)= 200m3

Potência do agitador P

P= Dp x Vt/ 745 Dp= densidade de potencia adotada igual a 10w/m3

P= 10w/m3 x 200m3/ 745 = 2,7HP Devemos deixar uma folga na potência:3HP. Portanto, a caixa terá 200m3 e a vazão média de entrada é 25m3/h e a saída média

equalizada é de 16,67m3/h.



24-19

24.15 Bibliografia e livros consultados -AZEVEDO NETTO, JOSÉ M. e MELO, WANDERLEY DE OLIVEIRA. Instalações prediais Hidráulicas-sanitarias. Blucher, 1988, 185 páginas. -ABNT NBR 13969/97 sobre Tanques sépticos-unidades de tratamento complementar e disposição de efluentes líquidos. Construção e Operação. -ABNT NBR 7229/93 sobre Projeto, Construção e operação de sistemas de tanques sépticos. -BRITTO, EVANDRO RODRIGUES DE. Tecnologias Adequadas ao Tratamento de Esgotos, ABES, 2004, 161 páginas. -CIDADE OF EUGENE. Eugene Stormwater Basin Plan CIDADE, 2002. -CONAMA, RESOLUÇÃO Nº357 DE 17/03/05. Dispõe sobre a classificação dos corpos de água e diretrizes para o seu enquadramento, bem como estabelece as condições e padrões de lançamento de efluentes. 26 páginas. --ESTADO DA CAROLINA DO NORTE. Considerations for the management of discharge of fats, oil and grease (FOG) to sanitary sewer system. Jun, 2002, 73 páginas. -JORDÃO, EDUARDO PACHECO e PESSÔA, CONSTANTINO ARRUDA. Tratamento de Esgotos Domésticos. 4ª ed., 2005, 906 páginas. -MACINTYRE, ARCHIBALD JOSEPH. Instalações Hidráulicas. 770 páginas. -MENDES, ADRIANO AGUIAR et al. Aplicação de lípases no tratamento de águas residuárias com elevados teores de lipídeos. www.scielo,br, Química nova, abril 2005, ISSN 0100-4042. -METCAL&EDDY. Wastewater Engineering. McGray-Hill, 1991, 1334páginas. -NUNES, JOSÉ ALVES. Tratamento físico-químico de águas residuárias Industriais. 1996, 277 páginas. -ROTOGINE- Kne Plast Indústria e Comércio Ltda internet: http://www.rotogine.com.br/ -USEPA (U.S. ENVIRONMENTAL PROTECTION AGENCY). Guidelines for Water Reuse. EPA/625/R-04/108 setembro de 2004 acessado em 15 de junho de 2006 http://www.epa.gov/

Curso de esgotos Capitulo 25- Textura e estrutura dos solos


25-1

Capitulo 25- Textura e estrutura dos solos 25.1 Introdução

A grande causa dos fracassos dos sumidouros são a falta de um estudo adequado do solo no que se refere a textura e estrutura. 25.2 Solo

O solo é formado por partículas sólidas (minerais e orgânicas), água e ar e constitui o substrato de água e nutrientes para as raízes das plantas.

O solo que vamos tratar é basicamente o chamado Horizonte A que tem aproximadamente de 0,10m a 0,30m de espessura. Abaixo do Horizonte A teremos o que se chama na prática de subsolo.

Deve-se ter o cuidado de não se construir barreiras que impeçam ou eliminem a capilaridade. Um outro problema é da compactação do solo, principalmente em áreas urbanas que podem ter camadas de areia, rochas, etc.

A textura ou composição granulométrica de um solo é um termo usado para caracterizar a distribuição das partículas no solo quanto as suas dimensões conforme Figura (25.1) e (25.2)

Os solos de texturas médias (francos) que possuem proporções equilibradas de areia, silte e argila, em geral, são os mais adequados para o desenvolvimento de raízes das plantas, já que apresentam condições bastante satisfatórias de drenagem, aeração e retenção de água.

Figura 25.1 - Triângulo de classificação textural que divide em 13 classificações. Fonte: Reichardt e Timm, 2004



25-2

Exemplo 25.1 Classificar um solo com 25% de areia, 60% de silte e 15% de argila.

Entrando na Figura (25.2) vimos que se trata de solo franco siltoso.

Figura 25.2 - Triângulo de textura proposto por USDA (United States Department of Agriculture) que divide em 12 classificações.



25-3

25.3 Textura

A textura de um solo refere-se à distribuição das partículas do solo tão somente quanto ao seu tamanho, conforme Reichardt e Tim, 2004.

De acordo com a proporção de argila, silte e areia na composição do solo, a textura se divide em várias classes, que podem ser determinadas através do triângulo de texturas proposto pelo Departamento de Agricultura dos Estados Unidos (USDA) e apresentado na Figura (25.2) (Gomes, 1997).

O triângulo se compõe de doze ou treze espaços que representam classes distintas de textura. As linhas grossas do gráfico indicam as fronteiras de cada uma das classes de textura.

25.4 Estrutura

O conceito de estrutura de um solo é qualitativo e é usado para descrever o solo no que se refere a arranjo, orientação e organização das partículas sólidas conforme Reichardt e Timm, 2004.

A estrutura de um solo caracteriza a forma de arranjo de suas partículas. Solos de texturas iguais podem possuir estruturas diferentes que apresentam maiores ou menores dificuldades à penetração ou circulação da água, do ar e das raízes das plantas. A estrutura do solo ao contrário do que ocorre com a textura, é difícil de quantificar e também de catalogar (Gomes, 1997).

Após os estudos de Jerry Tyler no ano 2000 professor da Ciência dos Solos da Universidade de Wisconsin foi feita uma tabela na qual o uso da simplesmente da textura não funcionava e tinha sido o fracasso de inúmeros estudos de infiltração de esgotos domésticos.

Estes estudos, a meu ver, enfatizando a necessidade de ser verificada a estrutura do solo é importantíssimo e explica os inúmeros fracassos em sumidouros que presenciei ao longo dos anos como diretor de obras do Serviço Autônomo de Água e Esgoto de Guarulhos. Tudo estava de acordo com as normas técnicas, mas alguma coisa não funcionava e isto é o exame da estrutura do solo (estudo morfológico do solo).

A estrutura do solo pode ser feita da seguinte maneira: 25.5 Tipo de estrutura Que define a forma e o arranjo das partículas, podendo ser:

Laminar Prismática Blocos Esferoidal

O tipo de estrutura do solo é importante para a passagem da água. Assim uma estrutura tipo laminar passa muito pouca água. A água pode ter passagem:

Rápida Moderada Lenta

Uma estrutura do tipo laminar a passagem da água é lenta e uma estrutura em bloco tem passagem moderada de água como se pode ver na Figura (25.3). A estrutura em simples grãos como a da areia tem p



25-4

Figura 25.3- Tipos de estrutura do solo.

Fonte: Usepa, 2002 A estrutura do solo pode ser definida também pelo chamado grau da estrutura.

25.6 Grau da estrutura

Refere-se a coesão dos agregados e varia com o teor da umidade, sendo maior em solos úmidos que em solos secos conforme Antônio Cardoso Neto, 1997.

Um solo com grau de estrutura denominado forte possui bem definidas as fraturas ou os espaços vazios que facilitam a passagem da água. Os solos com grau de estrutura denominado fracos oferecem mais resistência a passagem da água e são solos maciços ou laminares, que impedem o movimento vertical da água.

Na Figura (25.3) podemos ver pela estrutura do solo a passagem rápida, moderada ou lenta da água.

Na Tabela (25.1) estão as texturas dos solos conforme USDA, a estrutura dos solos, a carga hidráulica em litros/m2 x dia e a carga orgânica em kg/ha x dia.

Estes dados foram extraídos de Tyler, 2000 e adaptado . O objetivo é fornecer dados mais seguros para infiltração quando a DBO for menor que

30mg/L ou quando a DBO for maior que 30mg/L. Observe-se que quanto menor for a DBO maior é carga hidráulica que se pode admitir.

As cargas orgânicas são estimativas, pois ainda não se dispõem de muitos estudos para precisão das mesmas.

No estado da Pennsylvania localizado nos Estados Unidos foi reunida uma comissão que adaptou a Tabela (25.1) para uma tabela mais resumida que é a Tabela (25.10) onde se nota que o valor máximo da taxa de infiltração em esgotos domésticos é de 35 L/m2 x dia..



25-5

Tabela 25.1- Taxas de infiltração recomendadas e baseadas na tabela de Tyler, 2000 usadas no Estado da Pennsylvania, USA.

Textura segundo USDA Estrutura do solo Taxa de infiltração

(Litros/m2 x dia) Areia Sem estrutura 11 a 35

Areia franca Moderado a forte 6,3 a 25 Areia franca Fraco a laminar fraco 0 Franco arenoso Moderado a forte 0 Franco arenoso Fraco a laminar fraco 6,3 a 12,6 Franco arenoso Maciço 4,2 a 6,3

Franco, franco siltoso Moderado a forte 0 Franco, franco siltoso Fraco a laminar fraco 1,7 a 4,2 Franco, franco siltoso Maciço <4,2 Franco argilo arenoso, franco argiloso, franco argilo siltoso

Moderado a forte 0

Franco argilo arenoso, franco argiloso, franco argilo siltoso

Fraco a forte 1,7 a 4,2

Franco argilo arenoso, franco argiloso, franco argilo siltoso

Maciço 0

Argila arenosa, argila, argila siltosa Moderado a forte <3

Argila arenosa, argila, argila siltosa Fraco a laminar fraco 0

Argila arenosa, argila, argila siltosa Maciço 0

Fonte: http://www.dep.state.pa.us/dep/subject/advcoun/wrac/2006/10-13-06_mtg_handout.pdf de 30 de agosto de 2006 25.7 Taxa de infiltração de Metcalf&Eddy, 1991 A recomendação é que para trincheiras de infiltração sejam usadas somente as duas paredes da vala e não o fundo.

Quando o solo for argiloso é recomendado ainda por Metcalf&Eddy, 1991 que o campo de disposição seja feito em duas partes devendo cada uma funcionar seis meses por ano.

Como o solo da Califórnia tem sempre argila, é recomendado o uso da taxa de infiltração de 5 litros/m2 x dia e devendo ser feito o cálculo para 10litros/m2 x dia para a metade de cada campo.

Tabela 25.2- Valores recomendados de taxa de infiltração de disposição dos efluentes de esgotos sanitários

Tipo de solo Taxa de infiltração a ser aplicada nas paredes da

trincheira (L/m2 x dia) Para solos que não são argilosos. A infiltração por gravidade ou por pressão

Tanque Séptico 8 Filtro de areia intermitente 16 Filtro de areia com recirculação 16 Para solos argilosos Tanque Séptico 6 Filtro de areia intermitente 14 Filtro de areia com recirculação 12 Trincheira de infiltração rasa 12

Fonte: Metcalf&Eddy, 1991



25-6

É importante observar que os valores da taxa de infiltração da Tabela (25.2) é bem inferior

aos dados fornecidos pelas normas brasileiras. 25.8 Coeficiente de infiltração segundo a NBR 7229/93.

A NBR 7229/93 de “Construção e Instalação de Fossas sépticas e disposição dos efluentes finais” apresenta uma maneira prática de se estimar o coeficiente de infiltração em litros/m2/dia conforme Botelho, 1998. O método a ser aplicado é o seguinte:

• Na profundidade onde vai estar a vala de infiltração fazer três escavações com formato de uma caixa paralelepípedo de 30cm x 30cm x 30cm. • No dia anterior ao teste, encher as três caixas com água. • No dia do teste encher as três caixas com água e deixar secar. • Após secar, encher cada caixa com 15cm de água e medir o tempo que leva para abaixar o nível de água de 1cm. • Adotar o menor dos três tempos, que será o tempo padrão de infiltração do solo na profundidade considerada. • Com o tempo obtido entrar na Tabela (25.3) e achar o coeficiente de infiltração do solo.

A Figura (25.4) mostra esquematicamente o paralelepípedo cujo lado é 30cm e o gráfico para se obter o coeficiente de infiltração conforme Tanaka, 1986.

Podemos aproximadamente supor que ff= K= coeficiente de infiltração.

Figura 25.4 - Gráfico para determinação do coeficiente de infiltração Fonte: Tanaka, 1986



25-7

Tabela 25.3 - Coeficiente de infiltração em função do tempo em minutos

Tempo de infiltração para rebaixamento de 1cm(min)

Coeficiente de infiltração (litros/m2/dia ou mm/dia)

22 22 20 23 18 24 16 25 14 27 12 33 10 40 8 47 6 57 4 73 2 100 1 110

0,5 130 Fonte: Botelho, 1998

Tabela 25.4 - Estimativa do coeficiente de infiltração de acordo com o tipo de solo local

Constituição provável do solo Coeficiente de infiltração (litros/m2/dia

Rochas, argilas compactadas <20 Argilas de cor amarela ou marrom, medianamente compactas 20 a 40 Argila arenosa 40 a 60 Areia ou silte argiloso 60 a 90 Areia bem selecionada >90 Fonte: Botelho, 1998 25.8 Comparações USEPA, 2002 x ABNT, 1993

Como se pode observar na Tabela (25.4) os valores de infiltração só levam em conta a textura do solo e devido as pesquisas de Tyler, 2000 é necessário saber a estrutura do solo que é a Tabela (25.2) que apresenta valores bem inferiores aos da ABNT que foi elaborada em 1993. Portanto, oportunamente deverá ser revista a NBR 7229/93.

Os valores apresentados por Tyler, 2000 são menores que 1/3 dos valores da NBR 7229/93.

Dica: verificar sempre além da textura do solo, a estrutura do mesmo.



25-8

25.9 Bibliografia e livros consultados - http://www.dep.state.pa.us/dep/subject/advcoun/wrac/2006/10-13-06_mtg_handout.pdf de 30 de agosto de 2006. Pennsylvania, USA acessado em 16 de fevereiro de 2007. -ABNT NBR 13969/97 sobre Tanques sépticos-unidades de tratamento complementar e disposição de efluentes líquidos. Construção e Operação. -ABNT- Projeto, construção e operação de sistemas de tanques sépticos. NBR 7229 de setembro de 1993, -BOTELHO, MANOEL HENRIQUE CAMPOS e RIBEIRO, GERALDO DE ANDRADE JR. Instalações hidráulicas prediais feitas para durar. Fortilit, 238páginas. -BRITTO, EVANDRO RODRIGUES DE. Tecnologias Adequadas ao Tratamento de Esgotos, ABES, 2004, 161 páginas. CARDOSO NETO, A. As Propriedades do solo. Florianópolis: Departamento de Engenharia Sanitária da Universidade Federal de Santa Catarina, 1997-8. 15 p. (Tópicos Básicos de Irrigação - 2º Fascículo). Anotações do curso de Irrigação e Drenagem de Terras Agrícolas -CIDADE OF EUGENE. Eugene Stormwater Basin Plan CIDADE, 2004. -CONAMA, RESOLUÇÃO Nº357 DE 17/03/05. Dispõe sobre a classificação dos corpos de água e diretrizes para o seu enquadramento, bem como estabelece as condições e padrões de lançamento de efluentes. 26 páginas. -ESTADO DA CAROLINA DO NORTE. Considerations for the management of discharge of fats, oil and grease (FOG) to sanitary sewer system. Jun, 2002, 73 p http://www.ana.gov.br/AcoesAdministrativas/CDOC/ProducaoAcademica.asp acessado em 16 de fevereiro de 2007. -JORDÃO, EDUARDO PACHECO e PESSÔA, CONSTANTINO ARRUDA. Tratamento de Esgotos Domésticos. 4ª ed., 2005, 906 páginas. -MACINTYRE, ARCHIBALD JOSEPH. Instalações Hidráulicas. 770 páginas. -METCAL&EDDY. Wastewater Engineering. McGray-Hill, 1991, 1334páginas. -NUNES, JOSÉ ALVES. Tratamento físico-químico de águas residuárias Industriais. 1996, 277 páginas. -ROTOGINE- Kne Plast Indústria e Comércio Ltda internet: http://www.kneplast.com.br -SINDUSCON. Conservação e reúso da água em edificações. Junho 2005, São -TANAKA, TAKYDY. Instalações prediais hidráulicas e sanitárias. Editora Livros Técnicos, 1986, ISBN 85-216-0461-0 -USEPA (U.S. ENVIRONMENTAL PROTECTION AGENCY). Guidelines for Water Reuse. EPA/625/R-04/108 setembro de 2004 acessado em 15 de junho de 2006 http://www.epa.gov/ -USEPA, 2002. On site wastewater treatment systems manual. Fevruary, 2002 EPA/625/r-00/008. U. S. Environmental Protection Agency.

Tabela 25.9- Sugestões de condutividade hidráulica dos solos para esgotos domésticos e carga orgânica. Baseado nos estudos de Tyler, 2000 in USEPA,2002. Carga hidráulica Carga orgânica (litros/m2 x dia) (kg/ ha x dia)

Textura conforme USDA

Tipo de

Estrutura

Grau da

estrutura DBO=150mg/L DB0=30mg/L DBO=150mg/L DB0=30mg/L

Areia grossa, areia franca, franco arenoso Simples grão Sem estrutura 34 67 45 18 Areia fina, areia muito fina, areia franca Simples grão Sem estrutura 17 42 23 11 Franco arenoso com areia grossa Massiva Sem estrutura 8 25 11 7 Franco arenoso com areia grossa Laminar Fraca 8 21 11 6 Franco arenoso com areia grossa Laminar Moderada a forte 0 0 0 0 Franco arenoso com areia grossa Prismático, bloco, granular Fraco 17 29 23 8 Franco arenoso com areia grossa Prismático, bloco, granular Moderado a forte 25 42 34 11 Franco arenoso, areia fina Massiva Sem estrutura 8 21 11 6 Franco arenoso, areia fina Laminar Fraca, moderada forte 0 0 0 0 Franco arenoso, areia fina Laminar Fraco 8 25 11 7 Franco arenoso, areia fina Prismático, bloco, granular Moderado a forte 17 34 23 9 Franco Massiva Sem estrutura 8 21 11 6 Franco Laminar Fraco, moderada a forte 0 0 0 0 Franco Prismático, bloco, granular Fraco 17 25 23 7 Franco Prismático, bloco, granular Moderado a forte 25 34 34 9 Franco siltoso Massiva Sem estrutura 0 8 0 2 Franco siltoso Laminar Fraco, moderada a forte 0 0 0 0 Franco siltoso Prismático, bloco, granular Fraco 17 25 23 7 Franco siltoso Prismático, bloco, granular Moderado a forte 25 34 34 9 Muito argilosa, argila soltosas, Argila

Massiva Sem estrutura 0 0 0 0

Muito argilosa, argila soltosas, Argila

Laminar Fraco, moderada a forte 0 0 0 0


Prismático, bloco, granular Fraco 8 13 11 4


Prismático, bloco, granular Moderado a forte 17 25 23 7

Silte, franco siltoso Massiva Sem estrutura 0 0 0 0 Silte, franco siltoso Laminar Fraco, moderada a forte 0 0 0 0 Silte, franco siltoso Prismático, bloco, granula Fraco 0 0 0 0 Silte, franco siltoso Prismático, bloco, granula Moderado a forte 8 13 11 4

Curso de rede de esgotos Capítulo 26- Redes coletoras de esgoto sanitário


26-1

Capítulo 26- Redes coletoras de esgoto sanitário 26.1 Introdução

Felizmente para redes coletoras de esgoto sanitário existe a norma NBR 9649/ 1986 que introduziu uma modificação de enorme importância, pois ao invés de usar o critério das velocidades mínimas passou a usar o critério da tensão trativa mínima de 1 Pa e altura máxima da lâmina de água de 0,75D.

O esgoto sanitário tem 99,9% de água e 0,1% de sólidos com características semelhantes à da água.

Tal idéia partiu dos engenheiros da SABESP drs Joaquim Gabriel e Milton Tsutiya.

26.2 Histórico Conforme Azevedo Neto, 1973 em 1879 foi inventado o sistema separador absoluto

pelo Coronel engenheiro George Waring e aplicado pela primeira vez na cidade de Memphis no Tennessee, Estados Unidos.

A cidade do Rio de Janeiro foi uma das primeiras capitais o mundo a ser servida com redes de esgotos em 1857 com projeto feito pelos ingleses. O sistema era separador absoluto, mas admitia a entrada de águas pluviais dos prédios e portanto, tratava-se de um sistema separador parcial conforme Tsutiya, 1999.

Os esgotos na cidade de São Paulo foi feito pela primeira vez em 1876 que era um sistema misto. O sistema separador absoluto só foi introduzido no Brasil em 1911 em São Paulo. 26.3 Classificação do escoamento

Em redes de esgotos o escoamento é livre, isto é, o fluido escoa em contato com a atmosfera.

O escoamento é permanente, isto é, as características do escoamento não variam ao longo do tempo e da canalização.

O escoamento é uniforme, isto é, o vetor velocidade, em módulo, direção e sentido é idêntico em todos os pontos. As partículas traçam trajetórias bem definidas no sentido do escoamento. 26.4 Tensão trativa

Conforme Tsutiya, 1999 a tensão trativa foi introduzida originalmente por Du Boys em 1879, sendo mais tarde desenvolvido os conceitos técnicos por Brahms em 1754 e por Chow em 1981. O primeiro uso da tensão trativa foi em canais.

A tensão trativa mínima ou tensão de arraste mínima é a força por unidade de área que haja sobre uma partícula e que permite o deslocamento da mesma. Assim desta maneira as partículas de esgotos não ficarão depositadas na tubulação, pois temos que calcular uma tensão trativa mínima de 1Pa para que ela seja arrastada.



26-2

Figura 26.1- Esquema de canal mostrando a tensão trativa Fonte: Fernandes, 1997

A tensão trativa σt é dada pela equação:

σt= R . γ . I Sendo: σt= tensão trativa em Pascal ou N/m2 R= raio hidráulico (m) γ=peso específico do esgoto (N/m3)= 104 N/m3 I= declividade da tubulação (m/m)

Em coletores usa-se a tensão trativa mínima de 1 Pa enquanto que para interceptor em tubos acima de 500mm usa-se 1,5 Pa para se evitar a formação de sulfetos.

A Sabesp começou a usar o critério da tensão trativa em 1983 como pleno êxito sendo depois o conceito passado a norma brasileira sendo adotado em todo o Brasil e atualmente é adotado praticamente em todos os países da America Latina. 26.5 Vazões parasitarias (infiltração) Pode haver infiltração de água de drenagem nos coletores de esgoto e isto se chama de vazões parasitarias que atingem até 6,0 L/s x km. Conforme Tsutiya, 1999 as águas do subsolo atingem as redes coletoras através de:

• Juntas das tubulações • Paredes das tubulações • Poços de visita, tubos de inspeção e limpeza, caixas de passagem, estações

elevatórias, etc.



26-3

Tabela 26.1- Vazões parasitárias

Figura 26.2- Taxas de infiltração em redes coletoras de esgoto

Fonte: Crespo, 1997



26-4

Conforme a norma da ABNT 9649 a taxa de infiltração depende da posição do lençol freático variando de 0,05 L/s x km a 1,0 L/s x km. 26.6 Coeficientes de vazões

Quando não possuímos pesquisas para os coeficientes de vazões podemos estimar conforme norma NBR 9649/ 1986 os coeficientes em:

Vazão máxima diária= K1= 1,20 Vazão máxima horária K2=1,50 Vazão mínima K3=0,5 Coeficiente de retorno= 0,80 Conforme Tesutya, 1999 a SABESP usa a equação abaixo para os valores de

K= K1 x K2, sendo que para vazões abaixo de 751 L/s o valor K=1,80 é constante e para vazões acima de 751 L/s o valor de K diminui.

Q≤ 751 L/s K=1,80 Q> 751 L/s

K= 1,20 + 17,485/ Q 0,5090

Sendo: Q= somatória das vazões médias de uso predominante residencial, comercial, publico em L/s

26.7 Energia específica

A energia específica é definida como a quantidade de energia de peso de líquido, medida a partir do fundo do canal e representado por.

E= y + αV2/ 2g Usando a equação da continuidade Q=A.V

V= Q/A V2= Q2/ A2

E= y + αQ2/ 2gA2 Sendo: E= energia específica y= altura da lâmina de água g= aceleração da gravidade V= velocidade média (m/s) A= área molhada da secção (m2) Q= vazão (m3/s) α=coeficiente de Coriolis (1792-1843) que é definido conforme Lencastre, 1983 como a relação entre a energia cinética real do escoamento e a energia cinética de um escoamento fictício que todas as partículas se movessem com a velocidade média V. Normalmente adotamos α=1.

Variando-se a velocidade e altura y podemos construir a Figura (26.3) onde nota-se um ponto de energia específica mínima Ec e duas curvas, uma a direita e outra a esquerda. A curva da direita mostra o movimento rápido e a da esquerda mostra o movimento lento.



26-5

Figura 26.3-Diagrama de energia específica Fonte: Rolim Mendonça et al, 1987

O valor da energia específica no ponto mínimo é a energia específica crítica e se dá

numa altura denominada de yc que é um ponto de instabilidade pois pode passar rapidamente de um regime para outro.

Quando o valor de y está no regime lento podemos chamar de regime lento ou regime fluvial e quando y está no regime rápido podemos chamar de regime rápido ou torrencial.

Observemos ainda que y1 e y2 conforme a Figura (26.3) são chamados de conjugados de igual energia E.

Vamos aplicar os conhecimentos de Lencastre, 1983 para obter o ponto mínimo da curva, basta derivar e igual a zero.

dE/dy = 1 – Q2/gA3 x dA/dy=0 Sendo “b” a largura superficial da lâmina líquida teremos: dA= b x dy

Fazendo-se as substituição temos: dE/dy = 1 – Q2/gA3 x bdy/dy=0

dE/dy = 1 – (Q2/gA3 )x b=0 1 = Q2/gA3 x b

Isolando a vazão Q e a aceleração da gravidade g temos: A3/b = Q2/g

Extraindo a raiz quadrada dos dois lados da equação temos: A0,5A/b0,5 = Q /g 0,5

A(A/b)0,5 = Q /g 0,5



26-6

Figura 26.4- Para canais circulares Fonte: Lencastre, 1983

Lencastre, 1983 apresenta a Figura (26.4) para canais circulares onde podemos

facilmente calcular a altura critica yc. Exemplo 26.1 Calcular a altura crítica para uma tubulação circular com diâmetro de D=0,15m e vazão de Q=0,007m3/s.

(1/D5/2) x Q / g 0,5=(1/0,152,5) x 0,007 / 9,81 0,5= 0,26 Entrando na Figura (26.4) com 0,26 na abscissa achamos y/D=0,51

yc=0,51 x 0,15=0,077m Portanto, a altura crítica será de yc=0,077m.

Exemplo 26.2 Calcular a altura crítica para uma tubulação circular com diâmetro de D=0,15m e vazão de Q=0,010m3/s.

(1/D5/2) x Q / g 0,5=(1/0,152,5) x 0,010 / 9,81 0,5= 0,37 Entrando na Figura (26.4) com 0,37 na abscissa achamos y/D=0,62

yc=0,62 x 0,15=0,093m Portanto, a altura crítica será de yc=0,093m.



26-7

26.8 Inclinação crítica

Seguindo os ensinamentos de Lencastre 1983, a inclinação crítica é aquela para a qual o escoamento se dá em regime uniforme crítico, ou em outras palavras, aquela em que o escoamento se escoa com o mínimo de energia.

Usando a equação de Manning temos: V= (1/n) R2/3 x Ic 0,5

Sendo: V= velocidade média (m/s) R= raio hidráulico (m) Ic= declividade crítica (m/m) Isolando o valor da declividade teremos:

V= (1/n) Rc2/3 x Ic 0,5 I c0,5 = V n/ Rc2/3

Elevando ambos os lados ao quadrado temos: Ic = V2 n2/ Rc4/3

Usando a equação da continuidade Q=A.V

V= Q/A V2= Q2/ A2

Substituindo V2 temos: Ic = Q2 n2/ A2Rc4/3

Mas o valor de Q2 pode ser substituído por: A3/b = Q2 /g gA3/b = Q2

I c = Q2 n2/ A2Rc4/3 Ic = gA3 n2/ bA2Rc4/3 Ic = gA n2/ bRc4/3

Ou podemos escrever: Ic = g(A/b) n2/ Rc4/3

O valor A/b é igual a altura media do regime critico, ou seja, A/b=yc Ic = g .yc . n2/ Rc4/3

Exemplo 26.3 Calcular a declividade critica de um tubo de seção circular com n=0,0103 (rugosidade de Manning e vazão Q=0,010m3/s Facilmente achamos yc=0,093m já calculado no exemplo anterior. θ = 2 cos-1 ( 1 – 2 (y/D)) θ = 2 cos-1 ( 1 – 2 x0,093/0,15) θ = 2 cos-1 ( 0,24) θ = 2 x 1,81 rad= 3,62rad R= (D/4) (1-(seno θ)/ θ) R= (0,15/4) (1-(seno 3,62)/ 3,62)=0,042m

Ic = g .yc . n2/ Rc4/3



26-8

Ic = 9,81 x0,093 x 0,0102/ 0,0424/3 =0,00618m/m Portanto, a declividade crítica é Ic=0,00618m/m

Velocidade critica A= D2 ( θ – seno θ)/8 A= 0,152 ( 3,62 – sen3,62)8=0,01147m2 V=Q/A= 0,010/0,01147=0,87m/s

26.9 Número de Froude

O número de Froude é a relação entre a força da inércia e a força da gravidade no escoamento. É um número adimensional e muito importante e é através dele que vimos quando o regime é crítico, rápido ou lento. Se o número de Froude for igual a igual a 1 temos o escoamento crítico e caso seja maior que 1 temos o escoamento rápido e se for menor que 1 temos o escoamento lento.

F= v / (g x y )0,5 Sendo: F= número de Froude (adimensional) g= aceleração da gravidade= 9,81m/s2 y= altura da lâmina de água (m) 26.8 Fórmula de Manning

A fórmula mais usada em canais é a de Manning que será adotada. V= (1/n) x R 2/3 x S0,5

Sendo: V= velocidade média na seção (m/s) R= raio hidráulico (m) Raio hidráulico (m) = Área molhada/ perímetro molhado S= declividade (m/m) 26.10elações geométricas da seção circular Até o diâmetro de 2,0m geralmente é usado tubos de concreto de seção circular. Os coletores nas ruas e ligações de esgoto são geralmente feitas tubos circulares de PVC com diâmetro de 100mm no mínimo.

Figura 26.4- Seção circular

Fonte: Rolim Mendonça et al, 1987



26-9

O ângulo central θ (em radianos) do setor circular, pode ser obtido pela seguinte

expressão conforme Chaudhry,1993 p.95: θ = 2 arc cos ( 1 – 2y /D)

ou θ = 2 cos-1 ( 1 – 2 (y/D))

Sendo: θ = ângulo central em radianos (rad) y= altura da lâmina de água (m) D= diâmetro da tubulação (m) Conforme Chaudhry,1993 p.10 temos: A área molhada “A”:

A= D2 ( θ – seno θ)/8 O perímetro molhado ”P”:

P=(θ D)/2 O raio hidráulico “R”:

R= (D/4) (1-(seno θ)/ θ) A corda “b” correspondente a altura molhada é dado por:

b= D sen (θ/2) Conforme Mendonça,1984 Revista DAE SP temos:

• Usando a fórmula de Manning e tirando-se o valor de θ usando as relações acima obtemos para o regime uniforme a fórmula para obter o ângulo central θ.

• Observar que o ângulo central θ aparece nos dois lados da equação, não havendo possibilidade de se tornar a equação numa forma explícita.

• Daí a necessidade de resolvê-la por processo iterativo, como o Método de Newton-Raphson. O ângulo central θ está entre 1,50 rad. ≤ θ ≤ 4,43 rad. que corresponde 0,15≤y/D≤ 0,80.

θ= seno θ + 2 2,6 (n Q/I 1/2) 0,6 D-1,6 θ 0,4

Sendo: θ = ângulo central em radianos (rad) y= altura da lâmina de água (m) D= diâmetro da tubulação (m) n= rugosidade de Manning (adimensional) Q= vazão (m3/s) I= declividade (m/m)

Como se pode ver na equação acima está na formula implícita, sendo impossível de se separar o ângulo central θ. Usam-se para isto alguns métodos de cálculo:



26-10

• Método de tentativa e erros, • Método da bissecção, • Método de Newton-Raphson e • Método das Aproximações Sucessivas.

Exemplo 26.4 Seja um tubo de PVC com n=0,010, declividade I=0,007m/m e vazão de 0,0013m3/s. Calcular a altura y, corda, raio hidráulico e número de Froude

θ= seno θ + 2 2,6 (n Q/I 1/2) 0,6 D-1,6 θ 0,4 θ= seno θ + 2 2,6 (0,010x0,013/0,007 1/2) 0,6 0,15-1,6 θ 0,4 θ= seno θ +2,6 . θ 0,4

Arbitramos um valor qualquer do ângulo central em radianos: 3,8rad X= seno θ +2,6θ 0,4 X= seno (3,8) +2,6x 3,8 0,4 X= - 0,61 +4,43= 3,82 Adotamos θ= 3,82

Adoto 3,82rad R= (D/4) (1-(seno θ)/ θ)

R= (0,15/4) (1-(seno 3,82rad)/ 3,82)=0,044m b= D sen (θ/2)

b= 0,15 sen (3,82rad/2)=0,14m

θ = 2 arc cos ( 1 – 2y /D) θ = 2 arc cos ( 1 – 2y /0,15)=3,82rad=219graus/2=109,5graus

θ /2= arc cos ( 1 – 2y /15)=3,82rad/2=219graus/2=109,5graus Cos (3,82rad/2)= 1 – 2y/0,15 -0,33= 1 – 2y/0,15 -1,33= -2y/0,15 1,33=2y/0,15 y=0,10m

Portanto, a altura a lâmina de água é 0,10m y/D= 0,10/ 0,15=0,67= 67% < 75% OK. Área molhada

A= D2 ( θ – seno θ)/8 A= 0,152 ( 3,82 – seno 3,82)/8 =0,011m2

Equação da continuidade: Q= A x V V= Q/A= 0,013m3/s / 0,011m2= 1,18m/s Número de Froude

F= v / (g x y )0,5 F= 1,18 / (9,81 x 0,10 )0,5

F=1,19 > 1 Portanto, regime de escoamento rápido ou supercrítico



26-11

26.11 Lâmina de água em tubos e canais Segundo a NBR 9649/86 a altura máxima da lâmina de água em redes coletoras de

esgoto sanitário é 75% do diâmetro ou seja 0,75D. 26.12 Velocidade crítica

Para achar o ângulo central crítico θc temos que resolver a seguinte equação conforme Rolim Mendonça et al, 1987.

θc= sen θc + 8 ( Q2/g) 1/3 [sen(θc/2)] 1/3 x D -5/3

Segundo Rolim Mendonça et al, 1987 a velocidade crítica Vc e a declividade crítica

Ic são: yc/D= (1/2) x (1 – cos θc/2)

Vc= {[g xD/ (8 sen(θc /2))] x (θc - sen (θc))} 0,5

Ic= =[n2 x g/ (sen(θc/2))] x [θc4/ (2,0 D (θc – senθc))] (1/3)

Para calcular o valor de θc com várias iterações:

θoc - {θoc -sen θc - 8 ( Q2/g) 1/3 [sen(θc/2)] 1/3 x D -5/3} θc = ________________________________________________ 1 – cos θoc - (4/3) (Qc2/g) 1/3 x D -5/3 x (sen (θoc/2) -2/3 cos (θoc/2) A NBR 9649/86 diz que quando a velocidade final vf for superior a velocidade

critica vc, a maior lâmina admissível deve ser menor ou igual a 50% do diâmetro do coletor, assegurando-se a ventilação do trecho sendo a velocidade critica definida por:

Vc= 6 x (g x R) ½

Sendo: Vc= velocidade crítica (m/s) g= 9,81m/s2 (aceleração da gravidade) R= raio hidráulico (m)

Azevedo Neto, 1998 justifica a equação da velocidade critica da norma usando as pesquisas de Volkart, 1980 em que o número de Boussinesq é igual a 6 quando se inicia a mistura de ar e água.

B= vc (g R) -0,5 Sendo: B= numero de Boussinesq G= aceleração da gravidade m/s2

R= raio hidráulico (m) Quando se inicia a mistura do ar com a água o numero de Boussinesq é igual a 6 e

portanto B=6 B= vc (g R) -0,5 6= vc (g R) -0,5



26-12

Tirando-se o valor da velocidade critica Vc temos: Vc= 6 x (g x Rc) ½

Azevedo Neto, 1998 recomenda a verificação da velocidade crítica vc em relação a velocidade final do plano vf e m todos os trechos da canalização.

Nota: cuidado, o raio hidráulico é do ângulo central crítico Rc= (D/4) (1-(seno θc)/ θc) Conforme Crespo, 1997 o raio hidráulico R para o cálculo da velocidade critica pode ser consultada a Figura (26.5).

R= Khidr x h/D Com os valores h/D achamos na Figura (26.5) o coeficiente Khidr. Exemplo 26.5 Calcular a velocidade critica conforme a NBR 9649/86 sendo h/D= 0,50

Entrando na Figura (26.5) com h/D=0,50 achamos Khidr=0,50 R= Khidr x h/D

R= 0,50 x 0,50=0,25 Vc= 6 x (g x R) ½

Vc= 6 x (9,81 x 0,25) ½ = 9,49m/s Para h/D= 0,30 achamos Khidr=0,342

R= Khidr x h/D R= 0,342 x 0,30=0,1026

Vc= 6 x (g x R) ½

Vc= 6 x (9,81 x 0,1026) ½ = 6,02m/s



26-13

Figura 26.5- Coeficientes para o calculo do raio hidráulico para a velocidade critica

da NBR 9649/86. Fonte: Crespo, 1997

Exemplo 26.6 Calcular o ângulo central crítico e a velocidade crítica para vazão de 0,010m3/s, diâmetro D=0,15m tubo de PVC n=0,010.


θc= sen θc + 8 ( 0,0102/9,81) 0,33 [sen(θc/2)] 0,33 x 0,15 -1,67

θc= sen θc +4,29 [sen(θc/2)] 0,33



26-14

Tabela 26.2- Cálculo para o ângulo central por tentativas

θc θc= sen θc +4,29 [sen(θc/2)] 0,33

4 3,40

3,40 4,02 4,02 3,38 3,38 4,04 4,04 3,36 3,36 4,07 4,07 3,34 3,34 4,09 4,09 3,32 3,32 4,11 4,11 3,30 3,30 4,13 4,13 3,28

Tomamos o valor médio θc= (4,13+3,28)/2= 3,67 rad

yc/D= (1/2) x (1 – cos θc/2) yc/0,15=(1/2)x (1 – cos 3,67/2)=0,63 < 0,75D

yc=0,095m Verificação Conforme Metcalf&Eddy, 1981 o valor de yc pode ser estimado por:

yc= 0,483 x (Q/D) 2/3 + 0,083D yc= 0,483 x (0,01/0,15) 2/3 + 0,083x0,15=0,0933m

y/D= 0,63 R= (D/4) ( 1 – sen θ/ θ ) R= (0,15/4) [ 1 – (sen 3,67)/ 3,67 ] =0,043m

Vc= {[g xD/ (8 sen(θc /2))] x (θc - sen (θc)} 0,5 Vc= {[9,81 x0,15/ (8 sen(3,67 /2))] x (3,67 - sen (3,67))} 0,5

Vc= {[0,19 x (3,67 +0,50} 0,5 Vc=0,89m/s

Declividade crítica

Ic= =[n2 x g/ (sen(θc/2))] x [θc4/ (2,0 D (θc – sen θc))] (1/3)

Ic= =[0,0102 x 9,81/ (sen(3,67/2] x [3,674/ (2,0x0,15(3,67-sen 3,67] (1/3)

Ic= =[0,00101 x 5,17] 1/3

Ic=0,0052m/m



26-15

26.13 Velocidade máxima

A velocidade máxima conforme norma NBR 9649/ 1986 é de 5m/s.

Tabela 26.3- Velocidades máximas conforme o tipo de material

Material Velocidade máxima

usualmente admitida (m/s)

Ferro fundido 5 PVC e manilhas cerâmicas 5

Concreto 5 26.14 Profundidade do coletor

De modo geral a profundidade mínima na rua é 0,90m e 0,65m no passeio. A profundidade máxima no passeio varia de 2,00m a 2,50m e na rua no máximo em

4,00m. 26.15 Materiais

Os materiais mais comuns são: • Cerâmico: diâmetros variam de 75mm a 600mm • Concreto simples: diâmetro de 200mm a 600mm • Concreto armado: diâmetro de 300mm a 2000mm • PVC: diâmetro de 100mm a 400mm • Polietileno e polipropileno: diâmetro de 63mm a 1200mm • Ferro fundido: diâmetro de 80mm a 2000mm • Aço: varia conforme o fabricante • PRFV (fibra de vidro): diâmetro de 300mm a 2400mm

26.16 Coeficiente n de Manning Os coeficientes n de Manning mais usuais estão na Tabela (26.4).

Tabela 26.4- Coeficientes n de Manning conforme os materiais Material dos condutos Coeficiente n de Manning

Cerâmico 0,013 Concreto 0,013 PVC 0,010 Ferro fundido com revestimento 0,012 Ferro fundido sem revestimento 0,013 Aço soldado 0,011 Poliéster, polietileno 0,011



26-16

26.17Tensão trativa

A tensão trativa σt é dada pela equação: σt= γ . n2 V2 x [ 4θ/(D(θ-senθ)] 1/3

γ = peso especifico do esgoto= 10kN/m3=10.000N/m3 V= velocidade média (m/s) N= coeficiente de rugosidade de Manning θ= ângulo central em radianos σt= tensão trativa (Pa) Exemplo 26.7 Sendo θ=3,82rad, D=0,15m, n=0,010 PVC, v= 1,04m/s. Achar a tensão trativa.

σt= γ . n2 V2 x [ 4θ/(D(θ-senoθ)] 1/3

σt= 10000x. 0,0102 x 1,042 x [ 4x 3,82/(D(3,82-seno3,82)] 1/3

σt= 1,0816 x [ 15,28/0,15(4,45] 1/3

σt= 3,03 Pa= 3,03 N/m2 26.18 Velocidade máxima e declividade máxima

A velocidade máxima admitida pela norma é 5m/s que é a mesma admitida em galerias de águas pluviais.

Conforme Rolim Mendonça et al, 1987 para 75% de seção para Q em m3/s Imax= 3,64 x n2 x v 2,67 x Q -0,67

Quando n=0,013 e v=5m/s Q em L/s Imax=4,5Q-0,67

Para n=0,010 e v=5m Q em L/s Imax=2,7Q-0,67

Exemplo 26.8 Calcular a declividade máxima a ¾ da seção para a vazão de 13 L/s tubos de PVC

Imax=2,7Q-0,67

Imax=2,7x 13-0,67 =0,4838m/m 26.19 Declividade mínima Na maioria dos países em todo o mundo usa o critério da velocidade mínima e daí calculam a declividade mínima, mas a norma brasileira usa o critério da tensão trativa mínima de 1Pa e usando o coeficiente de rugosidade de Manning n=0,013 temos a declividade mínima:

Io min= 0,0055 x Qi -0,47

Sendo: Iomin= declividade mínima (m/m) Qi= vazão inicial ( L/s)

Há muito anos se usava o critério da velocidade mínima de arraste de 0,60m/s.



26-17

Figura 26.1-Equações obtidas para a declividade mínima de modo a garantir tensão trativa maior que 1Pa.

Fonte: Tsutiya, 1999

Figura 26.1- Declividades mínimas do antigo DAE para velocidade mínima de 0,60m/s

Fonte: Tsytiya, 1999

‘

Figura 26.1- Declividades mínimas do Metcalf&Eddy para velocidade mínima de 0,60m/s

Fonte: Tsytiya, 1999



26-18

Exemplo 26.9 Dada a vazão de 13 L/s com n=0,013 achar a declividade mínima conforme norma da ABNT.

Io min= 0,0055 x Qi -0,47

Io min= 0,0055 /130,47

Iomin=0,0016m/m

Na prática a declividade mínima que pode ser usada é I=0,0005 m/m. 26.20 Declividade mínima para qualquer valor de n

Conforme Rolim Mendonça et al, 1987 a declividade mínima pode ser calculada pela seguinte equação:

V= (R2/A)0,25 x n -0,75 x Q 0,25 x I 0,375 Entretanto o engenheiro Eugênio Macedo observou que com erro de 5% podemos

aproximar o termo da equação: (R2/A)0,25= 0,61=M

Macedo denominou de M=0,61 ficando: V= M x n -0,75 x Q 0,25 x I 0,375

Ou V= 0,61x n -0,75 x Q 0,25 x I 0,375

Para n=0,013 (manilhas cerâmicas) V= 0,61x 0,013-0,75 x Q 0,25 x I 0,375 V= 0,61x 0,013-0,75 x Q 0,25 x I 0,375

V= 15,8 x Q 0,25 x I 0,375 Para tubos de PVC n=0,010 V= 0,61x 0,010-0,75 x Q 0,25 x I 0,375

V= 19,3 x Q 0,25 x I 0,375 A declividade mínima será:

Considerando: Tensão trativa mínima = 1 Pa γ= 10.000N/m3 M=0,61 Macedo Q= vazão em L/s Teremos:

I=0,000721 n-9,4614 x Q -0,47

A norma adota: Para n=0,013 I=0,0055 x Q -0,47

Para n=0,010 I=0,006 x Q -0,47 26.21 Diâmetro do coletor conforme Gonçalves, Ilha e Santos, 1998 EPUSP.

O diâmetro do coletor predial D a ½ seção é dado por:

n 3/8 Q 3/8 I –3/16 D = ----------------------------- (Equação 26.1)



26-19

6,644 O diâmetro do coletor predial D a ¾ da seção é dado por: n 3/8 Q 3/8 I –3/16 D = ----------------------------- (Equação 26.2) 8,320 Sendo: D = diâmetro do coletor predial em metros; n = coeficiente de Manning; Q = vazão no coletor predial em L/s; I = declividade do coletor predial em m/m. 26.22 Vazão mínima

Quando um coletor não temos vazão mínima deve-se adotar o mínimo de 1,5 L/s conforme a norma brasileira. 26.232 Distância entre os PV

Depende do equipamento disponível. Quando existe equipamento de jatos de água a sua eficiência se dá no máximo em 60m e portanto a distancia entre os PVs pode ser de 120m.

Há vários anos o Departamento de Águas e Esgotos (antigo DAE) fez pesquisas em milhares de poços de visita de esgotos salientado que inúmeros PV nunca foram abertos para manutenção enquanto que uma porcentagem menor é constante manuseado. Até o presente momento não temos critérios firmes de localização de PV.

A meu ver o grande número de entupimentos em redes de esgotos se dá em trecho descendente seguido de trechos praticamente em nível e nestes locais os PV serão constantemente abertos para manutenção.



26-20

Figura 26.6- Poço de visita típico Fonte: Crespo, 1997



26-21

Figura 26.7- Poço de visita com tubo de queda

Fonte: Crespo, 1997

Figura 26.8- Poço de visita com tubo de queda e dissipador de energia

retangular Fonte: Crespo, 1997



26-22

26.24 Perdas de cargas As perdas de cargas nos poços de visita onde há uma mudança de direção e dos poços de visita de passagem dos esgotos sanitários, geralmente não são consideradas, contando-se com isto com altura da lâmina de esgoto que no máximo deve ser de 75% do diâmetro. Entretanto caso se queira levar em conta as perdas de cargas localizadas num poço de visita, basta fazer um rebaixo relativa a perda de carga localizada calculada.

As perdas distribuídas hf são: hf= S x L

S= [(Q x n/ (A x R2/3)]2 A perda de carga distribuída hf numa tubulação de comprimento L será:

hf= S x L = L x [(Q x n)/ (A x R2/3)]2 Sendo: n=rugosidade de Manning L=comprimento (m) Q= vazão (m3/s) A= área molhada (m2) R= raio hidráulico (m) S= perda distribuída (m/m) Perdas localizadas conforme Qasim, 1994 Qasim, 1994 apresenta as perdas de cargas localizadas em canais livres de uma maneira bem sucinta que passamos a descrever: Perda de carga com contração súbita com entrada chanfrada

Ho= 0,5 (V12/2g - V2

2/2g) V1= velocidade a jusante (m/s) V2= velocidade a montante (m/s) Perda de carga com contração súbita com entrada arredondada

Ho= 0,25 (V12/2g - V2

2/2g) V1= velocidade a jusante (m/s) V2= velocidade a montante (m/s)

Perda de carga com contração súbita com entrada bem arredondada

Ho= 0,05 (V12/2g - V2

2/2g) V1= velocidade a jusante (m/s) V2= velocidade a montante (m/s)

Perda de carga com alargamento súbito com entrada chanfrada

Ho= 0,2 a 1,0 (V12/2g - V2

2/2g) V1= velocidade a montante (m/s) V2= velocidade a jusante (m/s)

Perda de carga com alargamento súbito com entrada arredondada

Ho= 0,1 (V12/2g - V2

2/2g) V1= velocidade a montante (m/s) V2= velocidade a jusante (m/s)



26-23

Sifão

Ho= 2,78(V2/2g )

Passagem direta por um poço de visita Ho= 0,05 (V2/2g)

Passagem direta por um poço de visita terminal Ho= 1,00 (V2/2g )

Mudança de direção no PV de 45º

Ho= 0,40 (V2/2g Mudança de direção no PV de 45º com dispositivo de desvio

Ho= 0,30 (V2/2g ) Mudança de direção no PV de 90º

Ho= 1,30 (V2/2g ) Mudança de direção no PV de 90º com dispositivo de desvio

Ho= 1,00 (V2/2g )

Quando uma rede de esgoto é lançada num lago, num rio ou noutra tubulação de maior dimensão temos a equação:

Ho= 1,0 x (Vo2/2g - Vd2/2g) Sendo: Vo= velocidade das esgotos sanitários na saída (m/s) Vd= velocidade do local de lançamento (m/s) No caso de o lançamento ser feito em um lago ou reservatório Vd=0 e então teremos:

Ho= 1,0 x (Vo2/2g)

Conforme Martins , 1987 in Tsutya, 1999 mostra as perdas de cargas localizadas (hf) em poços de visita:

• Nas passagens retas: 0,03m • Nas curvas: • Se Rc <2D então hf= V2/40 • Se 2D <Rc <8D então hf= V2/80

Sendo: Rc= raio da curva (m) V= velocidade a montante (m/s) D= diâmetro do conduto (m) Exemplo 26.10 Dada a velocidade de V=2,0m/s achar a perda de carga num PV de passagem e num poço de visita a 90graus com dispositivo de desvio.



26-24

Passagem direta por um poço de visita Ho= 0,05 (V2/2g) Ho= 0,05 (2,02/2x9,81)=0,01m

Mudança de direção no PV de 90º com dispositivo de desvio

Ho= 1,00 (V2/2g ) Ho= 1,00 (22/2x9,81)=0,20m

26.25 Critério de vazões

A norma brasileira 9649/86 introduziu o conceito que em tubulações de esgoto deverá calculada pela vazão inicial (Qi) e vazão final (Qf).

26.26 Dimensionamento de coletores circulares usando tabela de parâmetros adimensionais conforme Neto, Araujo,Ito,1998. A tubulação transversal de um coletor pode funcionar a seção plena e a seção variável, onde o valor da lâmina d’água y é menor que o diâmetro. Uma maneira prática de se calcular os parâmetros hidráulicos é usar as Tabelas (26.1) a (26.8) elaboradas pelos professores Ariovaldo Nuvolari e Acácio Eiji Ito da Faculdade de Tecnologia de São Paulo (FATEC-SP) e citado no livro Neto, Araújo, Ito, 1998. Na prática existem dois tipos básicos de problema.

• Dados Q, n, I , D achar y= ?

• Dados y , n , I , D achar Q= ? Sendo: Q= vazão no coletor em m3/s; n= coeficiente de rugosidade de Manning ; I= declividade do coletor em m/m; Y= lâmina d’água em m; D= diâmetro do coletor em m.

Primeiro problema: Dados Q, n, I , D achar y= ? Dados: Vazão no coletor predial = 6 L/s = 0,006 m3/s; n=0,013; D=0,10m. I=0,02 m/m ou seja 2%. Comecemos calculando o parâmetro adimensional da Tabela (26.1).

Q . n / (D 8/3 . I ½ )= (0,006 . 0,013) / 0,10 8/3 . 0,02 ½ = 0,256004 Consultando a Tabela (26.1) entrando com o número adimensional 0,256004 achamos:

y/D = 0,69. Como o valor de D=0,10m teremos: y= D . 0,69 = 0,1 . 0,69 = 0,069m (altura da lâmina d’água) Calculemos a velocidade média v.

Da Tabela (26.5) usando y/D = 0,69 achamos o parâmetro adimensional 0,4429. v. n /D 2/3 . I ½ =0,4429

donde



26-25

v= (0,4429xD 2/3 . I ½)/n = (0,4429 . (0,12/3) .(0,021/2))/0,013 = 1,03 m/s. Pela fórmula de Manning, tiremos o valor do raio hidráulico.

v= (1/n) RH 2/3 I ½ RH = (v. n / (I 1/2) )3/2 = ((1,03 x 0,013)/(0,02 ½ )) 3/2 = 0,029 m É importantíssimo calcularmos a tensão trativa.

σt = γ . RH . I σt = γ . RH . I = 10.000x 0,029x 0,02 = 5,89 Pa >> 1 Pa. OK.

Ângulo central crítico


θc= sen θc + 8 ( 0,0062/9,81) 1/3 [sen(θc/2)] 1/6 x 0,10 -1,67

θc= sen θc + 0,13 [sen(θc/2)] 1/6 x 46,73

θc= sen θc + 6,07 [sen(θc/2)] 1/6 Tabela 26.5- Cálculo por tentativas

θc sen θc + 6,07 [sen(θc/2)] 1/6

4 5,13 5,13 4,06 4,06 5,06 5,06 4,11 4,11 5,00 5,00 4,16 4,16 4,95 4,95 4,21 4,21 4,90 4,90 4,25 4,25 4,86 4,86 4,28 4,28 4,82 4,82 4,32 4,32 4,79 4,79 4,34 4,34 4,76 4,76 4,37 4,37 4,74 4,74 4,39 4,39 4,72 4,72 4,41 4,41 4,70 4,70 4,43 4,43 4,68 4,68 4,44 4,44 4,66 4,66 4,46 4,46 4,65



26-26

4,65 4,47 4,47 4,64 4,64 4,48 4,48 4,63 4,63 4,49

Adotamos θc= 4,73rad=271graus Velocidade critica

Vc= {[g xD/ (8 seno(θc /2))] x (θc - seno (θc))} 0,5 Vc= {[9,81x0,10/ (8 seno(4,73 /2))] x (4,73 - seno (4,73))} 0,5 Vc= {0,175 x (5,73} 0,5 Vc= 1,00m/s

Como a velocidade V= 1,00m/s > Vc=0,88m/s. Regime supercrítico Como a velocidade é maior que a velocidade critica então conforme a NBR 9649/86 o valor y/D deverá ser menor ou igual a 0,50. Uma solução imediata é aumentar o diâmetro para o seguinte, então D=0,15m. Segundo problema: Dados y , n , I , D achar Q= ? Dados: Vazão no coletor predial = ? m3/s; n=0,013; D=0,15m. I=0,02 ou seja 2%. y=0,1m (altura da lâmina d’água) Solução: Como temos a altura da lâmina d’água y=0,10m então temos a relação y/D y/D = 0,1/0,15 = 0,666m Entrando na Tabela 6.4 com y/d=0,666 obtemos 0,2430

Q . n / (D 8/3 . I ½ )= Q x. 0,013 / (0,15 8/3 x 0,02 ½ )= 0,2430

Q= (0,2430 /0,013) . (0,15 2,67 x 0,02 ½ ) =0,0167 m 3/s

Procuremos o valor da velocidade média e da tensão trativa. Da Tabela (26.1) tiremos o adimensional 0,4390 relativo a y/D= 0,666

v. n /D 2/3 . I ½ =0,4390 donde v= (0,4390xD 2/3 . I ½)/n = (0,4390 x (0,152/3) x(0,021/2))/0,013 = 1,35 m/s.

Pela fórmula de Manning, tiremos o valor do raio hidráulico. v= (1/n) RH 2/3 I ½

RH = (v. n / (I 1/2) )3/2 = ((1,35 . 0,013)/(0,02 ½ )) 3/2 = 0,044 m É importantíssimo calcularmos a tensão trativa.

σt = γ . RH . I σt = γ . RH . I = 10.000 . 0,044 . 0,02 = 8,8 Pa >> 1 Pa



26-27



26-28

Tabela 26.6-Condutos circulares em regime permanente

y/D Q . n / (D 8/3. I ½) y/D Q . n / (D 8/3. I ½) 0,01 0,0001 0,51 0,1611 0,02 0,0002 0,52 0,1665 0,03 0,0005 0,53 0,1718 0,04 0,0009 0,54 0,1772 0,05 0,0015 0,55 0,1825 0,06 0,0022 0,56 0,1879 0,07 0,0031 0,57 0,1933 0,08 0,0041 0,58 0,1987 0,09 0,0052 0,59 0,2040 0,10 0,0065 0,60 0,2094 0,11 0,0079 0,61 0,2147 0,12 0,0095 0,62 0,2200 0,13 0,0113 0,63 0,2253 0,14 0,0131 0,64 0,2305 0,15 0,0151 0,65 0,2357 0,16 0,0173 0,66 0,2409 0,17 0,0196 0,67 0,2460 0,18 0,0220 0,68 0,2510 0,19 0,0246 0,69 0,2560 0,20 0,0273 0,70 0,2609 0,21 0,0301 0,71 0,2658 0,22 0,0331 0,72 0,2705 0,23 0,0362 0,73 0,2752 0,24 0,0394 0,75 0,2797 0,25 0,0427 0,75 0,2842 0,26 0,0461 0,76 0,2885 0,27 0,0497 0,77 0,2928 0,28 0,0534 0,78 0,2969 0,29 0,0571 0,79 0,3008 0,30 0,0610 0,80 0,3046

Fonte: Netto, Fernandez, Araujo e Ito, 1998



26-29


y/D Q . n / (D 8/3. I ½) y/D Q . n / (D 8/3. I ½) 0,31 0,0650 0,81 0,3083 0,32 0,0691 0,82 0,3118 0,33 0,0733 0,83 0,3151 0,34 0,0776 0,84 0,3182 0,35 0,0819 0,85 0,3211 0,36 0,0864 0,86 0,3238 0,37 0,0909 0,8^7 0,3263 0,38 0,0956 0,88 0,3285 0,39 0,1003 0,89 0,3305 0,40 0,1050 0,90 0,3322 0,41 0,1099 0,91 0,3335 0,42 0,1148 0,92 0,3345 0,43 0,1197 0,93 0,3351 0,44 0,1247 0,94 0,3352 0,45 0,1298 0,95 0,3340 0,46 0,1349 0,96 0,3339 0,47 0,1401 0,97 0,3321 0,48 0,1453 0,98 0,3293 0,49 0,1505 0,99 0,3247 0,50 0,1558 1,00 0,3116




26-30

Tabela 26.8-Condutos circulares

y/D Q. n/(y 8/3 . I ½) y/D Q. n/(y 8/3 . I ½) 0,01 10,1118 0,51 0,9705 0,02 7,1061 0,52 0,9529 0,03 5,7662 0,53 0,9339 0,04 4,9625 0,54 0,9162 0,05 4,4107 0,55 0,8989 0,06 4,0009 0,56 0,8820 0,07 3,6805 0,57 0,8654 0,08 3,4207 0,58 0,8491 0,09 3,2043 0,59 0,8332 0,10 3,0201 0,60 0,8176 0,11 2,8606 0,61 0,8022 0,12 2,7208 0,62 0,7872 0,13 2,5966 0,63 0,7724 0,14 2,4854 0,64 0,7579 0,15 2,3849 0,65 0,7436 0,16 2,2935 0,66 0,7295 0,17 2,2097 0,67 0,7872 0,18 2,1326 0,68 0,7724 0,19 2,0613 0,69 0,7579 0,20 1,9950 0,70 0,7436 0,21 1,9332 0,71 0,6624 0,22 1,8752 0,72 0,6496 0,23 1,8208 0,73 0,6360 0,24 1,7696 0,74 0,6244 0,25 1,7212 0,75 0,6120 0,26 1,6753 0,76 0,5998 0,27 1,6318 0,77 0,5878 0,28 1,5903 0,78 0,5758 0,29 1,5509 0,79 0,5640 0,30 1,5132 0,80 0,5523




26-31

Tabela 26.9-Condutos circulares em regime permanente y/D Q. n/(y 8/3 . I ½) y/D Q. n/(y 8/3 . I ½) 0,31 1,4771 0,81 0,5407 0,32 1,4426 0,82 0,5293 0,33 1,4094 0,83 0,5179 0,34 1,3776 0,84 0,5066 0,35 1,3469 0,85 0,4953 0,36 1,3174 0,86 0,4842 0,37 1,2889 0,87 0,4731 0,38 1,2614 0,88 0,4620 0,39 1,2348 0,89 0,4509 0,40 1,2091 0,90 0,4399 0,41 1,1841 0,91 0,4289 0,42 1,1600 0,92 0,4178 0,43 1.1365 0,93 0,4066 0,44 1,1138 0,94 0,3954 0,45 1,0916 0,95 0,3840 0,46 1,0701 0,96 0,3723 0,47 1,0491 0,97 0,3602 0,48 1,0287 0,98 0,3475 0,49 1,0088 0,99 0,3335 0,50 0,9894 1,00 0,3116




26-32


y/D v. n /(D 2/3 . I ½) y/D v. n /(D 2/3 . I ½) 0,01 0,0353 0,51 0,4002 0,02 0,0559 0,52 0,4034 0,03 0,0730 0,53 0,4065 0,04 0,0881 0,54 0.4095 0,05 0,1019 0,55 0,4124 0,06 0,1147 0,56 0,4153 0,07 0,1267 0,57 0,4180 0,08 0,1381 0,58 0,4206 0,09 0,1489 0,59 0,4231 0,10 0,1592 0,60 0,4256 0,11 0,1691 0,61 0,4279 0,12 0,1786 0,62 0,4301 0,13 0,1877 0,63 0,4323 0,14 0,1965 0,64 0,4343 0,15 0,2051 0,65 0,4362 0,16 0,2133 0,66 0,4381 0,17 0,2214 0,67 0,4398 0,18 0,2291 0,68 0,4414 0,19 0,2367 0,69 0,4429 0,20 0,2441 0,70 0,4444 0,21 0,2512 0,71 0,4457 0,22 0,2582 0,72 0,4469 0,23 0,2650 0,73 0,4480 0,24 0,2716 0,74 0,4489 0,25 0,2780 0,75 0,4498 0,26 0,2843 0,76 0,4505 0,27 0,2905 0,77 0,4512 0,28 0,2965 0,78 0,4517 0,29 0,3023 0,79 0,4520 0,30 0,3080 0,80 0,4523




26-33


y/D v. n /(D 2/3 . I ½) y/D v. n /(D 2/3 . I ½) 0,31 0,3136 0,81 0,4524 0,32 0,3190 0,82 0,4524 0,33 0,3243 0,83 0,4522 0,34 0,3295 0,84 0,4519 0,35 0,3345 0,85 0,4514 0,36 0,3394 0,86 0,4507 0,37 0,3443 0,87 0,4499 0,38 0,3490 0,88 0,4489 0,39 0,3535 0,89 0,4476 0,40 0,3580 0,90 0,4462 0,41 0,3624 0,91 0,4445 0,42 0,3666 0,92 0,4425 0,43 0,3708 0,93 0,4402 0,44 0,3748 0,94 0,4376 0,45 0,3787 0,95 0,4345 0,46 0,3825 0,96 0,4309 0,47 0,3863 0,97 0,4267 0,48 0,3899 0,98 0,4213 0,49 0,3934 0,99 0,4142 0,50 0,3968 1,00 0,3968




26-34


y/D v. n/(y2/3 . I ½) y/D v. n/(y2/3 . I ½) 0,01 0,7608 0,51 0,6260 0,02 0,7584 0,52 0,6238 0,03 0,7560 0,53 0,6207 0,04 0,7536 0,54 0,6176 0,05 0,7511 0,55 0,6144 0,06 0,7487 0,56 0,6112 0,07 0,7463 0,57 0,6080 0,08 0,7438 0,58 0,6048 0,09 0,7414 0,59 0,6015 0,10 0,7389 0,60 0,5982 0,11 0,7365 0,61 0,5949 0,12 0,7340 0,62 0,5916 0,13 0,7315 0,63 0,5882 0,14 0,7290 0,64 0,5848 0,15 0,7265 0,65 0,5814 0,16 0,7239 0,66 0,5779 0,17 0,7214 0,67 0,5744 0,18 0,7188 0,68 0,5709 0,19 0,7163 0,69 0,5673 0,20 0,7137 0,70 0,5637 0,21 0,7111 0,71 0,5600 0,22 0,7085 0,72 0,5563 0,23 0,7059 0,73 0,5525 0,24 0,7033 0,74 0,5487 0,25 0,7007 0,75 0,5449 0,26 0,6980 0,76 0,5410 0,27 0,6954 0,77 0,5371 0,28 0,6827 0,78 0,5330 0,29 0,6900 0,79 0,5290 0,30 0,6873 0,80 0,5248




26-35


y/D v. n/(y2/3 . I ½) y/D v. n/(y2/3 . I ½) 0,31 0,6846 0,81 0,5206 0,32 0,6819 0,82 0,5164 0,33 0,6791 0,83 0,5120 0,34 0,6764 0,84 0,5076 0,35 0,6736 0,85 0,5030 0,36 0,6708 0,86 0,4984 0,37 0,6680 0,87 0,4936 0,38 0,6652 0,88 0,4888 0,39 0,6623 0,89 0,4838 0,40 0,6595 0,90 0,4786 0,41 0,6566 0,91 0,4733 0,42 0,6537 0,92 0,4678 0,43 0,6508 0,93 0,4620 0,44 0,6479 0,94 0,4560 0,45 0,6449 0,95 0,449,6 0,46 0,6420 0,96 0,4428 0,47 0,6390 0,97 0,4354 0,48 0,6360 0,98 0,4271 0,49 0,6330 0,99 0,4170 0,50 0,6299 1,00 0,3968




26-36

26.27 Equações semi-empiricas para estimativa da altura crítica

French in Mays, 1999 em seu livro Hydraulic Design Handbook capítulo 3.7-Hydraulic of Open Channel Flow, mostra quatro equações semi-empíricas para a estimativa da altura crítica yc extraídas de trabalho de Straub, 1982.

Primeiramente é definido um termo denominado ψ = Q2 / g ( Equação 26.1)

sendo Q a vazão (m3/s) e g=9,81 m/s2. Seção retangular yc = (ψ / b2) 0,33 (Equação 26.2) sendo b=largura do canal (m). Exercício 26.11. Calcular a altura crítica de um canal retangular com largura de 3,00m, vazão de 15m3/s.

Primeiramente calculamos ψ ψ = Q2 / g = 15 2 / 9,81 = 22,94 yc = (ψ / b2) 0,33 = (22,94 / 32) 0,33 = 1,36m

Portanto, a altura critica do canal é de 1,36m.

Seção circular ψ = Q2 / g

yc = (1,01 / D 0,26) . ψ 0,25 (Equação 26.1) sendo D o diâmetro da tubulação.

Exercício 26.12 Calcular a altura crítica de um tubo de concreto de diâmetro de 1,5m para conduzir uma vazão de 3m3/s. Primeiramente calculamos ψ ψ = Q2 / g = 32 / 9,81 = 0,92 yc = (1,01 / D 0,26) . ψ 0,25 = (1,01 / 1,50,26) . 0,92 0,25 = 0,97m

Portanto, a altura critica no tubo é de 0,97m

Seção trapezoidal Para a seção trapezoidal de um canal com base b e inclinação das paredes 1 na

vertical e z na horizontal, a altura critica é: yc = 0,81 . (ψ / z 0,75 . b 1,25 ) 0,27 - b/ 30z ( Equação 26.1)

Exercício 26.13 Achar a altura critica de um canal trapezoidal com base de 3,00m, vazão de 15m3/s e declividade da parede de 1 na vertical e 3 na horizontal ( z=3). ψ = Q2 / g = 152 / 9,81 = 22,94 yc = 0,81 . (ψ / z 0,75 . b 1,25 ) 0,27 - b/ 30z = 0,81 . ( 22,94 / 3 0,75 . 3 1,25 ) 0,27 - 3/ 30.3 = yc = 1,04- 0,03 = 1,01m



26-37

Portanto, a altura critica é de 1,01m Exemplo 26.14- Rolim Mendonça et al, 1987 Dimensionar um coletor para vazão de 92,8 L/s no fim do plano com declividade de 0,011m/m com diametro de 300mm e n=0,013 (Manning).

θ= sen θ + 2 2,6 (n Q/I 1/2) 0,6 D-1,6 θ 0,4 θ= sen θ + 2 2,6 (0,013x0,0928/0,0111/2) 0,6 0,30-1,6 θ 0,4 θ= sen θ +2,847. θ 0,4

Tabela 26.14- Cálculos para achar o ângulo central do escoamento normal θ θ= seno θ +2,847. θ 0,4

3,00 4,56 4,56 4,23 4,23 4,18 4,18 4,18 4,18 4,18

Portanto, o angulo central θ =4,18 rad= 239,5 graus

θ = 2 arc cos ( 1 – 2y /D) ou

θ = 2 cos-1 ( 1 – 2 (y/D)) 4,18 = 2 cos-1 ( 1 – 2 (y/D))

4,18/2 = 2,09= cos-1 ( 1 – 2 (y/D)) -0,4962 = ( 1 – 2 (y/D)) -1,4962=-2 y/D=-2y/0,30

y=1,4962x0,30/2= 0,224m y/D= 0,224/ 0,30=0,75 A área molhada “A”:

A= D2 ( θ – seno θ)/8 A= 0,302 ( 4,18 – seno 4,18)/8=0,0567m2

Equação da continuidade Q= A x V V= Q/A= 0,0928/0,-567= 1,64m/s

O perímetro molhado ”P”: P=(θ D)/2 P=(4,18 x 0,30)/2=0,627m

O raio hidráulico “R”:

R= (D/4) (1-(seno θ)/ θ) R= (0,30/4) (1-(seno 4,18)/ 4,18)=0,033m

É importantíssimo calcularmos a tensão trativa. σt = γ . R . I



26-38

σt = γ . R . I = 10.000x 0,033x 0,011 = 3,63 Pa >> 1 Pa. OK. Ângulo central crítico


θc= sen θc + 8 ( 0,09282/9,81) 0,33 [sen(θc/2)] 1/3 x 0,3 -1,67

θc= sen θc +0,784 [sen(θc/2)] 1/3 x 7,46

θc= sen θc +5,85 [sen(θc/2)] 1/3 Tabela 26.15- Cálculos do ângulo central

θc sen θc +5,85 [sen(θc/2)] 1/3

4 4,91 4,91 2,71 2,71 4,68 4,68 2,85 2,85 4,56 4,56 2,93 2,93 4,50 4,50 2,97 2,97 4,45 4,45 3,01 3,01 4,42 4,42 3,03 3,03 4,40

O problema apresenta dois valores 3,03rad e 4,40rad e tomamos a nmedia. 3,03+4,40/2 = 3,715 rad

Portanto, o angulo central critico θc=3,715rad θ = 2 cos-1 ( 1 – 2 (y/D))

3,715rad= 2 cos-1 ( 1 – 2 (y/0,30)) 3,715/2= cos-1 ( 1 – 2 (y/0,30))

-0,28= 1- 2y/0,3 -1,28= - 2y/0,3

yc= 1,28x0,3/2=0,192m y/D= 0,192/0,30=0,64

Vc= {[g xD/ (8 seno(θc /2))] x (θc - seno (θc))} 0,5 Vc= {[g xD/ (8 seno(θc /2))] x (3,715 - seno (3,715))} 0,5 Vc= {[0,383] x (4,255)} 0,5

Vc=1,27m/s Ic= =[n2 x g/ (sen(θc/2))] x [θc4/ (2,0 D (θc – senθc))] (1/3)

Ic= =[0,0132 x 9,81/ (sen(3,715/2))] x [3,7154/ (2,0 x0,30 (3,715 – sen 3,715))] (1/3)

Ic=0,129m/m



26-39

Regime de escoamento Velocidade em regime normal de escoamento= 1,64m/s Velocidade crítica= 1,29m/s Como 1,64>1,29 o regime de escoamento é supercrítico ou torrencial.

Análise da velocidade

Velocidade normal= 1,64m/s Se a velocidade 1,64> Vc=1,29m/s então temos segundo a NB no item 5.1.1 de

fazer com que y/D≤ 0,50 Então adotamos D=0,35m.

26.28 Elementos hidráulicos numa seção circular

Metcalf & Eddy, 1981 apresentam as Tabelas (26.16) e (26.17) bem como a Figura (26.19)

Tabela 26.16- Valores de K para secção circular m termos da altura da lâmina de água d. Q= (K/n) d 8/3 . S1/2


Tabela 26.17-Valores de K´ para secção circulas em termos do diâmetro do tubo Q= (K´/n) D 8/3 . S1/2




26-40

Figura 26.19- Elementos hidráulicos de tubo circular Fonte: Metcalf&Eddy, 1981

Figura 26.20- Elementos hidráulicos de tubo circular

Fonte: \Hammern 1979



26-41

Exemplo 26.15- Extraído de Metcalf & Eddy, 1981 Determinar a altura da lâmina liquida e a velocidade de um escoando com secção parcialmente cheia. Dados: D=0,30m S= 0,005m/m n=0,015 (coeficiente de rugosidade de Manning) Q=0,01m3/s Solução

Q= (K´/n) D 8/3 . S1/2 Vamos tirar o valor de K´

K´= (Q.n) / (D 8/3 . S1/2 ) K´= (0,01 x 0,015) / (0,3 8/3 x 0,0051/2 )=0,0526

Entrando na Tabela (26.17) com K´= 0,0526 achamos d/D=0,28 Portanto, d= 0,28 x 0,30= 0,084m

Vamos achar a velocidade. Usemos a equação da continuidade Q= A x V portanto V=Q/A Temos que achar a área molhada.

Entrando na Figura (26.19) com d/D=0,28 achamos A=Atotal = 0,22 Como: Atotal = PI x 0,30 x 0,30/ 4=0,070686m2

A/Atotal = 0,22 A= 0,22 x 0,070686m2=0,0156m2 V= Q/ A = 0,01m3/s/ 0,0156m2=0,641m/s

Exemplo 26.16- Extraído de Metcalf & Eddy, 1981´ Determinar o diâmetro; Dados: Q=0,15m3/s 65% cheio= d/D=0,65 S=0,001 m/m n=0,013

Q= (K´/n) D 8/3 . S1/2

Como d/D= 0,65 entrando na Tabela (26.17) achamos K´= 0,236 Vamos então tirar o valor de D.

Q= (K´/n) D 8/3 . S1/2 D= (Q.n)/ (K´ . S1/2)

D= (0,15x0,013)/ (0,236x 0,0011/2) =0,605m Portanto, adotamos D=0,60m



26-42

26.29 Bibliografia e livros consultados -ABNT NBR 10158/87 Tampão circular de ferro fundido. Dimensões. -ABNT NBR 7362/90. Tubo de PVC rígido com junta elástico, coletor de esgoto. -ABNT NBR 9649/86 Projeto de redes coletoras de esgoto sanitário. -ABNT NR 9814/87 Execução de rede coletora de esgoto sanitário -AZEVEDO NETO, JOSÉ M.. Sistemas de esgoto sanitário, 1973, Faculdade de Saúde Publica e CETESB, 416páginas. -AZEVEDO NETO, JOSE M. Manual de Hidráulica. 8ª Ed. 669páginas. -CRESPO, PATRICIO GALLEGOS. Sistemas de esgotos. Editora UFMG, 1997, 129páginas. -FERNANDES, CARLOS. Esgotos sanitários. Editora Universitária, João Pessoa, 1997, 433 páginas. -HAMMER, MARK J. Sistemas de abastecimento de água e esgotos. Editora Livros Técnicos, 1979, 563 páginas. -LENCASTRE. A. Hidráulica Geral. 654 páginas, 1983, Edição Luso-Brasileira. -MENDONÇA, SERGIO ROLIM et al. Projeto e Construção de redes de esgotos. 452 páginas, Rio de Janeiro, 1987. -TSUTIYA, MILTON TOMOYUKI e SOBRINHO, PEDRO ALEM. Coleta e transporte de esgoto sanitário. EPUSP, 1999, 547 páginas

Curso de esgotos Capitulo 27- Método de Muskingum-Cunge

Engenheiro Plínio Tomaz 14 de junho de 2008 [email protected]

27-1

Capítulo 27

Método de Muskingum-Cunge



27-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

Capítulo 27 - Método de Muskingum-Cunge 27.1 Introdução 27.2 Routing de rios e canais usando o método de Muskingum 27.3 Routing de rios e canais usando o método de Muskingum segundo FHWA 27.3.1 Routing de rios e canais usando o método de Muskingum-Cunge segundo FHWA 27.4 Routing de rios e canais usando o Método de Muskingum-Cunge segundo Chin quando há

canal lateral 27.5 Método de Muskingum-Cunge segundo Chin 27.6 Método de Muskingum quando há canais laterais 27.7 Método de Muskingum-Cunge segundo Tucci 27.8 Bibliografia e livros consultados

23 páginas



27-3

Capítulo 27 - Método de Muskingum-Cunge 27.1 Introdução

O Método de Muskingum-Cunge tem como objetivo a propagação de cheias em rios. O cálculo exato seria o uso das equações gerais de Saint-Venant conforme Porto, 2003, mas devido as dificuldades de levantamentos de dados usa-se o método de Muskingum-Cunge.

Vamos expor as idéias de routing elaborados por McCuen no FHWA (Federal Highway Administration) que faz parte do Highway Hydrology.

As aplicações de routing são basicamente duas: routing de reservatórios e routing de rios e canais. Para o routing de reservatórios normalmente é usado o método modificado de Pulz e, para routing de rios e canais são usados uns dos quatros métodos:

• Método de Muskingum, • Método de Muskingum-Cunge;

O Método de Muskingum para o chamado “flood routing” foi desenvolvido em Ohio pela primeira vez em

1938 no rio Muskingum por McCarthy do US Army Corps of Engineers e, é também, chamado de Muskingum routing.

27.2 Routing de rios e canais usando o Método de Muskingum Conforme Chaudhry, 1993 para um trecho de um canal com movimento não uniforme, o armazenamento

depende da vazão de entrada e de saída, conforme Figuras (27.1) e (27.2). O armazenamento no canal forma um prisma onde S (storage) é proporcional a O (output) e o armazenamento em cunha, onde S é proporcional a diferença entre a entrada e a saída.

Dica: a secção é constante durante todo o trecho No Método de Muskingum, conforme a Figura (27.1), podemos ver a combinação de um prisma de

armazenamento K.O e uma cunha K.X (I –O), sendo K o tempo de trânsito até o local desejado e “O” a vazão naquele local.

O valor de X varia entre 0 ≤ X ≤ 0,5. Para armazenamento em reservatórios X=0 e quando o armazenamento marginal está cheio X= 0,5.

Em rios naturais o valor de X é usualmente entre 0 e 0,3, sendo o valor típico 0,2, conforme Chow et al. 1988.

Em um canal podemos escrever conforme Akan, 1993:

dS/dt = I – Q (Equação 27.1) Sendo: S= volume de água no canal (armazenamento) I= vazão a montante Q= vazão a jusante (nota: as vezes usa-se a notação “O” de output) t= tempo.

Figura 27.1 - Esquema do canal para aplicação do Método de Muskingum. Observar o prisma e a cunha. Fonte: Chin, 2000



27-4

Figura 27.2 - Esquema do canal para aplicação do Método de Muskingum. Observar o prisma e a cunha.

Fonte: Chaudhry, 1993

Isto pode ser escrito da maneira usual de aplicação do Método de Muskingum, sendo S o armazenamento, I a vazão na entrada e Q a vazão no ponto considerado.

S= K.Q +K.X (I – Q)] (Equação 27.2)

S= K [X. I + (1 – X) Q] (Equação 27.3) Sendo: S= volume; I= vazão na entrada (m3/s); Q= vazão na saída (m3/s); K= constante do travel time (tempo de trânsito ou tempo de translação) X= fator entre 0 e 1,0. O mais usado é X= 0,2 (McCuen, p.603). Usualmente o valor de X está entre 0,1

e 0,3 (Handbook of Hydrology, capítulo 10). Podemos reescrever a Equação (27.1) para o intervalo de tempo Δt:

(S2 – S1)/ Δt = (I1 + I2)/2 - (Q1+ Q2)/2

Usando a Equação (27.3) após as simplificações obtemos genericamente a Equação (27.4):

Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1 (Equação 27.4)

Sendo: A= 2 (1-X) + Δt /K (Equação 27.5) C0= [(Δt / K) – 2X]/ A (Equação 27.6) C1= [(Δt / K) + 2X]/ A (Equação 27.7) C2= [2 (1- X) -(Δt / K)]/ A (Equação 27.8)

Sendo que: C0 + C1+ C2= 1,00 (Equação 27.9)

Uma das dificuldades de se aplicar o método de Muskingum é adotar Δt, K e X. Usualmente X= 0,2 para canais naturais. O intervalo de tempo Δt quando há ramificações laterais deve ser igual ao menor tempo. O básico do método de Muskingum é que para se achar os valores de K e de X temos que usar os

dados de entrada e de saída e através de tentativas e erros achar qual o valor melhor de K e de X. Para cada valor de X adotado, podemos achar um valor de K. O melhor valor de K será aquela curva

que é praticamente uma linha reta, conforme Figura (27.3).



27-5

Figura 27.3 - Determinação do coeficiente K. Na Figura com X= 0,2 temos aproximadamente uma linha reta e dela está o melhor valor de K e de X. Fonte: Linsley et al. 1982, p. 274

O grande inconveniente de se usar o Método de Muskingum é que se precisa dos valores de entrada e de saída, o que na maioria das vezes só possuímos os valores de entrada.

Ainda usando o Método de Muskingum quando não se tem os pares de valores de entrada e de saída, podemos estimar o valor de K como o tempo de trânsito da seção A até a seção B, por exemplo, usando a equação de Manning.

De modo geral o valor de x deve estar entre 0 e 0,5, pois valores de X>0,5 amplifica a hidrógrafa a jusante trazendo informações fora da realidade. Na ausência de dados, usa-se X entre 0,2 e 0,3.

Dica: o método de Muskingum-Cunge considera o amortecimento e devido a isto que é usado em dimensionamento de coletores troncos de esgotos sanitários.

Dica: o método de Muskingum-Cunge funciona bem quando o tempo de pico do hidrograma de entrada é maior que 2h. Quando há mudanças de declividade ou de seção o calculo é feito por trechos prismáticos com declividade constante e mesma secção. Exemplo 27.1 - Aplicação do Método de Muskingum

Vamos usar um exemplo da Figura (27.4) que consta no FHWA. Calcular o hidrograma de um ponto B de um rio localizado a L= 4800m de um ponto A, cujo pico da

descarga é Qmax= 84m3/s e Tr=25anos. Considera-se que a vazão média é Qo= 34m3/s e a altura da lâmina de água é y= 2,00m. A velocidade média é V= 1,4m/s e o tempo de trânsito de A até B usando Manning é de 0,95h quando

não há retificação do canal. Quando há retificação o tempo de trânsito será de 0,79h. Calcular a hidrógrafa em B, fornecida a hidrógrafa em A. Supomos que não há contribuição lateral no

trecho. Vamos supor que não dispomos do par de dados de entrada e saída para avaliarmos corretamente os

valores de K e X. Supomos que o valor de K= 0,95h é o tempo de trânsito da seção A até a seção B usando a equação de Manning. Quanto ao valor de X vamos adotar X= 0,2 e Δt =0,5h

A= 2 (1-X) + Δt /K= 2,13



27-6

C0= [(Δt / K) – 2X]/ A= 0,059 C1= [(Δt / K) + 2X]/ A= 0,436 C2= [2 (1- X) -(Δt / K)]/ A= 0,505 Sendo que: C0 + C1+ C2= 1,00 Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1 Para o trecho com 4,8km teremos: Q2= 0,059 I2 + 0,436 I1 + 0,505 Q1

Para tempo de 0,5h teremos: Q2= 0,059 I2 + 0,436 I1 + 0,505 Q1

Q2= 0,059 x7 + 0,436x0 + 0,505 x0=0,4m3/s Para 1h temos:

Q2= 0,059 x13 + 0,436x7 + 0,505 x0,4=4,0m3/s E assim por diante.

Tabela 27.1 - Obtenção do hidrograma na seção B Seção A Seção B Seção A Seção B Com 4,8km Com 4km

tempo I O tempo I O (h) (m3/s) (m3/s) (h) (m3/s) (m3/s) 0 0 0 0 0 0

0,5 7 0,4 0,5 7 0,7 1 13 4,0 1 13 4,9

1,5 23 9,1 1,5 23 10,5 2 32 16,5 2 32 18,5

2,5 49 25,2 2,5 49 27,9 3 68 38,1 3 68 41,9

3,5 76 53,4 3,5 76 57,5 4 84 65,0 4 84 68,8

4,5 78 74,1 4,5 78 76,8 5 71 75,6 5 71 76,8

5,5 60 72,7 5,5 60 72,3 6 52 65,9 6 52 64,5

6,5 46 58,7 6,5 46 56,8 7 40 52,0 7 40 50,0

7,5 36 45,8 7,5 36 43,9 8 32 40,7 8 32 39,0

8,5 28 36,2 8,5 28 34,6 9 24 31,9 9 24 30,5

9,5 20 27,8 9,5 20 26,4 10 16 23,7 10 16 22,3

10,5 13 19,7 10,5 13 18,4 11 11 16,3 11 11 15,1

11,5 7 13,4 11,5 7 12,4 12 6 10,2 12 6 9,2

12,5 3 7,9 12,5 3 7,1 13 0 5,3 13 0 4,5

13,5 0 2,7 13,5 0 1,9 14 0 1,4 14 0 0,8

14,5 0 0,7 14,5 0 0,4 15 0 0,3 15 0 0,2



27-7

15,5 0 0,2 15,5 0 0,1 16 0 0,1 16 0 0,0

16,5 0 0,0 16,5 0 0,0 17 0 0,0 17 0 0,0

Como resultado obtemos o hidrograma da Seção B onde obtemos a vazão de 75,6m3/s a 5h, sendo que o pico na entrada era de 84m3/s a 4h. Para 4km achamos:

Co= 0,104308 C1=0,462585

C2=0,433107 Quando houve a mudança de 4,8km para 4,0m aumentará a vazão para 76,8m3/s.

27.3 Routing de rios e canais usando o Método de Muskingum-Cunge, segundo FHWA

A grande vantagem e a popularidade do Método de Muskingum-Cunge é que, apesar de similar ao Método de Muskingum, não precisa de dados hidrológicos para calibração e os dados são fáceis de serem obtidos.

Segundo McCuen, o Método de Muskingum-Cunge é um método híbrido de routing, pois parece com os métodos hidrológicos, mas contém informações físicas típicas de um método de routing hidráulico. O método de Muskingum-Cunge é uma das soluções da equação da difusão e baseia-se nas equações de difusão da onda que provém das equações da continuidade e do momento.

Segue aproximadamente a mesma equação de Muskingum:

Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1 (Equação 27.10) Sendo: C0= (-1 + C + D) / (1 + C + D) C1= (1 + C - D) / (1 + C + D) Nota: pode ser negativo C2= (1 - C + D) / (1 + C + D) Nota: pode ser negativo

Os valores de Co + C1 + C2= 1 como o Método de Muskingum. Onde:

C= c . Δt / L (Equação 27.11)

D= Qo/ ( B . So . c . L) (Equação 27.12) Sendo: C= coeficiente de Courant ou razão da celeridade. Deve estar perto de 1, mas ligeiramente menor que

1 para evitar dispersão, conforme McCuen, 1996 in Highway Hydrology. L= distância entre a seção A e a seção B (m); B= A/ y= área molhada (m2)/ lâmina de água (m); So= declividade média entre a seção A e a seção B (m/m); c= celeridade da onda (m/s) = β. V = (5/3) . V = (5/3) . (Q/A)= (5/3) (q/y) A= área molhada da seção transversal (m2); q= descarga unitária, ou seja, a vazão por metro de largura (q3/s/m) Qo= vazão média (m3/s). D= razão da difusão. É uma espécie de número de Reynolds do trecho. A soma de C+D deve ser maior

ou igual a 1. V= velocidade média (m/s) do trecho entre a seção A e a seção B. Y= lâmina da água (m) Os valores de C e D foram introduzidos através de:

K= L/ c

X= ½ . [1- Q/(So. B. c L)]

Uma outra condição muito importante para aplicação do Método de Muskingum-Cunge é que o valor de

Δt deve ser menor que 1/5 do tempo de pico da seção A. Δt ≤ tp/5 (Equação 27.13)



27-8

O método de Muskingum-Cunge é apropriado para uso na maioria dos rios e canais. Leva em conta a

difusão da onda de enchente. O método não deve ser usado se há controle a jusante ou se há efeito de backwater para montante. Exemplo 27.2 - Aplicação do Método de Muskingum-Cunge

Vamos usar um exemplo que consta no FHWA. Um canal tinha 4,8km do ponto A até o ponto B e declividade S= 0,00095m/m. Pretende-se retificar o rio passando o comprimento para 4km e declividade de S= 0,00114m/m, conforme Figura (27.4).

Usando período de retorno Tr= 25anos foi calculado o hidrograma no ponto A Calcular o hidrograma de um ponto B de um rio localizado a L= 4800m de um ponto A, cujo pico da

descarga é Q máximo= 84m3/s.

Figura 27.4 - Esquema da retificação do rio entre os pontos A e B, conforme FHWA. Considera-se que a vazão média é Qo= 34m3/s e a altura da lâmina de água é y= 2,00m. A velocidade média é V= 1,40m/s e o tempo de trânsito de A até B, usando Manning, é de 0,95h.

Calcular a hidrógrafa em B, fornecida a hidrógrafa em A.

Hidrograma do ponto A (entrada)

0

20

40

60

80

100

0,0 2,0 4,0 6,0 8,0 10,0 12,0

Tempo (h)

Vazã

o (m

3/s)

Figura 27.5 - Hidrograma no ponto A



27-9

Tabela 27.2 - Cálculo da vazão média do hidrograma da Figura (27.4)

tempo Seção A Volume (h) (m3/) (m3) 0,0 0 0 0,5 7 6300 1,0 13 18000 1,5 23 32400 2,0 32 49500 2,5 49 72900 3,0 68 105300 3,5 76 129600 4,0 84 144000 4,5 78 145800 5,0 71 134100 5,5 60 117900 6,0 52 100800 6,5 46 88200 7,0 40 77400 7,5 36 68400 8,0 32 61200 8,5 28 54000 9,0 24 46800 9,5 20 39600

10,0 16 32400 10,5 13 26100 11,0 11 21600 11,5 7 16200 12,0 6 11700 12,5 3 8100 13,0 0 2700

Volume total V= 1611000 Quantidade de horas= 13

Vazão= V/ (13h x 3600s)= 34m3/s

Primeiramente calculemos C e D. Δt= 0,5h L= 4800m c= celeridade= (5/3) . 1,40= 2,33m/s C= c . Δt / L= 2,33 x (0,5x 3600s)/ 4800m= 0,875 <1 OK Lâmina de água= 2,00m Área molhada = 22 m2 bo= 9,00m B= A/y= 22m2/2,00m= 11,00m D= Qo / (B . So . c . L)= 34 m3/s/ (11,00m x 0,00095 x 2,33m/s x 4800m)= 0,718 O valor C + D= 0,875+ 0,718= 1,593 > 1 Ok C0= 0,2286 C1= 0,4464 C2= 0,3250 C0+ C1 + C2= 1,000



27-10

Tabela 27.3 - Obtenção do hidrograma na seção B usando Método de Muskingum-Cunge

Seção A Seção Btempo I O

(h) m3/s m3/s 0,0 0 0 0,5 7 2 1,0 13 7 1,5 23 13 2,0 32 22 2,5 49 33 3,0 68 48 3,5 76 63 4,0 84 74 4,5 78 79 5,0 71 77

5,5 60 70 6,0 52 62 6,5 46 54 7,0 40 47 7,5 36 41 8,0 32 37 8,5 28 33 9,0 24 29 9,5 20 25

10,0 16 21 10,5 13 17 11,0 11 14 11,5 7 11 12,0 6 8 12,5 3 6 13,0 0 3 13,5 0 1 14,0 0 0 14,5 0 0 15,0 0 0 15,5 0 0 16,0 0 0 16,5 0 0 17,0 0 0

Observe-se que a vazão de pico na seção A é de 84m3/se e na seção B é 79m3/s.

27.3.1 Contribuição lateral

Conforme publicado pelo Dr. Victor Miguel Ponce, professor na Universidade de San Diego, na Califórnia no trabalho Diffusion wave modeling of catachment dynamic, quando há precipitação excedente QL em um canal ela pode ser levada em conta acrescendo um coeficiente C3 ficando as equações da seguinte maneira:

Q2= C0 I2 + C1 I1 + C2 Q1 + C3 QL C0= (-1 + C + D) / (1 + C + D)

C1= (1 + C - D) / (1 + C + D) C2= (1 - C + D) / (1 + C + D)

C3= (2. C) / (1 + C + D)



27-11

27.4 Routing de rios e canais usando o Método de Muskingum-Cunge, segundo Chin quando há canal lateral

Conforme McCuen, 1998 p.606 podemos usar Equação (27.14) empírica de Dooge et al,1982. K= 0,6 L / V (Equação 27.14)

Sendo: L = comprimento (m) V= velocidade média do canal (m/s) K= constante de travel time (s)

Conforme Chin, 2000 os valores de K, quando há canais laterais, pode ser obtido pela Equação (27.15):

K= {0,5 Δt [(I2 + I1) - (O1 + O2)]} / {X (I2- I1) + (1- X) (O2-O1)} (Equação 27.15)

Tendo o valor de Δt, são feitas curvas para cada valor de X usando os valores das vazões de entrada I

e de saída. Colocados em gráfico, o valor escolhido de K será aquele que o loop se aproximar mais de uma linha. Na falta de dados normalmente é feito X= 0,2.

Ainda citando Chin, 2000 o método de Cunge feito em 1967 propôs estimativa para X e para K da seguinte maneira:

K= L / c (Equação 27.16) Sendo: L= distância até o ponto considerado (m) c= celeridade da onda (m/s). A celeridade da onde “c” é definido como:

c= k’ . v Sendo k’a razão cinemática

Para canais retangulares largos o valor de k’= 5/3, conforme Fred, 1993.

c= (5/3) . v (Equação 27.17) Sendo: v= velocidade média de descarga. O coeficiente (5/3) segundo Chin, 2000 é derivado da Equação de Manning. Para o valor de X Chin, 2000 citando Cunge, 1967 :

X= ½ [1- qo/ (So c L)] (Equação 27.18)

Sendo: qo= vazão por unidade da largura (m3/s / m), So= declividade do canal (m/m) L= distância até o ponto considerado (m)



27-12

27.5 Método de Muskingum-Cunge segundo Chin

Chin, 2000 diz que, quando se usam as Equações (27.9) a (27.11) sugeridas por Cunge, temos então o Método de Muskingum-Cunge.

McCuen ainda informa que X= 0,2 é o valor usual de X para pequenos e grandes canais. Para canais naturais X= 0,4. Valores de X>0,5 produzem valores fora da realidade, conforme Chin, 2000.

McCuen cita que, segundo Hjelmfelt, 1985, os valores ideais de X, Δt e K deverão obedecer a seguinte relação:

X ≤ [(0,5 Δt)/ K] ≤ (1 – X) e X ≤ 0,5 (Equação 27.19)

Como regra prática McCuen diz que Δt /K dever ser, aproximadamente, igual a 1 e que X deverá estar

entre 0 e 0,5. Chin, 2000 recomenda que:

Δt ≥ 2KX (Equação 27.20) K/3 < Δt < K (Equação 27.21)

FREAD, (1998) comenta que pode-se aplicar o método de Muskingum-Cunge para análise de inundações a jusante de rios e vales em lugares em que a declividade do canal So > 0,003m/m.

Fread, 1993 aconselha ainda para melhorar a precisão da aplicação do Método de Muskingum-Cunge os valores de Δt e de L selecionados devem obedecer as Equações (27.19) e (27.20).

Δt ≤ tp/5 (Equação 27.22)

e que: L= 0,5. c. Δt .{ 1 + [ 1 + 1,5 . q/(c2 .So .Δt)] 0,5 } (Equação 27.23)

Sendo: q= média da vazão por unidade da largura, isto, Q/B B= largura do canal. So= declividade do fundo do canal (m/m) L= distância até o ponto considerado (m) Equação de Manning: V= (1/n) R (2/3) . S (1/2) (Equação 27.24)

Sendo: V= velocidade média (m/s); R= raio hidráulico (m); S= declividade média (m/m) e n= rugosidade de Manning (adimensional)

Exemplo 27.3

Estimar o hidrograma de um canal a 1.200m abaixo da seção usando o Método de Muskingum, sendo dados X= 0,2; K= 40min e o hidrograma de entrada, conforme Chin, 2009 p. 393.

Tabela 27.4 - Hidrograma na seção A Seção A

tempo I min m3/s

0 10,0 30 10,0 60 25,0 90 45,0

120 31,3 150 27,5 180 25,0 210 23,8



27-13

240 21,3 270 19,4 300 17,5 330 16,3 360 13,5 390 12,1 420 10,0 450 10,0 480 10,0 510 10,0 540 10,0 570 10,0 600 10,0

Δt ≥ 2KX (Equação 27.25) Δt ≥ 2 x 40min x 0,2= 16min

K/3 < Δt < K (Equação 27.26) 40/3= 13,3min < Δt < 40min

Adotamos Δt= 30min.

A= 2 (1-X) + Δt /K C0= [(Δt / K) – 2X]/ A C1= [(Δt / K) + 2X]/ A C2= [2 (1- X) -(Δt / k)]/ A

A= 2 (1-X) + Δt /K

A= 2 (1-0,2) + 30/40= 2,35

Co= [(30/ 40) – 2x 0,2]/ 2,35= 0,149 C1= [(30/ 40) + 2x 0,2]/ 2,35= 0,489

C2= [2 (1- 0,2) -(30/ 40)]/ 2,35= 0,362 Verificamos ainda que:

Co + C1+ C2= 0,149 +0489+0,362= 1,00

Vamos aplicar a Equação (27.4) Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1

Q2= 0,149 I2 + 0,489 I1 + 0,362 Q1 (Equação 27.27) Aplicando a Equação (27.27) acima partir do tempo zero e obtemos a Tabela (27.5)

Tabela 27.5 - Obtenção do hidrograma na seção B Seção A Seção B

tempo I O min m3/s m3/s

0 10 10 30 10 10 60 25 12,2 90 45 23,4

120 31,3 35,1 150 27,5 32,1 180 25 28,8



27-14

210 23,8 26,2 240 21,3 24,3 270 19,4 22,1 300 17,5 20,1 330 16,3 18,3 360 13,5 16,6 390 12,1 14,4 420 10 12,6 450 10 10,9 480 10 10,3 510 10 10,1 540 10 10 570 10 10 600 10 10

Figura 27.6 - Hidrograma de entrada e saída. Foi aplicado o método de Muskingum para obter a seção B a 1.200m de distância da seção A

27.6 Método de Muskingum quando há canais laterais Quando há, por exemplo, dois canais laterais ao canal onde estamos aplicando o método de

Muskingum, primeiramente temos que computar a influência dos mesmos. A Equação (27.4) fica modificada com mais coeficiente C3 que será obtido da Equação, conforme Akan,

1993. C3= (Δt / K) / [2 (1 – X) +(Δt / K)]

Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1 + C3 (QL1 + QL1) Sendo: QL1= L x q1 QL1= L x q2 q1= vazão lateral por unidade de comprimento no tempo t1 q2= vazão lateral por unidade de comprimento no tempo t2 L= comprimento do canal lateral.

Os valores de K e X são determinados pelas Equações (27.12) a (27.14).

Método de Muskingum

01020304050

0 200 400 600 800

Tempo (min)

Vaza

o (m

3/s)

Seção A

Seçao B a1200m a jusante



27-15

Figura 27.7- Contribuições laterais QL1 e QL2 Exemplo 27.4

Usando o método de Muskingum com C0= 0,083 C1= 0,742 C2= 0,175. São fornecidos: K= 0,555h X= 0,359 Δt= 0,5h As hidrógrafas de QL1 e QL2 As hidrógrafas I1 e I2 conforme a Tabela (27.4). Primeiramente faremos o cálculo de C3

C3= (Δt / K) / [2 (1 – X) + (Δt / K)] C3= (0,5 / 0,555) / [2 (1 – 0,359) +(0,5 / 0,555)]= 0,413

Procedemos como o método usual de Muskingum obtendo o valor Q2 que é o pico de 35,5m3/s após 2h.

Tabela 27.6 - Uso do Método de Muskingum com entradas laterais, baseado em Akan, 1993.

Ordem t1 t2 I1 I2 QL1 QL2 QL1+ QL2 Q1 Q2

(h) (h) (m3/s) (m3/s) (m3/s) (m3/s) (m3/s) (m3/s) (m3/s) 1 0,0 0,5 10 15 0 2 2 10,0 11,2 2 0,5 1,0 15 20 2 4 6 11,2 17,2 3 1,0 1,5 20 25 4 6 10 17,2 24,1 4 1,5 2,0 25 30 6 8 14 24,1 31,0 5 2,0 2,5 30 25 8 6 14 31,0 35,5 6 2,5 3,0 25 20 6 4 10 35,5 30,6 7 3,0 3,5 20 15 4 2 6 30,6 23,9 8 3,5 4,0 15 10 2 0 2 23,9 17,0 9 4,0 4,5 10 10 0 0 0 17,0 11,2

10 4,5 5,0 10 10 0 0 0 11,2 10,2

QL1 QL2



27-16

27.7 Método de Muskingum-Cunge conforme Tucci

Tucci, 1998, em seu livro Modelos Hidrológicos, apresenta o Método de Muskingum-Cunge com uma aplicação bem objetiva e definiu as seguintes variáveis:

X= 0,5 . [1- Qo/ (bo. So . co . L)]

Sendo: X= fator entre 0 e 0,5. Qo= vazão média a montante (m3/s); So= declividade do trecho L em (mm); co= celeridade (m/s); L= comprimento do trecho (m); bo= largura média do trecho (m).

O tempo médio de deslocamento da onda é o parâmetro K.

K= L / co

O valor de Δt / K depende do valor de X. Assim, para 0,2 ≤ X ≤ 0,4 o valor de Δt /K é o seguinte:

Δt / K= 3,125 . X 1,25 0,2 ≤ X ≤ 0,4

Para 0,4 ≤X ≤ 0,5 o valor de Δt / K será aproximadamente igual a 1.

Δt / K ~ 1 0,4 ≤X ≤ 0,5

Como geralmente não dispomos de muitos dados, o valor de Δt deve ser menor ou igual a tp/5. Δt ≤ tp/5

Sendo: tp: tempo de pico do hidrograma de entrada.

Tucci, 1998 p.158 salienta que se pode fixar o valor de Δt, e então obtemos o valor de L.

L= Qo/ (b. So . co) + 0,8. (c. Δt) 0,8 . L 0,2

Como a equação acima não é linear, Tucci, 1998 aconselha que a primeira tentativa a ser usada para o

valor de L é: L= (2,5 Qo)/ (b. So .co)

Tucci, 1998 sugere a estimativa da vazão média Qo como sendo 2/3 da vazão máxima de montante,

mas pode-se obter o valor de Qo usando o histograma de entrada. Ainda conforme Tucci, 1998 o valor da celeridade co pode ser obtida usando a equação de Manning.

co= (5/3) . (So 0,3 . Qo 0,4) / ( n 0,6 . b 0,4)

Exemplo 27.5

Calcular a celeridade em um canal com declividade 0,0007m/m; vazão máxima de 130m3/s; rugosidade de Manning n= 0,045 e largura da rio no trecho é de b=30m.

Usando a equação da celeridade:

co= (5/3) . (So 0,3 . Qo 0,4) / ( n 0,6 . b 0,4) Qo= ( 2/3) de Q máxima= (2/3) x 130 = 87 m3/s

co= (5/3) . (0,0007 0,3 . 87 0,4) / (0,045 0,6 . 30 0,4)= 1,86m/s



27-17

27.8 Aplicação do método de Muskingum-Cunge em falhas de barragem Conforme USACE, 1997 o hidrograma a falha da barragem pode ser obtida da seguinte maneira:

• Adota-se a forma aproximada de um triângulo isósceles. • A base do triangulo é o tempo para esvaziamento do reservatório com a vazão de pico da falha. • Supõe-se que a metade do volume do reservatório destina-se a erosão provocada na barragem. • Recomenda ainda o uso do Método de Muskingum-Cunge. • A altura do triângulo é a vazão de pico da falha.

V= (Qp x t ) / 2 t= ( 2 x V ) / (Qp x 60)

Sendo; V= volume total da barragem (m3) t= tempo de esvaziamento da barragem (min) Qp= vazão de pico ocasionado pela brecha (m3/s)

Figura 27.8 - Hidrograma em forma triangular do escoamento da água da barragem com a falha.

Na Figura (27.8) o tempo total de esvaziamento t é a soma do tempo de formação da brecha t1 até atingir o pico Qp, mais o tempo t2 descendente.

t= t1 + t2

Exemplo 8.7 Achar o hidrograma da falha da barragem com V= 90.000m3, Qp= 69m3/s

t= (2 x V) / (Qp x 60)= (2 x 90000) / (69 x 60)= 44min

Portanto, o tempo de esvaziamento é de 44min. Sendo t1= 24min o valor de t2= 44min – 24min= 20min.

Dica: observar que o tempo de formação da brecha é de 24min, que é praticamente a metade do tempo de esvaziamento, conforme preconizado na USACE, 1997. FREAD, (1998) comenta que pode-se aplicar o método de Muskingum-Cunge para análise de inundações a jusante de rios e vales em lugares em que a declividade do canal So > 0,003m/m.

Qp

t= t1 + t2

t1 t2



27-18

Exemplo 28.8

Barragem do Tanque Grande, localizada em Guarulhos, Estado de São Paulo, Vazão de pico devido a brecha na barragem.

Conforme FROEHLICH, (1995) temos: V= 90.000m3 h= 3,00m

Qp = 0,607 x V 0,295 x h 1,24 Qp = 0,607 x 90.000 0,295 x 3,0 1,24 =69 m3/s

Tempo de formação da brecha. Conforme FROEHLICH, (1995) temos: V= 90.000m3 h= 3,00m

tf = 0,1524 x V 0,53 / h 0,90

tf = 0,1524 x 90.000 0,53 / 3 0,90 = 24min

Portanto, o tempo até o pico é de 24min.

Comprimento máximo do trecho O valor de L ou Δx deve ser menor que a Equação:

Δx= L ≤ 0,5 x co x Δt x (1 + (1+ 1,5 Qo/ (bo. So . co 2 Δt)) 0,5)

Δx= L ≤ 0,5 x 2,25 x 2min x 60s x (1 + (1+ 1,5x 69/ (15 x 0,0221 x 2,25 2 x 2 x 60)) 0,5)

Δx≤ 301m

Portanto, o comprimento do trecho deve ser menor que 301m e adotamos L= Δx = 300m.

Tabela 27.7 - Mostra simplificada dos cálculos executados. Muskingum-Cunge Tucci, Modelos Hidrológicos Vazão de pico (m3/s)= Qo 69 Área da bacia (km2)= 8 Área da bacia (ha)= 800 Comprimento L (m)= Δx= 300 O valor L adotado deve ser menor que o valor L calculado 301 Área da superfície da barragem do Tanque Grande (m2)= 5ha Largura da base do córrego Tanque Grande (m)= bo= 15 Tempo até o pico (min)= tp= 24 Δt calculado ≤ tp/5 (min) 4,80 Coeficiente de Manning adotado e suposto enchente= n= 0,250 Declividade média do canal (m/m)= So= 0,0221 Valor de K= L/ co = (min) 2,23 Celeridade (m/s) = co=(5/3) Qo

0,4 . So 0,3/ (n 0,6 . bo 0,4)= 2,25 Δt (min) adotado= 2

Valor de X= 0,5 ( 1 - Qo/ (bo. So . co .L)= 0,35 Quando 0,2 ≤ X ≤ 0,4 então Δ t/ K = 3,125 . X 1,25= 0,83

Δ t= K x 3,125 . X 1,25= 1,84 Quando 0,4 ≤ X ≤ 0,5 então Δ t/K=1 então Δ t=K= 2,23

Valor C= número de Courant=co . Δt / L= (adimensional) 0,899 Valor D= Qo/ ( So . bo. co . L)= número de Reynolds da célula, isto é, do trecho. 0,309 A soma de C+D deve ser maior que 1, isto é, C+D>1 1,207 Denominador= 2,207



27-19

C0= 0,094 C1= 0,720 C2= 0,186

C0+ C + C2= 1,0000

Verificações do Método de Muskingum-Cunge, conforme FHWA A soma de C com D deve ser maior que 1 O valor de C deve estar próximo de 1 e < 1 O valor de C não pode ser maior que 1 para evitar dispersão numérica

Devemos obedecer na aplicação do método de Muskingum-Cunge as condições de Courant para haver

estabilidade nos cálculos.

Tabela 27.8 - Hidrograma de vazão na saída da barragem e a 6km a jusante e a 44,51min sendo a largura de 15m e n= 0,25.

Método de Muskingum-Cunge Seção A na brecha da barragem Seção a 6km a jusante

tempo Vazão Vazão (min) m3/s m3/s

0 0 0 2 6 0 4 12 0 6 17 0 8 23 0

10 29 0 12 35 0 14 40 0 16 46 0 18 52 0 20 58 0 22 63 0 24 69 0 26 62 0 28 55 0 30 48 0 32 41 0 34 35 0 36 28 0 38 21 1 40 14 2 42 7 3 44 0 5 46 0 9 48 0 13 50 0 17 52 0 22 54 0 28 56 0 33 58 0 39 60 0 44 62 0 48 64 0 52



27-20

66 0 54 68 0 54 70 0 53 72 0 50 74 0 46 76 0 41 78 0 36 80 0 30 82 0 25 84 0 19 86 0 15 88 0 10 90 0 7 92 0 4 94 0 3 96 0 1 98 0 1 100 0 0 102 0 0 104 0 0 106 0 0

Hidrograma de entrada e a 6km

01020304050607080

0 20 40 60 80 100 120 140 160

Tempo (min)

Vazã

o (m

3/s)

Figura27.9 - Hidrograma de saída na barragem devido a brecha e a 6km e 44,51min.

Observar que o pico devido a brecha era de 69m3/s passa para 54m3/s a 6km de distância com 20 intervalos de 300m e a 44,51min para a onda chegar até o rio Baquirivu Guaçu há uma diminuição da altura da água de 4,10m para 3,40m e a velocidade cai de 1,14m/s para 1,0 m/s.



27-21

Figura 27.10- Corte transversal de uma barragem de terra, observando-se os taludes a montante e a jusante, bem como o cutoff e o tapete de areia média. Fonte: DAEE, 2005



27-22

27.9 Bibliografia e livros consultados -PORTO, RODRIGO DE MELO. Hidráulica básica. EESC USP, 2ª ed. 2003, 519 p.

Curso de rede de esgotos Capitulo 28- Interceptor de esgotos sanitários


28-1

Capítulo 28- Interceptor 28.1 Introdução

Vamos resumir os ensinamentos do dr. Eugênio Macedo conforme mostrado por Fernandes, 1997 e os de José Maria Costa Rodrigues conforme CETESB, 1983 em Sistemas de Esgotos Sanitários.

Conforme CETESB, 1983 denomina-se Interceptor ao conduto que recebe os esgotos sanitários transportados pelos coletores principais (chamados coletores tronco), podendo também receber as contribuições dos coletores de menor diâmetro das redes das águas circunvizinhas.

A ABNT NBR 12207/92 define Interceptor como canalização cuja função precípua é receber e transportar o esgoto sanitário coletado, caracterizada pela defasagem das contribuições, da qual resulta o amortecimento das vazões máximas.

Geralmente o Interceptor tem grandes dimensões acima de 1,00m e comprimentos acima de 5,0km.

Emissários são os condutos cuja única função é o transporte final das águas residuárias e não recebem contribuições em marcha e não interceptam outros condutos conforme CETESB, 1983.

Normalmente usamos o sistema separador absoluto em que se separa as águas pluviais dos esgotos sanitários, entretanto existe um sistema pseudo-separador com redes de águas pluviais e redes coletoras de esgoto sanitário que permitem o ingresso de certa quantidade de águas pluviais na rede de esgotos sanitários.

Figura 28.1- Esquema de coletor, coletor tronco, interceptor e emissário Fonte: Fernandes, 1997 Na Figura (28.1) podemos ver os coletores que alimentam os coletores troncos e

estes que se dirigem para os interceptores. O emissário encaminha os esgotos até a ETE.



28-2

28.2 Norma da ABNT 12207/92

A ABNT possui a norma NBR 12207/92 que trata de Projeto de Interceptor de esgoto sanitário que estabelece que:

• Vazão parasitaria seja de até 6,0 L/s x Km de rede afluente. A declividade mínima usada na prática tanto para tubos de seção circular como

retangular é de 0,0005m/m. O interceptor deve ser dimensionado para a vazão inicial e vazão final do plano

conforme NBR 12207/92 Embora o regime de escoamento no interceptor seja gradualmente variado e não

uniforme, para o dimensionamento o regime de escoamento pode ser considerado permanente e uniforme conforme NBR 12207/92.

A tensão trativa em cada trecho de ser maior que 1 Pa. No caso de lançamento de contribuição de tempo seco ao interceptor, o valor mínimo da tensão tratativa média dever ser de 1,5 Pa para a vazão inicial e coeficiente de Manning n=0,013.

Iomi= 0,00035 x Qi -0,47 Sendo: Iomin= declividade mínima do interceptor (m/m) para as condições iniciais. Qi= vazão inicial (m3/s) Para valores diferentes de n=0,013 deverá ser justificada a tensão trativa média e a declividade mínima a adotar. Exemplo 28.1 Achar a declividade mínima de um interceptor que tem vazão de pico de 0,4553 m3/s.

Iomi= 0,00035 x Qi -0,47 Iomi= 0,00035 x 0,14553 -0,47

Io min=0,000866 m/m > 0,0005m/m OK 28.3 Critério de dimensionamento

Conforme NBR 12207/92 para avaliação das vazões no trecho final do interceptor, pode ser considerada a defasagem das vazões das redes afluentes a montante, mediante a composição dos respectivos hidrogramas com as vazões dos trechos imediatamente anteriores. Este procedimento é recomendado no caso de interceptor afluente à estação elevatória ou ETE, quando o amortecimento das vazões resulta em diminuição no dimensionamento hidráulico destas instalações.

Portanto, é recomendado a ser considerado a defasagem das vazões para o dimensionamento da seção do interceptor quando isto acarreta uma diminuição no dimensionamento. No trecho de grande declividade (escoamento supercrítico) deve ser interligado ao de baixa declividade (escoamento subcrítico) por um segmento de transição com declividade crítica para a vazão inicial. 28.4 Efeito reservatório

Em redes coletoras de esgoto sanitário é considerado o regime permanente e uniforme, porem no cálculo de interceptores de dimensões elevadas maiores que 1,00m e distancias maiores que 5km de se usar o denominado efeito reservatório.



28-3

Uma maneira de se considerar o efeito reservatório é usar o Método de Muskingum. 28.5 Hidrograma

A grande dificuldade de se usar o método de Muskingum é que precisamos de hidrogramas da vazão afluente, porém graças ao grande engenheiro Eugênio Macedo este trabalho foi feito na cidade do Rio de Janeiro.

Macedo apresentou quatro tipos básicos de hidrogramas médios: • Hidrograma médio para bacias tipo “a” em áreas residências • Hidrograma médio para bacias tipo “b” em áreas residenciais • Hidrograma médio para bacias 100% industriais • Hidrograma médio para bacias 100% comerciais.

Os hidrogramas médios afluentes de esgotos sanitários estão nas Figuras (28.2) a (28.5).

Figura 28.2- Hidrograma médio residencial tipo “a”

Fonte: Fernandez, 1997



28-4

Figura 28.3- Hidrograma médio residencial tipo “b” para casas modestas com mais de 4 pessoas/casa


Figura 28.4- Hidrograma médio para bacias 100% industriais




28-5

Figura 28.5- Hidrograma médio para bacias 100% comerciais Fonte: Fernandez, 1997

Observar que os hidrogramas obtidos por Macedo estão com a vazão em

litros/segundo, pois o mesmo foi feito para uma área padrão de 10ha. A Figura (28.1) foi obtida em área de Copacabana 100% residencial com 7594

moradores e 2290 domicílios ou seja uma taxa morador/domicilio de 3,3. A Figura (28.2) baseou-se em dados da zona norte da Cidade do Rio de Janeiro

com 100% residencial com 4549 residências em 964 domicílios com taxa superior a 4,00morador por domicilio.

28.6 Como obter um hidrograma diferente do padrão?

Fernandez, 1997 mostra que numa bacia com a distribuição percentual de áreas edificadas fosse 50% residencial, 20% industrial e 30% comercial, sabendo-se que a taxa residencial/morador é inferior a 0,25, ter-se-ia as 9h 30min da manhã, a seguinte ordenada padrão para a nova bacia.

q=0,50 x 19,00 + 0,20 x 11,2 + 0,30 x 16,3= 16,6 L/s Se a bacia em estudo de área A é 10 vezes maior que a área padrão Ao=10ha, então a

ordenada do hidrograma composto as 9h 30min da manhã será: Desta maneira como se pode ver usando os diagramas das Figuras (28.1) a (28.4)

podemos obter aproximadamente um hidrograma médio para o nosso problema particular.



28-6

28.7 Método de Muskingum

As equações básicas do Método de Muskingum estão abaixo. Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1

Sendo: A= 2 (1-X) + Δt /K C0= [(Δt / K) – 2X]/ A C1= [(Δt / K) + 2X]/ A C2= [2 (1- X) -(Δt / K)]/ A

Sendo que: C0 + C1+ C2= 1,00

K= tempo de trânsito ou tempo de percurso em horas Δt= intervalo de tempo adotado. Geralmente menor ou igual a K X=0 devido a considerar-se um reservatório.

Os valores de Co, C1 e C2 são calculados e sua soma deve ser igual a 1 (um). A equação para se obter o hidrograma efluente Q1, e Q2 e consideram-se os valores

do afluente I1 e I2. Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1

Exemplo 28.2- Adaptado de Fernandez, 1997 O objetivo é dimensionar um interceptor com 8,6km sabendo-se que a área de contribuição no inicio do mesmo tem área de 3,5m2 e que a 8,6km adiante há uma entrada de esgotos de uma área de contribuição de 4,2km2 conforme Figura (28.6).

Dimensionar o interceptor considerando três casos: • Sem defasagem • Com defasagem de 4h • Com amortecimento usando Muskingum (efeito reservatório)

Figura 28.6- Esquema de interceptor com duas entradas



28-7

Tabela 28.1- Cálculos observando a defasagem de 4 h nas cores amarelo

bp Sem defasagem Com defasagem (horas) Bacia padrão bpx3,5 bp x 4,2 (3,5+4,2) 4,2+4h 3,5+(4,2+4h)

Coluna 1 Coluna 2 Coluna 3 Coluna 4 Coluna 5 Coluna 6 Coluna 7 0 5,3 18,55 22,26 40,81 34,44 52,99

1 5,4 18,90 22,68 41,58 26,46 45,36

2 5,3 18,55 22,26 40,81 21,42 39,97

3 5,1 17,85 21,42 39,27 21,00 38,85

4 5,1 17,85 21,42 39,27 22,26 40,11

5 5,1 17,85 21,42 39,27 22,68 40,53

6 8,8 30,80 36,96 67,76 22,26 53,06

7 19,8 69,30 83,16 152,46 21,42 90,72

8 21,6 75,60 90,72 166,32 21,42 97,02

9 19,8 69,30 83,16 152,46 21,42 90,72

10 19,8 69,30 83,16 152,46 36,96 106,26

11 22,0 77,00 92,40 169,40 83,16 160,16

12 22,0 77,00 92,40 169,40 90,72 167,72

13 19,5 68,25 81,90 150,15 83,16 151,41

14 18,8 65,80 78,96 144,76 83,16 148,96

15 18,2 63,70 76,44 140,14 92,40 156,10

16 18,0 63,00 75,60 138,60 92,40 155,40

17 17,2 60,20 72,24 132,44 81,90 142,10

18 14,0 49,00 58,80 107,80 78,96 127,96

19 10,8 37,80 45,36 83,16 76,44 114,24

20 8,2 28,70 34,44 63,14 75,60 104,30

21 6,3 22,05 26,46 48,51 72,24 94,29

22 5,1 17,85 21,42 39,27 58,80 76,65

23 5,0 17,50 21,00 38,50 45,36 62,86

24 5,3 18,55 22,26 40,81 34,44 52,99

Total 311,5 1090,3 1308,3 2398,6 1320,5 2410,7

Média 12,46 43,61 52,332 95,942 52,8192 96,4292

Vamos descrever a Tabela (28.1) coluna por coluna.

Coluna 1: está o hidrograma médio adotado residencial segundo Macedo desde a hora zero até 24h. Coluna 2: estão os valores das vazões do hidrograma residencial tipo “b” de hora em hora. São dados tirados diretamente da Figura (28.2). Coluna 3: nesta coluna está multiplicada cada ordenada da coluna 2 denominada coluna padrão, pelo valor da área contribuinte inicial que é 3,5Km2. Coluna 4: nesta coluna está multiplicada cada ordenada da coluna 2 denominada coluna padrão, pelo valor da área contribuinte inicial que é 4,2Km2. Coluna 5: estão a soma da coluna 3 com a coluna 4 em que não se considera a defasagem e nem o efeito reservatório. Observar que o valor da vazão máxima obtida é 169,40 L/s. Coluna 6: como a vazão de entrada de 4,2Km2 está 8,6km de distante e como a velocidade média admitida é 0,60m/s o tempo de trânsito ou de deslocamento será:



28-8

8600m/ 0,60m/s= 14333,3s= 238,9min=3,98 h= 4h (aproximadamente). Quando a vazão no ponto de 3,5km2 entrou ao mesmo tempo que 4,2km2, mas quando a vazão de 3,5km2 chegar no ponto de 4,2km2 terá percorrido 8,6km e haverá uma defasagem de 4h já mostrada acima. Então as vazões do hidrograma estão defasadas de 4 horas em relação ao hidrograma da coluna 4. Coluna 7: é a soma da coluna 6 que está defasada com a coluna 3. Façamos uma tabela considerando o tempo de trânsito de 4 h

Primeiramente vamos considerar a Tabela (28.2) que é parte da Tabela (28.1). Nela fazemos uma média de 4 horas na coluna 1, dos valores da bacia padrão da coluna 3. Obtemos assim os valores: 5,2; 12,1; 21 etc e coloquemos na Tabela (28.3).

Tabela 28.2- Média dos valores de 4h da bacia padrão

bp (horas) Bacia padrãoColuna 1 Coluna 2 Coluna 3 0 5,3 1 5,4 2 5,3

3 5,1 5,2 4 5,1

5 5,1 6 8,8

7 19,8 12,1 8 21,6

9 19,8 10 19,8 11 22,0

21,0 12 22,0 13 19,5 14 18,8

15 18,2 19,3 16 18,0

17 17,2 18 14,0

19 10,8 13,6 20 8,2

21 6,3 22 5,1 23 5,0

6,0 24 5,3



28-9

Tabela 28.3- Cálculos Padrao (L/s) Inicio x 4,2Km2

(L/s) 3,5Km2

+4,2Km2 4,2Km3 + 4h Com amortecimento

Defasagem Col3+col6 Com Muskingum

media x 3,5Km2 (L/s)

Qe Soma do 4,2 +Qe

Col 1 Col 2 Col 3 Col 4 Col 5 Col 6 Col 7 Col 8 Col 9

0 5,20 18,20 21,84 40,04 21,84 40,04 18,2 40,04

4 12,10 42,35 50,82 93,17 21,84 64,19 25,99 47,83

8 21,00 73,50 88,20 161,70 50,82 124,32 46,81 97,63

12 19,30 67,55 81,06 148,61 88,20 155,75 61,99 150,19 16 13,60 47,60 57,12 104,72 81,06 128,66 58,46 139,52

20 6,00 21,00 25,20 46,20 57,12 78,12 41,93 99,05

24 5,20 18,20 21,84 40,04 25,20 43,40 26,77 51,97

Vamos explicar a Tabela (28.3):

Coluna 1: variação das horas de 4 em 4 horas Coluna 2: valores em L/s obtido pela média obtido na Tabela (28.2) Coluna 3: multiplicação da coluna 2 por 3,5km2 e assim obtemos o hidrograma de entrada variando de 4h em 4h. Assim multiplicando 5,20 x 3,5km2=18,20 L/s e assim por diante. Coluna 4: idem usando 4,2Km2 Coluna 5: coluna 3+ coluna 4. É o cálculo normal que se faz obtendo a vazao de pico 161,70L/s Coluna 6: Defasagem de 4h. Observar na coluna 4 que 50,82 L/s está defasado na coluna 6 de 4h e assim por diante Coluna 7: É a coluna 3 + a coluna 6 da defasagem. Obtemos um pico um pouco menor que é 155,75 L/s. A norma de Interceptor aconselha a defasagem. Coluna 8: Hidrograma obtido da coluna 3 usando o Método de Muskingum. Observar que houve um achatamento do pico da coluna 3 de 73,50 L/s para 61,99 L/s. É o efeito reservatório. Coluna 9: é o efeito reservatório. Somamos a coluna 8 obtida pelo Método de Muskingum com a coluna 6 de 4,2km2 defasado de 4h. Obtemos o valor máximo de 150,19 L/s



28-10

Método de Muskingum.

O valor K= 4,00 que é o tempo de trânsito do ponto de 3,5km2 para 4,2km2. X=0,00 pois consideraremos um reservatório para amortecimento. Δt= 4,00horas. O valor de Δt pode ser menor ou igual ao valor de K. No caso

adotamos o mesmo valor de K ou seja, 4h. As equações básicas do Método de Muskingum estão abaixo.

Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1 Sendo:

A= 2 (1-X) + Δt /K = 2 (1-0) + 4 /4=3 C0= [(Δt / K) – 2X]/ A C0= [(4 / 4 – 2x0]/ 3 =0,33 C1= [(Δt / K) + 2X]/ A C1= [(4 / 4 + 2x0]/ 3 =0,33 C2= [2 (1- X) -(Δt / K)]/ A C2= [2 (1- 0) -(4 / 4]/ 3 =0,33

Sendo que: C0 + C1+ C2= 1,00 Para calcular a coluna 6 da vazão efluente Q1 e Q2, admitimos primeiramente que Q1=18,2 L/s Q2= Co I2 + C1 I1 + C2 Q1 Q2= 0,33x 42,35 + 0,33 x18,2 + 0,33x18,2 = 25,99 L/s e assim por diante. Desta maneira obtemos toda a coluna 6 que é o hidrograma do primeiro ponto com

3,5km2 que chega ao ponto onde entra o hidrograma dos 4,2km2. Importante notar que obtemos:

• Sem defasagem: 161,70 L/s D=700mm • Com defasagem: 155.75 L/s D=700mm • Com efeito do reservatório: 150,19 L/s D=600mm



28-11

28.8 Hidrograma unitário Como não temos muitas pesquisas sobre o hidrograma de esgotos, vamos construir um hidrograma unitário de maneira que a vazão de pico seja igual a 1 (unidade). Portanto: Qm x K1 x K2= 1,0

Qm x 1,20 x 1,50= 1,0 Qm= 0,56

Sendo:

Qm= vazão média (m3/s) K1= coeficiente do dia de maior consumo =1,20 K2=coeficiente da hora de maior consumo= 1,50 K3= coeficiente da vazão mínima=0,5

Vazão mínima

Qm x K3=0,56 x 0,50=0,28 Adotamos Qm=0,30 Adotamos também 6 horas para a vazão mínima das 0 as 3 e das 22, 23 e 24h. no

inicio e no fim do hidrograma.



28-12

Tabela 28.4- Hidrograma unitário para interceptor construído através dos

coeficientes K1, K2 e K3 Tempo (horas)

Hidrograma p/interceptor

0 0,30 1 0,30 2 0,30 3 0,30 4 0,38 5 0,46 6 0,53 7 0,61

8 0,69 9 0,77

10 0,84 11 0,92 12 1,00 13 0,92 14 0,84 15 0,77 16 0,69 17 0,61 18 0,53 19 0,46 20 0,38 21 0,30 22 0,30 23 0,30 24 0,30



28-13

Hidrograma elaborado

0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

0 4 8 12 16 20 24

Horas

Vazã

o un

itári

a (m

3/s)

Figura 28.7- Hidrograma unitário baseado nos coeficientes K1, K2 e K3



28-14

Exemplo 28.3- Aplicação do exemplo do Macedo com Hidrograma adotado

Tabela 28.5- Cálculos elaborados com Hidrograma unitário 3,5km 2 4,2km2 Defasagem Tempo (horas)

Hidrograma unitário

Pico 77 L/s

Pico 92,40 L/s

Soma (3) + (4)

(4)+ 4h Defasagem

(3) + (6)

Coluna 1 Coluna 2 Coluna 3 Coluna 4 Coluna 5 Coluna 6 Coluna 7

0 0,30 23,10 27,72 50,82 27,72 50,82 1 0,30 23,10 27,72 50,82 27,72 50,82 2 0,30 23,10 27,72 50,82 27,72 50,82 3 0,30 23,10 27,72 50,82 27,72 50,82 4 0,38 29,09 34,91 64,00 27,72 56,81 5 0,46 35,08 42,09 77,17 27,72 62,80 6 0,53 41,07 49,28 90,35 27,72 68,79 7 0,61 47,06 56,47 103,52 27,72 74,78 8 0,69 53,04 63,65 116,70 34,91 87,95 9 0,77 59,03 70,84 129,87 42,09 101,13 10 0,84 65,02 78,03 143,05 49,28 114,30 11 0,92 71,01 85,21 156,22 56,47 127,48 12 1,00 77,00 92,40 169,40 63,65 140,65 13 0,92 70,84 85,01 155,85 70,84 141,68 14 0,84 64,68 77,62 142,30 78,03 142,71 15 0,77 59,29 71,15 130,44 85,21 144,50 16 0,69 53,13 63,76 116,89 92,40 145,53 17 0,61 46,97 56,36 103,33 85,01 131,98 18 0,53 40,81 48,97 89,78 77,62 118,43 19 0,46 35,42 42,50 77,92 71,15 106,57 20 0,38 29,26 35,11 64,37 63,76 93,02 21 0,30 23,10 27,72 50,82 56,36 79,46 22 0,30 23,10 27,72 50,82 48,97 72,07 23 0,30 23,10 27,72 50,82 42,50 65,60 24 0,30 23,10 27,72 50,82 35,11 58,21

27,72 27,72 27,72 27,72

Explicação da Tabela (28.5) Coluna 1: são o tempo de hora em hora a começa de zero hora Coluna 2: é o hidrograma unitário obtido conforme os coeficientes K1, K2 e K3. As 12h temos o valor máximo 1 que é o resultado de Qm x K1 x K2. Os valores mínimos 0,30 é o resultado aproximado de Qm x K3. Coluna 3: como temos a vazão de pico de 77 L/s multiplicamos o valor 77 L/s por todas as ordenadas da coluna 2 obtendo a coluna 3 que dará o pico as 12h.



28-15

Coluna 4: segue o mesmo raciocínio da coluna 3, só que o valor de pico é 92,40 L/s. Coluna 5: é a soma das coluna 3 com a coluna 4 que fornecerá o valor de pico as 12h no valor de 169,40 L/s. Este é o cálculo normalmente adotado nos coletores. Coluna 6: como é o exercício anterior do Macedo em que temos uma defasagem de 4h, observar que os valores da coluna 6 estão defasados de 4 horas em relação aos da coluna 4. Coluna 7: é a soma da coluna 3 com a coluna 6 que está defasada de 4horas. Este é o resultado previsto na norma técnica, que é a defasagem. Obtemos o valor de pico igual a 145,53 L/s Em resumo temos: Importante notar que obtemos:

• Sem defasagem: 169,40 L/s D=700mm • Com defasagem: 145,53 L/s D=700mm • Com efeito do reservatório: 142,20 L/s D=600mm



28-16

28.9 Método da Sabesp para dimensionamento de interceptores de diminuição da vazão de pico K=K1 x K2.

Conforme Tsutya, 1999 a SABESP usa a equação abaixo para os valores de K= K1 x K2, sendo que para vazões abaixo de 751 L/s o valor K=1,80 é constante e para vazões acima de 751 L/s o valor de K diminui.

Q≤ 751 L/s K=1,80 Q> 751 L/s

K= 1,20 + 17,485/ Q 0,5090

Sendo: Q= somatória das vazões médias de uso predominante residencial, comercial, público em L/s

Quanto maior for a vazão Q, menor será o coeficiente K. Isto é usado para o amortecimento das vazões de pico no dimensionamento das estações elevatórias ou estação de tratamento de esgotos. 28.10 Método da Sabesp para dimensionamento de esgotos com composição de hidrogramas. A empresa norte-americana Hazen-Sawyer utilizou na falta de dados medidos na década de 70 o dimensionamento que iremos expor.

Conforme Tsutiya, 1999 desde 1978 a Sabesp utiliza um hidrograma de descarga de esgotos representado por uma senóide.

Qtrecho= ( K1 x K2 -1) Qm senΦ + Qm +Qmf + KI x QI Sendo: Qtrecho= vazão de montante de um trecho no instante de fase K1= coeficiente da máxima vazão diária K2=coeficiente da máxima vazão horária Φ=ângulo de fase da senóide (24h = 360º) Qm= vazão média dos esgotos sanitários, comerciais, dos serviços públicos e de pequenas indústrias Qmf= vazão de infiltração KI= coeficiente de pico para as vazões industriais= 1,1 QI= vazão proveniente das grandes indústrias



28-17

Figura 28.8- Hidrograma padrão senoidal


Figura 28.9- Variação de K2 em função da vazão média da bacia de esgotamento Fonte: Tsutiya, 1999



28-18

28.11 Bibliografia e livros consultados -ABNT 12207/92. Projeto de interceptor de esgoto sanitário. -CETESB. Sistemas de esgotos sanitários. Faculdade de Saúde Pública e CETESB, 1973, 418 páginas. -FERNANDES, CARLOS. Esgotos sanitários. Editora Universitária, João Pessoa, 1997, 433 páginas. -LEMES, FRANCISCO PAES. Planejamento e projeto dos sistemas urbanos de esgotos sanitários. CETESB, 1977, 213 páginas. -TSUTIYA, MILTON TOMOYUKI e SOBRINHO, PEDRO ALEM. Coleta e transporte de esgoto sanitário. . EPUSP, 1999, 547páginas

Curso de esgotos Capitulo 29- Noções de Ecotoxicologia


29-1

Capítulo 29- Noções de Ecotoxicologia 29.1 Introdução O inicio da ecotoxicologia se deu em 1969 com o pesquisador francês René Truhaut. A palavra “eco” vem do grego oikos que quer dizer casa, domicilio, habitat e daí saiu o termo ecologia.

A ciência dos agentes tóxicos, isto é, a toxicologia estuda os venenos e as intoxicações pelos mesmos.

Segundo Maranho, 2008 os primeiros testes de toxicidade com despejos industriais surgiram em 1863 e 1917 e os testes de toxicidade aguda em organismos aquáticos surgiram em 1930.

No Brasil teve inicio somente em 1975 com Programa Internacional de Padronização de testes de toxicidade aguda com peixes.

A USEPA lançou em janeiro de 2004 o software gratuito denominado AQUATOX (release 2) que apresenta o modelo de rios e lagos onde existe os efeitos tóxicos, que pode ser facilmente acessado pelo site. 29.2 Ecotoxicologia

Conforme Maranho,2008 a toxicologia é a ciência que estuda os efeitos nocivos decorrentes da interação de substâncias químicas e de fenômenos físicos com o organismo. Portanto, a toxicologia é o estudo dos efeitos adversos de agentes químicos ou físicos em seres vivos conforme Lopes, 2002.

A ecotoxicologia estuda os efeitos adversos dos agentes tóxicos causados por contaminantes naturais ou sintéticos para o ambiente, através de ensaios com matéria viva.

Segundo Truhaut, 1969 in Lopes, 2002 a ecotoxicologia é o estudo dos efeitos adversos de agentes químicos ou físicos no ecossistema..

Portanto, a ecotoxicologia como estuda todo o ecossistema engloba a toxicologia. 29.3 Perigo

Maranho, 2008 diz que a ecotoxicologia alerta para os danos ocorridos nos diversos ecossistemas por substâncias químicas que representam risco e assim, sugere a aplicação de medidas preventivas para os impactos futuros antes que ocorram graves danos ao ambiente natural.

A finalidade da ecotoxicologia é saber em qual grandeza, as substâncias químicas, isoladas ou em forma de misturas, são nocivas e como e onde manifestam seus efeitos.

As atividades humanas e processos naturais podem causar fontes de contaminação nos ecossistemas com graves conseqüências ecotoxicológicas. 29.4 Destino dos poluentes

O destino dos poluentes são basicamente três: • Ar • Água: receptor final dos poluentes • Solo/sedimento



29-2

Figura 29.1-Esquema do destino dos poluentes

Fonte: Maranho, 2008

29.5 Transporte dos poluentes O transporte dos poluentes são cinco: • Ar: fotólises e reações com OH- • Agua: hidrólises, fotólises, oxidação e redução e biodegradação • Sedimento: hidrólises, degradação microbiana e oxidação/redução • Solo: fotólises, hidrólises, biodegradação e oxidação/redução • Biota: bioacumulação e metabolismo

Conforme as propriedades físico-químicas dos xenobióticos é que é determinando o transporte entre as diferentes fases do meio.

O agente tóxico (xenobiótico ou substância ou toxicante) é qualquer substância química que interagindo com um organismo vivo, é capaz de produzir um efeito tóxico seja este uma alteração funcional ou a morte.

A movimentação dos contaminantes nos meios é determinada por processos físicos relacionados às propriedades químicas dos compartimentos ambientais e dos contaminantes.



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Figura 29.2-Esquema de transporte dos poluentes


29.6 Testes de toxicidade

Conforme Maranho, 2008 os testes de toxicidade é feito através de bioindicadores dos grandes grupos de uma cadeia ecológica e ligadas aos ambientes agrícolas. Assim são usadas:

• Produtores (algas) • Consumidores primários (microcustáceos) • Consumidores secundários (peixes, abelhas) • Decompositores (minhocas, microorganismos) Nos testes de toxidade se examinam sinais, sintomas e efeitos que causam desequilíbrio

orgânico. Não existe um ensaio que detecta todos os efeitos e portanto existe uma bateria de ensaios diferentes com vários critérios de toxicidade e conforme a situação específica.

Muitos testes crônicos são feitos com ovos e larvas de peixes e testes agudos podem ser feitos com minhocas, por exemplo ou com abelhas.



29-4

Figura 29.3-Testes de toxicidade Fonte: Maranho, 2008

Figura 29.4-Testes de toxicidade




29-5

29.7 CE 50 e CL 50 A toxidade pode ser aguda ou crônica. A toxidade aguda tem como base no LC50. Define-se LC50 como a quantidade de pesticida presente por litro de solução aquosa

que é letal para 50% dos organismos testados. O EC50 é a efetiva concentração em MG/L ou ug/L que produz em específico efeito

mensurado em 50% de um organismo testado em determinadas condições de tempo em estudo.

CENO: concentração de efeito não observado CEO: concentração de efeito observado. Conforme Machado Neto, 2005 para

peixes o CEO é a menor concentração nominal do agente tóxico que causa efeito deletério estatisticamente significativo na sobrevivência e reprodução em 7 dias de exposição.

Valor crônico (VC): conforme Machado Neto, 2005 é a média geométrica dos valores CENO e CEO.

Conforme Machado Neto, 2005 a toxicidade aguda para peixes é definida por: Concentração letal inicial média CL (I)50,96: concentração nominal do agente químico

que causa efeito agudo (letalidade) a 50% dos organismos-teste em 96h de exposição. Como teste preliminar para determinar o intervalo de concentração pode ser usadas as

espécies: o Brachydanio rerio (Cyprinidae) – paulistinha o Poecilia reticulata ou Phalocerus caudimaculatus (Poecilidae)- guarú.

29.8 Fases da intoxicação

As fases da intoxicação são basicamente quatro abaixo explicadas conforme Maranho, 2008. Fase da exposição:a primeira fase da intoxicação é a fase da exposição, que depende da via de introdução, freqüência e da duração da exposição, concentração xenobiótico, das propriedades físico-químicas do agente e de fatores relacionados à suscetibilidade individual. Fase de toxicinética: processos desde a disponibilidade química até a concentração do toxicante nos órgãos alvo (absorção, distribuição, armazenamento, biotransformação e eliminação de substâncias inalteradas e/ou metabólitos. Fase da toxicodinâmica: mecanismos de interação entre o toxicante e os sítios de ação dos organismos. Efeitos nocivos decorrentes da ação tóxica. Fase clínica: sinais, sintomas e alterações detectáveis por provas diagnósticas que caracterizam os efeitos deletérios ao organismo. 29.9 Principais efeitos deletérios

Conforme Maranho, 2008 os principais efeitos deletérios são: • Alterações cardiovasculares e respiratórias • Alterações do sistema nervoso • Lesões orgânicas: totoxicidade, hepatotoxicidade, nefrotoxicidaded,e etc.



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• Lesões carcinogênicas/ tumorigênicas • Lesões teratogênicas (malformações do feto) • Alterações genéticas como :

o Aneuploidização: ganho ou perda de um cromosso inteiro o Clastogênese: aberrações cromossônicas com adições, falhas, re-arranjos

de partes de cromossomos. o Mutagênese: alterações hereditárias produzidas na informação genética

armazenada no DNA( ex. radiações ionizantes). Infertilidade masculina, feminina ou mista

o Teratogênese provocada por agentes infecciosos ou drogas o Aborto precoce ou tardio

Alterações da capacidade reprodutora Exemplos: Vitamina A: atraso mental,; cérebro e coração Talidomida: coração e membros Fenobarbital: palato, coração e atraso mental Álcool: defeitos faciais e atraso mental. Cloranfenicol: aplasia medular

20.10 Interações entre os agentes tóxicos sobre os organismos

Conforme Maranho, 2008 temos. o Efeito aditivo: o efeito tóxico final é igual à soma dos efeitos produzidos

separadamente. o Efeito sinérgico: o efeito final é maior que a soma dos efeitos individuais o Potenciação: o efeito de um xenobiótico é aumentado por interagir com outro

toxicante que originalmente, não produziria tal efeito. o Antagonismo competitivo: quando um toxicante reduz o efeito do outro, no final o

efeito tóxico será menor. o Antagonismo químico: o antagonista reage com o responsável pela ação,

inativando-o. o Antagonismo funcional: quando dois antagonistas agem sobre o mesmo sistema,

produzindo efeitos contrários. 20.11 Bioindicadores São espécies animais ou vegetais que indicam precocemente a existência de

modificações bióticas (orgânicas) e abióticas (físico/químicas) de um ambiente. São organismos que ajudam a detectar diversos tipos de modificações ambientais antes que se agravem e ainda a determinar qual o tipo de poluição que pode afetar um ecossistema conforme Maranho, 2008.

Precisamos monitorar o meio ambiente



29-7

29.12 Impacto ecotoxicológico

Nieto, 2008 fez um estudo do impacto ecotoxicológico no Estado de São Paulo para avaliar os diversos ramos industriais cujos efluentes são lançados em corpos hídricos. Foram coletadas 90 amostras e fizeram testes de toxicidade aguda com Daphnia similis e ainda foram comparados os resultados as tradicionais análises físico-químicas e biológicas.

Foi usada metodologia da ABNT para o uso da Daphnia similis bem como o uso de CE50/ 10 que foi comparado com o valor CER definido como:

CER= vazão média do efluente x 100/ vazão média do efluente + Q7,10 do corpo receptor. CER ≤ CE50/ 100

Os resultados foram que os tratamentos feitos com projetos e bem operados tiveram uma remoção significativa da toxicidade.

De 32 amostra 66% tinham o potencial para acarretar impactos aos organismos aquáticos dos corpos receptores.

Funcionou o teste de toxicidade com Daphnia similis constituindo uma ferramenta indispensável para previsão do impacto dos efluentes industriais nos corpos de água receptores.



29-8

29.15 Bibliografia e livros consultados -AQUATOX REALEASE 2. Modeling environmental fate and ecological effects in aquatic ecosystems. USEPA, 2004. -FERCINOLA, NILDA A. G. G. Toxicologia Ambiental. 3º encontro técnico anula da ASEC- Associação dos engenheiros da CETESB, junho, 2002. -LOPES, ALVARO TEIXEIRA. Ecotoxicologia. Universidade Évora, 2002, Faculdade de Farmácia, Lisboa. -MACHADO NETO. Ecotoxicologia dos agrotóxicos e saúde ocupacional. Nov/ 2005. -MARANHO, LUCINEIDE APARECIDA. Ecotoxicologia, 2008 (?). Bióloga. -NIETO, REGIS. Caracterização ecotoxicológica de efluentes liquidos industriais- Ferramenta para ações de controle da poluição das águas. Engenheiro químico da CETESB, ABES, XXVI Congresso Interamericano de Engenharia Sanitária e Ambiental. -NIETO, REGIS. Controle da poluição das águas em indústrias têxteis. CETESB. -THOMAN, ROBERT e MUELLER, JOHN. Principles of surface water quality modeling and control, HarperCollins, 1987,. UNESP, campus de Jabuticabal.

Curso de esgotos Capítulo 30- Estação elevatória de esgotos sanitários


30-1

Capitulo 30- Estação elevatória de esgotos sanitários 30.1 Introdução

O dimensionamento de bombas e motores já foi explicado no curso de redes de água. A única diferença que existe é que no dimensionamento temos que prever um poço de sucção e que a detenção do esgoto no referido poço não passe de 20min.

Existe a norma da ABNT NBR 12208/92 Projeto de Estações elevatórias de esgoto sanitário que é a antiga NB-569/1989. 30.2 Velocidades Conforme a NBR 12208/92 as velocidades na sucção e recalque são:

• Sucção: 0,50m/s ≤ V ≤ 1.50m/s • Recalque: 0,60m/s ≤ V ≤ 3,00m/s

As tubulações terão o diâmetro mínimo de 100mm. 30.3 Dimensionamento do poço de sucção

Vamos seguir os ensinamentos de Crespo, 2001 que no dimensionamento de um poço de sucção é necessário atender duas exigências básicas:

• Intermitência na partida das bombas • Tempo de detenção de esgotos

Nas Figuras (30.1) a (30.4) temos os vários tipos de estação elevatória de esgotos

sanitários.

Figura 30.1- Corte esquemático de uma elevatória convencional com bombas de eixo horizontal.

Fonte: Fernandes, 1997



30-2

Figura 30.2- Elevatória com bombas de eixo horizontal. Fonte: Fernandes, 1997

Figura 30.3- Elevatória com bombas de eixo vertical. Fonte: Fernandes, 1997



30-3

Figura 30.4- Instalação típica para bombas Flygt.


Na Figura (30.5) temos vários tipos de sucção de bombas para elevatória de esgotos sanitários.

Figura 30.5- Formas de sucção e respectivas submergências.




30-4

30.4 Tempo de detenção média. Conforme a NBR 12208/92 o maior tempo de detenção deve ser de 30min.

30.5 Vazões iniciais e finais

As vazões a serem consideradas são: Qi= vazão afluente no inicio do plano desprezando a variação horária K2. Qf= vazão afluente no fim do plano. 30.6 Volume do poço de sucção

È o volume compreendido entre os níveis máximo e mínimo de operação das bombas conforme NBR 12208/92. 30.7 Número de bombas

Conforme a NBR 12208/92 devem ser previstos dois conjuntos motor-bomba, cada um com capacidade para recalcar a vazão máxima, sendo um deles reserva.

No caso de mais de dois conjuntos, o reserva instalado deve ter capacidade igual à do conjunto de maior vazão.

Quando forem adotadas bombas de rotação constante, recomenda-se que os conjuntos motor-bomba sejam iguais.

O limite máximo de rotação recomendado pela NBR 12208/92 é de 1800 rpm. 30.8 Volume útil

Conforme NBR 12208/92 o volume útil deve ser calculado, considerando a vazão da maior bomba a instalar (quando operada isoladamente) e o menor intervalo de tempo entre as partidas consecutivas do seu motor de acionamento, conforme recomendado pelo fabricante.

30.9 Dimensionamento do poço de sucção

O volume do poço é dado pela seguinte relação: Vd= A x H

Sendo: Vd= volume do poço (m3) A= área do poço (largura x comprimento) (m2) H= distância vertical entre o NA médio e o fundo do poço (m).

Admite-se que o NA médio corresponde a um nível eqüidistante entre o NAmax e o NAmin. Segundo Crespo, 2001 a vazão mínima é uma variável difícil de ser fixada. A vazão mínima representa uma grandeza tão pequena que inviabiliza o cálculo para determinar o volume máximo do poço. Para o cálculo da vazão mínima considera-se a vazão média de fim de plano sem considerar a infiltração e dividida por 4.

Qmin= Qmédio/ 4 Sendo: Qmin= vazão mínima (m3/min) Qmédio= vazão média de fim de plano sem considerar infiltração (m3/min)



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O tempo de detenção de esgoto no poço de sucção é dado pela seguinte equação conforme Crespo, 2001.

T= Vd/Qmin Sendo: T= tempo de detenção do esgoto no poço de sucção (min) Vd= volume do poço de sucção (m3) Qmin= vazão mínima (m3/min) 30.10 Intermitência na partida das bombas

Conforme Crespo, 2001 o intervalo de duas partidas consecutivas de uma mesma bomba denomina-se intermitência das partidas. A média considerada entre duas partidas consecutivas é de 10min.

A bomba não deve ter mais de 5 ou 6 partidas por hora e caso não seja feito isto teremos problemas na vida útil dos equipamentos.

Admitindo-se intervalo de 10min de intermitência o volume mínimo do poço de sucção será:

V= t x Qb/ 4 Admitindo t=10min entre duas partidas temos: V= t x Qb/ 4 V= 10 x Qb/ 4= 2,5 Qb

V= 2,5 x Qb Sendo: V= volume mínimo do poço de sucção entre o Namax e o Namin (m3) Qb= capacidade nominal da bomba (m3/min) Exemplo 30.1- Extraído de Crespo, 2001 Dimensionar um poço de sucção de uma estação elevatória de uma cidade com:

• População de 50.000hab • Quota per capita: 150 L/dia x hab • Extensão da rede coletora: 50km • Taxa de infiltração: 0,5 L/s x km • Coeficientes de vazão: • K1= 1,2 coeficiente de vazão no dia de maior consumo • K2= 1,5 coeficiente de vazão na hora de maior consumo • Número de bombas: 2 +1

Solução: Vazão média

Qmédia= (50000hab x 150 L/dia x hab)/ 86400s= 86,8 L/s Vazão máxima sem infiltração

Qmax= 86,81 L/s x 1,2 x 1,5 = 156,25 L/s Vazão de infiltração:

50 km x 0,5 L/s x km= 25 L/s Vazão de projeto

Q= 156,25 L/s + 25,0 L/s= 181,25 L/s



30-6

Vamos ter duas bombas funcionando e mais uma de reserva. Portanto, a vazão de cada bomba Qb será:

Qb= 181,25 L/s / 2= 90,63 L/s= 5,44 m3/min V= 2,5 x Qb

V= 2,5 x 5,44m3/min= 13,59m3

Admitindo-se uma distância vertical entre o Namax e o Namin de 0,80m teremos: Área do poço: Vd= A x H

A= Vd/ H H=0,80m Vd=13,59m3

A= Vd/H=13,50m3/ 0,80m= 16,99m2

Considere-se que a disposição das bombas na estação elevatória exige um comprimento do poço na horizontal igual a 7,40m.

Largura do poço= 16,99m2/ 7,40m= 2,30m Verificação do volume do poço de sucção para respeitar o tempo de detenção

máximo permitido; T= Vd/ Qmin

Sendo: T= templo de detenção (min) Vd= volume do poço ente o Na médio e o fundo do poço (m3) Qmin= vazão mínima de projeto (m3/min)

Distância entre o Namin e o fundo do poço: 0,96m. Este valor é fixado de modo que o Namin fique em cota igual ao topo do rotor. Distância vertical entre o Na médio e o fundo do poço:

0,80/2 + 0,96= 1,46m Vd= 1,36 x 7,40 x 2,30= 23,15m3

Vazão mínima Qmin Qmédio= (50000 x 150/ 1000 x 24 x 60) = 5,21m3/min

Qmin= Qmédio/ 4= 5,21/4= 1,30 m3/min

T= Vd/ Qmin = 23,15m3/ 1,30m3/min= 17,81 min < 20min OK.



30-7

Figura 30.6- Esquema do NA max, Na min



30-8

30.11 Modelo Paulo S. Nogami

O prof dr. Paulo S. Nogami apresentou em 1973 para sistemas elevatórios de esgotos o seguinte modelo.

Recomendou que o período de detenção não exceda de 30min em qualquer caso. Recomendou ainda que o número de partida do motor não ultrapasse de 10, o que

limita a 6 minutos o ciclo ente dois inícios de bombeamento. Nogami, 1973 citou as seguintes expressões:

V= q x p p= V/ q

Sendo: V= volume útil do poço de tomada q= vazão de chegada p= período de parada da bomba

V= (Q –q) x f f = V/ (Q – q)

Sendo: V= volume do poço Q=vazão de bombeamento q= vazão de chegada f= período de funcionamento da bomba

Exemplo 30.2- Extraído de Paulo S. Nogami, 1983

Determinar o volume útil de um poço de tomada de uma estação elevatória que deverá receber uma vazão média anual de 16 L/s. As vazões máxima e mínima correspondem, respectivamente a 2 vezes a metade da vazão média. Indicar a capacidade da bomba e calcular os períodos de funcionamento e parada da bomba para quando a vazão de chegada for mínima.

Volume do poço

V= 0,016m3/s x 10min x 60s= 9,6 m3 Capacidade adotada para a bomba: 35 L/s ( > 32 L/s)

Período de funcionamento para a vazão mínima

Vazão mínima= 0,5 x 16 L/s= 8 L/s= q Q= 35 L/s V= 9600 Litros

f = V/ (Q – q)

f = 9600/ (35 – 8) = 355 s= 5,9min Tempo de detenção no poço de sucção

p= V/q p= 9600/8 = 1200s= 20min < 30mim OK



30-9

Exemplo 30.3- Extraído de Fernandes, 1997 Dimensionar o volume do poço úmido e a potência instalada para desnível geométrico de 6,60m.

Dados: 805 casas 5 pessoas/casa Distância: 408m Rede coletora a montante: 4,30Km.

Solução: População de projeto

P= 805casas x 5 pessoas/casa= 4025 pessoas Quota per capita= 150 L/dia x pessoa Coeficiente de retorno= C= 0,80 V= 0,80 x 0,150 x 4025= 483m3/dia= 5,59 L/s K1= 1,25 K2=1,40 K3=0,60

Taxa de infiltração= TI= 0,000 5 L/s x m Contribuição doméstica no dia de maior consumo:

Qd= K1 x 483000 Litros/ 86400s= 1,25x 483000 Litros/ 86400s =6,99 L/s Contribuição doméstica na hora de maior consumo:

Qd,max= K2 x Qd= 1,40 x 6,99= 9,79 L/s Vazão máxima de projeto em tempo de chuva

Qh,max= 9,79 + 0,0005 x 4300m= 11,94 L/s Vazão mínima em tempo de seco

Qmin= K3 x 483000/86400= 0,60 x 483000/86400= 3,35 L/s Pré-dimensionamento do volume

Admitindo um período de parada de 10min quando a vazão de chegada corresponde a Qd teremos:

V= tp x Qd = ( 10min x 60s) x 6,909/1000= 4,19m3 Adotamos V=4,0m3 Testando este valor para:

1) para máxima (vazão de chegada mínima) tp,max = V/ Qmax= 4000 /(3,35 x 60)= 19,90 min < 20min OK.

2) Funcionamento mínimo (vazão de chegada mínima) para Qmax= 11,94 L/s e

analisando-se as circunstâncias do problema com uma só bomba funcionando com capacidade Qb= 12 L/s.

tf, min= V/ (Qb- Qmin)= 4000/ ( 12,0- 3,35) x 60= 7,71min

3) Número máximo de partidas por hora (quando a vazão de chegada for mínima indica máxima parada com mínimo funcionamento).

N= 60min / (tp, max + tf, min)= 60/ (19,90+7,71)=60/27,61= 2,14 < 4 OK Assim conclui-se que o volume de 4,00m3 satisfaz as condições de impedimento de

septicidade e sedimentação e número máximo de partidas por hora.



30-10

Potência instalada

Dr= diâmetro da canalização de recalque Fórmula de Bresse Dr= 1,3 x Qb 0,5= 1,3 x 0,012 0,5= 0,142m Se Dr=150mm tem-se Vr=0,68m/s Se Dr=125mm tem-se Vr= 0,97m/s então adota-se no recalque Dr=125mm e na

sucção será Ds=150mm. Altura manométrica H Empregando Hazen-Willians C=80 ferro fundido

10,643 . Q 1,85

J = ----------------------- C1,85 . D4,87 Sendo: J= perda de carga em metro por metro (m/m); Q= vazão em m3/s;

C= coeficiente de rugosidade da tubulação de Q= 12 L/s achamos J=0,0224 m/m Supondo comprimento virtual para as perdas localizada equivalentes a 26m

encontram-se: H= 0,0224 (26+408)= 16,32m Potência instalada 1) Potência da bomba Qb= 12 L/s rendimento bomba= 66% rendimento do motor=80% Pb= (12 x 16,32)/ (75 x 0,66x 0,80)= 4,9 CV= 4,95 x 0,986=4,88 HP Folga de 20% ( 5HP a 10 HP) Pt= 1,20 x 4,88= 5,48 HP Adoto: Pt= 6 HP Teremos dois motores de 6 HP cada, sendo um de reserve.



30-11

30.12 Grades de barras

Quando a vazão for maior que 250L/s a limpeza das grades deverão ser mecanizadas.

30.13 Gerador de emergência

Conforme a NBR 12208/92 no ponto de entrada de energia elétrica, deve ser previsto dispositivo que permita a ligação de gerador de emergência. 30.14 Fórmula de Hazen-Willians

A formula de Hazen-Willians é usada para tubos com diâmetro maiores que 50mm;

10,643 . Q 1,85

J = ----------------------- C1,85 . D4,87 Sendo: J= perda de carga em metro por metro (m/m); Q= vazão em m3/s; C= coeficiente de rugosidade da tubulação de Hazen-Willians; D= diâmetro em metros.

Obtemos: Qo= (C1,85 . D4,87 . J / 10,643) (1/1,85)



30-12

Figura 30.7- Nomograma para a equação de Hazen-Willians para C=100

Fonte: Hammer, 1979



30-13

Figura 30.8- Fatores de correção para determinação da perda de carga com valores diferentes de C=100.

Fonte: Hammer, 1979 Exemplo 30.4 Para a vazão de 12 L/s, diâmetro D=100mm na Figura (30.7) achamos a perda Hf= 40/1000 Como queremos C=80 olhando a Figura (30.8) achamos K=1,51

Portanto, Hf= K x 40/1000= 1,51 x 40/1000=0,0604m/m



30-1

30.15 Bibliografia e livros consultados -ABNT NBR 12208/92, Projeto de Estações elevatórias de esgoto sanitário. -CETESB. Sistemas de esgotos sanitários. Faculdade de Saúde Pública e CETESB, 1973, 418 páginas. -CRESPO, PATRICIO GALLEGOS. Elevatórias nos sistemas de esgotos. Editora UFMG,2001, 290páginas. -CRESPO, PATRICIO GALLEGOS. Sistemas de esgotos. Editora UFMG, 1997, 129páginas. -FERNANDES, CARLOS. Esgotos sanitários. Editora Universitária, João Pessoa, 1997, 433 páginas. -HAMMER, MARK J. Sistemas de abastecimento de água e esgotos. Editora Livros Técnicos, 1979, 563 páginas. -NOGAMI, PAULO S. Estação elevatória de esgoto. In Sistema de esgotos sanitários, 1973, Faculdade de Saúde Publica e CETESB, 416páginas.

Curso de rede de esgotos Capitulo 31- Cargas em tubos flexíveis


31-1

Capitulo 31- Cargas em tubos flexíveis 31.1 Introdução

O SAAE de Guarulhos usa o PVC para esgoto desde 1983 e usa o polietileno de alta densidade (PEAD) desde 1972.

Os tubos cerâmicos tiveram começaram a ser assentados em 1966 com juntas feitas com estopa alcatroada e asfalto preparado. Mais tarde foram usados tubos cerâmicos com j unta elástica. 31.1 Deformação diametral

Uma das primeiras preocupações que tive, quando comecei a usar os tubos de PVC rígido em redes de esgotos sanitários, foi com a deformação diametral. Minha dúvida era sobre a resistência dos tubos de PVC. Primeiramente, comecei a fazer uma pesquisa sobre a profundidade de valas que o SAAE de Guarulhos usava.

Profundidade da vala

(m) Freqüência de ocorrências

(%) 1,2 0,5 1,5 80,0 1,8 5,0 2,0 10,0 2,3 4,0 2,4 0,5

Total 100,0%

Conclui que 80% de nossas valas eram praticamente da profundidade de 1,5 m, sendo que a profundidade variava de 1,2 a 2,4 m.

A largura das valas, feitas por retroescavadeira, também era padronizada: valas estreitas, com largura de 0,60 m ,e valas largas, com largura de 0,80 m. Para valas até 1,5 m de profundidade, usamos a caçamba de 0,60 m, e para valas superiores a 1,5 m de profundidade, usamos caçamba de 0,80 m de largura. 31.2Teoria dos tubos flexíveis

O professor Anson Marston, da Universidade de Iowa (EUA), em 1913, publicou sua teoria sobre cargas em tubos, considerada até hoje “o estado de arte” sobre o assunto. Marston fez duas teorias, sendo uma para tubos rígidos e outra para tubos flexíveis.

Segundo ele, para tubos rígidos, temos; w = Cd x b x W ,

Sendo: w = peso por metro linear (kgf/m); Cd = coeficiente de carga para condutos instalados em vala; b = largura da vala medida na geratriz superior do tubo em metros; W = peso específico do solo (kgf/m).

Entretanto, a equação acima só pode ser aplicada para valas estreitas, isto é, menores que 2,5xD. Para valas maiores que 2,5xD, temos que considerar a condição de prisma:

Assim teremos:



31-2

w= h x W x b (kgf/m) ou

p= pe x h x d (kgf/m) Sendo: w = peso por metro linear (kgf/m); pe = peso específico (kgf/m3); h = altura de recobrimento em metros; d = diâmetro externo do tubo em metros. 31.3 Spangler

Splanger era formando na Universidade de Iowa, nos Estados Unidos, quando achou o erro nas fórmulas dos tubos flexíveis: a não validade da carga sobre dois pratos paralelos para avaliação dos tubos flexíveis.

A nova fórmula desenvolvida por Spangler está muito bem explicada no ITT-3 (Informativo Técnico Tigre, Número 3).

Usando a Teoria de Marston, para a carga de terra, e a Teoria de Spangler, para tubos flexíveis, e usando ainda a carga móvel segundo o tipo T-30 da ABNT, que admite que o veículo tenha carga máxima de 30 toneladas, dando 5.000 kg em cada roda, e usando o tipo de compactação leve que fazemos e escolhendo o pior terreno, calculamos as várias deformações, a longo prazo, que poderíamos ter. Assim, obtivemos a Tabela (31.1).

Tabela 31.1-Cálculo da deflexão diametral para tubos flexíveis de esgoto sanitário (PVC) Profun-didade.

(m)

Diâmetro

(mm)

Altura de recobr.

(m)

Largura da vala

(m)

Carga da terra

(kgf/m)

Carga móvel

(kgf/m)

Carga total

(kgf/m) 1,2 150 1,05 0,6 330 566 896 1,5 150 1,35 0,6 425 404 829 1,8 150 1,65 0,8 519 325 845 2,0 150 1,85 0,8 582 291 874 2,3 150 2,15 0,8 677 254 931 2,4 150 2,25 0,8 708 243 952

Sendo: Carga móvel T-30 Carga de terra: fórmula de Marston Deflexão: fórmula de Spangler Peso específico = 2100 kgf/m³ (argila) Classe de rigidez = CR= 2500 K= 0,1 Compactação leve DR= 1,75 E’= 2,8 MPa



31-3

Tabela 31.2-Cálculo da Deflexão Diametral para tubos flexíveis de esgoto sanitário

(PVC) Profundidade

da vala (m)

Carga total

( kgf/m)

Deflexão máxima

(%)

Deflexão diametral (%)

1,2 896 7,5 4,0 1,5 829 7,5 4,01 1,8 845 7,5 4,32 2,0 874 7,5 4,58 2,3 931 7,5 5,03 2,4 952 7,5 5,19

Concluímos que, para profundidades de vala existente na prática, e pelo tipo de compactação que fazemos, a deformação diametral relativa máxima varia de 4,0 a 5,19%, portanto abaixo de 7,5% , conforme NBR 7367 e que está na Tabela (31.2). 31.4 Testes de deformação diametral relativa a longo prazo

Preocupados com a deformação diametral, devida às cargas externas, fizemos experiências em redes de esgoto de PVC rígido de diâmetro de 150 mm, com dois anos de operações, passando um gabarito esférico de plástico rígido de diâmetro 7,5% menor que o diâmetro interno da tubulação. Entramos em contato com os técnicos da Tigre e nosso pedido de confecção do referido gabarito esférico foi encaminhado.

Com a esfera pronta, introduzímo-la nas redes de PVC de 150 mm, executadas dois anos antes. Não houve nenhum problema, confirmando, então, a suposição de que a deflexão máxima não atingiria os 7,5% máximos admitidos pela norma. É importante observar que, se houver uma deformação máxima de 7,5% do diâmetro, a seção diminuirá somente em 0,6%, o que é insignificante. Caso queiramos a deformação máxima permissível, logo após a instalação, devemos dividir a deformação máxima ao longo prazo (7,5%) pelo coeficiente de deformação adotado.



31-4

31.5 Referências Bibliográficas: -Associação Brasileira de Normas Técnicas ABNT, NBR 7362 de novembro de 1984

referente a Tubo de PVC rígido com junta elástica, coletor de esgotos- especificação;

-American Water Works Association (AWWA), Pipe Design and Instalacion, Manual M23;

-Calvin Victor Davis, Handbook of Applied Hydraulics,1952, McGraw-Hill Book Company;

-Engº Carlos Alberto dos Santos e Adejalmo Figueiredo Gasen, Estudo Comparativo entre Redes Coletoras de Esgoto do Tipo Convencional e Não Convencional, setembro 1987, produzido pela Asfamas e Abivinila;

-Fundação Estadual de Engenharia do Meio Ambiente (Feema), Estudos Para determinação de novos parâmetros e critérios de projetos de redes de esgotos utilizando o modelo de otimização, outubro 1984, coordenador do projeto: Maurício Cleinman;

-InformaTigre, Informativo da Tubos e Conexões Tigre S.A, de agosto/86; -Informativo Técnico Tigre 03; -Linsley and Franzini, Water-Resources Engeneering, 1964, McGraw-Hill Book

Company;

Curso de rede de esgotos Capitulo 32- Caixa de retenção de óleo e sedimentos


32-1

Capítulo 32 Caixa de retenção de óleo e sedimentos

As pessoas ficam surpresas quando aprendem que muito pouco da precipitação destina-se para a recarga de aqüíferos subterrâneos. Darrel I. Leap in The Handbook of groundwater engineering.



32-2

Sumário Ordem Assunto Capitulo 32- Caixa de retenção de óleos e sedimentos 32.1 Introdução 32.2 Densidade gravimétrica 32.3 Tipos básicos de separadores por gravidade óleo/água 32.4 Vazão de pico 32.5 Método Racional 32.6 Equação de Paulo S. Wilken para RMSP 32.7 Vazão relativa ao volume WQv que chega até o pré-tratamento usando o Método Racional para P= 25mm e P=13mm.

32.8 Critério de seleção 32.9 Limitações 32.10 Custos e manutenção 32.11 Lei de Stokes 32.12 Dados para projetos 32.13 Desvantagens da caixa de óleos e graxas 32.14 Caixa de retenção de óleo API por gravidade 32.15 Dimensões mínimas segundo FHWA 32.16 Volume de detenção 32.17 Caixa de retenção coalescente com placas paralelas 32.18 Fabricantes no Brasil de caixas com placas coalescentes 32.19 Flotação 32.20 Sistemas industriais americanos para separação de óleos e graxas 32.21 Skimmer 32.22 Postos de gasolina 32.24 Vazão que chega até o pré-tratamento 32.25 Pesquisas do US Army, 2000 32.26 Princípios de Allen Hazen sobre sedimentação 32.27 Lei de Stokes

46páginas



32-3

Capitulo 32- Caixa de retenção de óleo e sedimento (oil/grit separators) 32.1 Introdução

O grande objetivo do uso dos separadores óleo/água são os lugares que possuem um alto potencial de contaminação urbana, ou seja, os “Hotspots” como postos de gasolina, oficina de conserto de veículos, etc. Outros lugares com estacionamento diário ou de curto período, como restaurantes, lanchonetes, estacionamentos de automóveis e caminhões, supermercados, shoppings, aeroportos, estradas de rodagens são potenciais para a contaminação de hidrocarbonetos conforme Figuras (32.1) a (32.3).

Estacionamentos residenciais e ruas possuem baixa concentração de metais e hidrocarbonetos. Pesquisas feitas em postos de gasolina revelaram a existência de 37 compostos tóxicos nos

sedimentos das caixas separadoras e 19 na coluna de água da caixa separadora. Muitos destes compostos são PAHs (Policyclic aromatic hydrocarbons) que são perigosos para os humanos e organismos aquáticos (Auckland,1996).

Na cidade de Campos do Jordão em São Paulo fizeram um posto de gasolina na entrada da cidade, onde o piso era de elementos de concreto e no meio tinha grama com areia. Em pouco tempo tudo foi destruído. Aquele posto de gasolina é um hotspot e nunca deveria ser feito a infiltração no local.

A caixas separadores de óleos e graxas são designadas especialmente para remover óleo que está flutuante, gasolina, compostos de petróleo leves e graxas. Além disto a maioria dos separadores removem sedimentos e materiais flutuantes.

O óleo pode-se apresentar da seguinte maneira: • Óleo livre: que está presente nas águas pluviais em glóbulos maiores que 20μm. Eles

são separados devido a sua baixa gravidade específica e eles flutuam. • Óleos emulsionados mecanicamente: estão dispersos na água de uma maneira estável. O

óleo é misturado a água através de uma emulsão mecânica, como um bombeamento, a existência de uma válvula globo ou uma outra restrição do escoamento. Em geral os glóbulos são da ordem de 5μm a 20μm.

• Óleo emulsionado quimicamente: as emulsões deste tipo são geralmente feitas intencionalmente e formam detergentes, fluidos alcalinos e outros reagentes. Usualmente possuem glóbulos menores que 5μm

• Óleo dissolvido: é o óleo solubilizado em um líquido que é um solvente e pode ser detectado usando análises químicas, por exemplo. O separador óleo/água não remove óleo dissolvido.

• Óleo aderente a sólidos: é aquele óleo que adere às superfícies de materiais particulados. O objetivo é remover somente o chamado óleo livre, pois o óleo contido nas emulsões e quando estão

dissolvidos necessitam tratamento adicional.



32-4

Figura 32.1- Posto de gasolina

Figura 32.2- Pistas de Aeroportos



32-5

Figura 32.3- Estacionamento de veículos

http://www.vortechnics.com/assets/HardingTownship.pdf. Acesso em 12 de novembro de 2005. Firma Vortechnic.

Figura 32.4- Estradas de rodagem asfaltadas

As águas pluviais em geral contém glóbulos de óleo que variam de 25μm a 60μm e com concentrações de óleo e graxas em torno de 4 mg/l a 50mg/l (Arizona, 1996), mas entretanto as águas pluviais proveniente de postos de gasolina, etc possuem grande quantidade de óleo e graxas.

A emulsão requer tratamento especial e existem varias técnicas, sendo uma delas a acidificação, a adição de sulfato de alumínio e introdução de polímeros conforme Eckenfelder, 1989, ainda com a desvantagem do sulfato de alumínio produzir grande quantidade de lodo.

Dica: a caixa separadora de óleos, graxas e sedimentos que seguem a norma API são para

glóbulos maiores ou iguais a 150µm, reduzem o efluente para cerca de 50mg/l (Eckenfelder, 1989). Dica: a caixa separadora de óleos, graxas e sedimentos com placas coalescentes são para

globos maiores ou iguais a 60 µm e reduzem o efluente para 10mg/l (Eckenfelder, 1989).



32-6

32.2 Densidade gravimétrica

Há líquidos imiscíveis, como por exemplo, o óleo e a água. Os líquidos imiscíveis ou não solúveis um com o outro formam uma emulsão ou suspensão coloidal com glóbulos menores que 1µm.

Emulsão é uma mistura de dois líquidos imiscíveis: detergente, etc. Solução: é a mistura de dois ou mais substâncias formando um só líquido estável. Uma maneira de separá-los por gravidade é a utilização da Lei de Stokes, pois sendo menor a

densidade do óleo o glóbulo tende a subir até a superfície. As Tabela (32.1) e (32.3) mostram as densidades gravimétricas de alguns líquidos.

Na caixa de retenção de óleos e sedimentos que denominaremos resumidamente de Separador, ficam retidos os materiais sólidos e óleo. O separador de óleo remove hidrocarbonetos de densidade gravimétricas entre 0,68 a 0,95.

Tabela 32.1- Densidades de vários líquidos

Líquido Densidade a 20º CÁlcool etílico 0,79 Benzeno 0,88 Tetracloreto de carbono 1,59 Querosene 0,81 Mercúrio 13,37 Óleo cru 0,85 a 0,93 Óleo lubrificante 0,85 a 0,88 Água 1,00

Fonte: Streeter e Wylie, 1980 A eficiência das caixas separadoras de óleo e graxas é estimada pela Tabela (32.2) para caixas com três câmaras e poços de visita. Tabela 32.2 –Eficiência das caixas de óleos e graxas

Redução (%)

Tipo de caixas

Volume (m3)

TSS Sólidos totais em suspensão

Metais Pesados

Óleos e graxas

Três câmaras 52 48% 21% a 36% 42% Poço de visita 35 61% 42% a 52% 50%

Fonte: Canadá, Ontário-http://www.cmhc-schl.gc.ca/en/imquaf/himu/wacon/wacon_024.cfm. Acessado em 8 de novembro de 2005. As três câmaras são das normas API - American Petroleum Institute.

Tabela 32.3- Diversas densidades de líquidos Líquido Densidade a 20º C

g/cm3 ou g/mL Benzeno 0,876 Óleo combustível médio 0,852 Óleo combustível pesado 0,906 Querosene 0,823 Óleo diesel 0,85 Óleo de motor 0,90 Água 0,998 Óleo Diesel 0,90 recomendado (Auckland, 2005) Querosene 0,79 recomendado(Auckland, 2005) Gasolina 0,75 recomendado (Auckland, 2005) Etanol 0,80

A velocidade de ascensão dos glóbulos de óleo depende da viscosidade dinâmica que varia com o

tipo de líquido e com a temperatura.

Dica: adotaremos neste trabalho hidrocarboneto com densidade gravimétrica de 0,90.



32-7

A Tabela (32.4) mostra os tempos de ascensão com relação ao diâmetro do glóbulo de óleo onde se pode observar que uma partícula com diâmetro de 150μm tem um tempo aproximadamente menor que 10min. Quanto menor o diâmetro do glóbulo, maior é o tempo de separação água/óleo.

Tabela 32.4- Tempo de ascensão, estabilidade da emulsão e diâmetro do glóbulo Tempo de ascensão Estabilidade da emulsão Diâmetro do glóbulo

(μm) < 1 min Muito fraco >500 < 10 min Fraco 100 a 500

Horas Moderado 40 a 100 Dias Forte 1 a 40

Semanas Muito Forte < 1 (Coloidal)

A distribuição do diâmetro e do volume dos glóbulos está na Figura (32.5).

Figura 32.5- Diâmetro e distribuição dos glóbulos de óleos

Fonte: http://www.ci.knoxville.tn.us/engineering/bmp_manual/knoxvilleBMP.pdf. Acessado em 12 de novembro de 2005.



32-8

Figura 32.6- Separador de óleo em posto de gasolina http://www.ci.knoxville.tn.us/engineering/bmp_manual/knoxvilleBMP.pdf. Acessado em 12 de novembro de 2005.



32-9

32.3 Tipos básicos de separadores por gravidade óleo/água

Existe basicamente, três tipos de separador água/óleo por gravidade: • Separador tipo API (Americam Petroleum Institute) para glóbulos maiores que 150μm • Separador Coalescente de placas paralelas para glóbulos maiores que 60μm. • Separador tipo poço de visita elaborado por fabricantes O separador tipo API possui três câmaras, sendo a primeira para sedimentação, a segunda para o

depósito somente do óleo e a terceira para descarga. São geralmente enterradas e podem ser construídas em fibra de vidro, aço, concreto ou polipropileno.

A remoção da lama e do óleo podem ser feitas periodicamente através de equipamentos especiais. O óleo é retirado através de equipamentos manuais ou mecânicos denominados skimmer quando a camada de óleo atinge 5cm mais ou menos.

O separador Coalescente é também por gravidade e ocupa menos espaço, sendo bastante usado, porém apresentam alto custo e possibilidade de entupimento. Possuem placas paralelas corrugadas, inclinadas de 45º a 60º e separadas entre si de 2cm a 4cm. Segundo o dicionário Houaiss coalescer quer dizer unir intensamente, aglutinar e coalescente quer dizer: que se une intensamente; aderente; aglutinante.

O separador elaborado por fabricante possuem tecnologias variadas. São os equipamentos chamados: Stormceptor; Vortech, CDS, HIL. No Brasil temos fabricantes como Alfamec com separadores coalescentes de PEAD, fibra de vidro, aço carbono, aço inox cujas vazões variam de 0,8m3/h até 40m3/h.

As demais tecnologias para remoção de óleo/água: flotação, floculação química, filtração (filtros de areia), uso de membranas, carvão ativado ou processo biológico não serão discutidas neste trabalho. Com outros tratamentos poderemos remover óleos insolúveis bem como TPH (Total Petroleum Hydrocarbon).

Os separadores de óleo/água podem remover óleo e TPH (Total Petroleum Hydrocarbon) abaixo de 15mg/l. A sua performance depende da manutenção sistemática e regular da caixa.

As pesquisas mostram que 30% dos glóbulos de óleo são maiores que 150μm e que 80% é maior que 90μm.

Tradicionalmente usa-se o separador para glóbulos acima de 150μm que resulta num efluente entre 50mg/l a 60mg/l (Auckland, 1996).

A Resolução Conama 357/05 no artigo 34 que se refere a lançamentos exige que: Artigo 34-Os efluentes de qualquer fonte poluidora somente poderão ser lançados, direta ou

indiretamente, nos corpos de água desde que obedeçam as condições e padrões previstos neste artigo, resguardadas outras exigências cabíveis:

V- Óleos e graxas 1- óleos minerais até 20mg/L (Nota: este é o nosso caso) 2- óleos vegetais e gorduras animais até 50mg/L Para postos de gasolina por exemplo, para remover até 20mg/L de óleos minerais é necessário que se

removam os glóbulos maiores ou igual a 60μm. A remoção de 10mg/L a 20mg/L corresponde a remoção de glóbulos maiores que 60μm. Tomaremos como padrão a densidade do hidrocarboneto < 0,90 g/cm3, partículas de 60μm e

performance remoção de até 20mg/L de óleos minerais. Stenstron et al,1982 fez pesquisa na Baia de São Francisco sobre óleo e graxa e concluiu que há uma

forte conexão entre a massa de óleo e graxa no início da chuva. Constatou que as maiores quantidades de óleo e graxas estavam nas áreas de estacionamento e industriais que possuíam 15,25mg/l de óleos e graxas, enquanto que nas áreas residenciais havia somente 4,13mg/l. 32.4 Vazão de pico O projetista deve decidir se escolherá se a caixa separadora estará on line ou off line. Se estiver on line a caixa deverá atender a vazão de pico da área, mas geralmente a escolha é feita off line, com um critério que é definido pelo poder público. Existe o critério do first flush que dimensionará o volume para qualidade das águas pluviais denominado WQv. Este volume poderá ser transformado em vazão através do método de Pitt, onde achamos o número CN e aplicando o SCS TR-55 achamos a vazão de pico ou aplicar o método racional que será usado neste Capítulo.

A área máxima de projeto é de 0,40ha, caso seja maior a mesma deverá ser subdividida



32-10

32.5 Método Racional A chamada fórmula racional é a seguinte:

Q= C . I . A /360 Sendo: Q= vazão de pico (m3/s); C=coeficiente de escoamento superficial varia de 0 a 1. I= intensidade média da chuva (mm/h); A= área da bacia (ha). 1ha=10.000m2

Exemplo 32.1 Dada área da bacia A=0,4ha, coeficiente de escoamento superficial C=0,70 e intensidade da chuva I=40mm/h. Calcular o vazão de pico Q. Q = C . I . A /360 = 0,70 x 40mm/h x 0,4ha/360 = 0,03m3/s 32.6 Equação de Paulo S. Wilken para RMSP 1747,9 . Tr

0,181 I =------------------------ (mm/h) ( t + 15)0,89 Sendo: I= intensidade média da chuva (mm/h); Tr = período de retorno (anos). Adotar Tr=10anos. tc=duração da chuva (min). 32.7 Vazão relativa ao volume WQv que chega até o pré-tratamento usando o Método Racional para P= 25mm e P=13mm. Usando para o tempo de concentração da Federal Aviation Agency (FAA, 1970) para escoamento superficial devendo o comprimento ser menor ou igual a 150m. tc= 3,26 x (1,1 – C) x L 0,5 / S 0,333 Rv= 0,05+ 0,009 x AI = C Sendo: tc= tempo de concentração (min) C= coeficiente de escoamento superficial ou coeficiente de Runoff ( está entre 0 e 1) S= declividade (m/m) AI= área impermeável em porcentagem (%) Rv= coeficiente volumétrico (adimensional) Aplicando análise de regressão linear aos valores de C e de I para áreas A≤ 2ha para a RMSP obtemos:

I = 45,13 x C + 0,98 Para P=25mm R2 = 0,86

I= 9,09 x C + 0,20 Para P=13mm

R2 = 0,86 Sendo: I= intensidade de chuva (mm/h) C= coeficiente de escoamento superficial P= first flush. P=25mm na Região Metropolitana de São Paulo R2= coeficiente obtido em análise de regressão linear. Varia de 0 a 1. Quanto mais próximo de 1, mais preciso.

A vazão Q=CIA/360 obtido usando I =45,13x C + 0,98 nos obterá a vazão referente ao volume para

melhoria da qualidade das águas pluviais WQv.



32-11

Figura 32.7- Poço de visita separador de fluxo. As águas pluviais entram no poço de visita e uma parte referente ao

volume WQv para melhoria da qualidade das águas pluviais vai para a caixa separadora de óleos e graxas e a outra vai para o córrego ou galeria mais próxima.

http://www.ci.knoxville.tn.us/engineering/bmp_manual/knoxvilleBMP.pdf. Acessado em 12 de novembro de 2005 WQv (volume para melhoria da qualidade das águas pluviais) O volume para melhoria da qualidade das águas pluviais é dado pela equação: WQv= (P/1000) x Rv x A Sendo: WQv= volume para melhoria da qualidade das águas pluviais (m3) P= first flush (mm). Para a RMSP P=25mm Rv=0,05+0,009x AI AI= área impermeável (%) Rv= coeficiente volumétrico (adimensional) A= área da bacia em (m2) Exemplo 32.2 Achar o volume WQv para melhoria da qualidade das águas pluviais para área de 0,4ha com AI=100% sendo o first flush P=25mm. Rv= 0,05+ 0,009 x AI = 0,05+0,009 x 100= 0,95 WQv= (P/1000) x Rv x A WQv= (25mm/1000) x 0,95 x 4000m2 =95m3

Exemplo 32.3 Achar a vazão para a melhoria da qualidade das águas pluviais para área de 0,4ha, com 100% de impermeabilização para first flush adotado de P=25mm. Rv= 0,05+ 0,009 x AI = 0,05+0,009 x 100= 0,95=C Para P=25mm de first flush para a Região Metropolitana de São Paulo temos: I = 45,13 x C + 0,98 I = 45,13 x 0,95 + 0,98=44mm/h Q=CIA/360 C= 0,95 I= 44mm/h A= 0,4ha Q= CIA/360= 0,95 x 44 x 0,4/ 360 = 0,050m3/s



32-12

32.8 Critério de seleção • É usada a montante do tratamento juntamente com outras BMPs • A caixa separadora de óleo e sólido não funciona para solventes, detergentes ou poluentes

dissolvidos. • Temperatura usual= 20 º C • Viscosidade dinâmica=μ = 0,01 poise • Gravidade específica da água= 0,9975=0,998 • Gravidade específica do óleo= 0,90 • Diâmetro do glóbulo de óleo: 150μm ou em casos especiais 60μm. • Deve ser feito sempre off-line. • Deve ser usado sempre com o first flush. • A primeira chuva faz uma lavagem do piso em aproximadamente 20min. É o first flush. Somente

este volume de água denominado WQv é encaminhado à câmara de detenção de sólidos e óleos, devendo o restante ser lançado na galeria de águas pluviais ou córrego mais próximo.

• Para as duas primeiras câmaras: taxa de 28m3/ha de área impermeável (regra prática). • Para a primeira câmara: Taxa de 20m2/ha de área impermeável (regra prática). • Pode ser usada em ocasiões especiais perto de estradas com tráfico intenso. • A primeira câmara é destinada a reter os resíduos sólidos; a segunda destinada a separação do

óleo da água e a terceira câmara serve como equalizador para a descarga do efluente. • É instalada subterraneamente não havendo problemas do seu funcionamento. • Pode remover de 60% a 70% do total de sedimentos sólidos (TSS). • O regime de escoamento dentro da caixa de retenção de óleo deve ter número de Reynolds

menor que 500 para que o regime seja laminar. • Remove 50% do óleo livre que vem nas águas pluviais durante o runoff. • Não haverá ressuspenção dos poluentes que foram armazenados na caixa de óleo • É aplicável a áreas < 0,4ha como, por exemplo: área de estacionamento, posto de gasolina,

estrada de rodagem, instalação militar, instalação petrolífera, oficina de manutenção de veículos, aeroporto, etc.

• De modo geral o tempo de residência é menor que 30min e adotaremos 20min.

32.9 Limitações • Potencial perigo de ressuspenção de sedimentos, o que dependerá do projeto feito. • Não remove óleo dissolvido e nem emulsão com glóbulos de óleo muito pequenos. • A área máxima deve ser de 0,4ha (4.000m2). Caso a área seja maior deve ser subdividida. • O FHWA admite que o limite de 0,4ha pode ir até 0,61ha . • As águas pluviais retêm pouca gasolina e possui concentração baixa de hidrocarbonetos, em

geral o óleo e graxas nas águas pluviais está em torno de 15mg/l. • As normas API (American Petroleum Institute) 1990, publicação nº 421, referente a Projeto e

operação de separadores de óleo/água: recomenda diâmetro dos glóbulos de óleo a serem removidos em separadores por gravidade, devem ser maiores que 150μm.

• O tamanho usual dos globos de óleo varia de 75μm a 300μm. • A gravidade específica do óleo varia de 0,68 a 0,95. • Resolução Conama 357/2005 artigo 34: os efluentes de qualquer fonte poluidora podem ter até

20mg/l de óleos minerais.

32.10 Custos e manutenção. • Baixo custo de construção. • O custo de construção varia de US$ 5.000 a US$ 15.000 sendo a média de US$ 7.000 a US$

8.000 conforme FHWA • http://www.fhwa.dot.gov/environment/ultraurb/3fs12.htm Acessado em 8 de novembro de 2005. • O óleo e os sólidos devem ser removidos freqüentemente. • Inspeção semanal. • Nas duas primeiras câmaras irão se depositar ao longo do tempo cerca de 5cm de sedimentos,

devendo ser feita limpeza no mínimo 4 vezes por ano. • O material da caixa de óleo deve ser bem vedado para evitar contaminação das águas

subterrâneas.



32-13

• Potencial perigo de descarga de nutrientes e metais pesados dos sedimentos se a limpeza não for feita constantemente.

• Inspeção após chuva ≥ 13mm em 24h. • Deverá ser feito monitoramento por inspeções visuais freqüentemente. • Fácil acesso para manutenção. • Uso de caminhões com vácuo para limpeza. • Os materiais retirados da caixa de separação de óleo e resíduos deve ter o seu destino

adequado.

32.11 Lei de Stokes Para óleos e graxas, conforme Eckenfelder, 1989 é válida a aplicação da Lei de Stokes.

Vt= (g / 18 μ) x (ρw-ρo) x D2

Sendo: Vt= velocidade ascensional (cm/s) μ= viscosidade dinâmica das águas pluviais em poise. 1P= 1 g/cm x s ρw=densidade da água (g/cm3) ρo =densidade do óleo na temperatura (g/cm3) =1kg/litro Sw = gravidade especifica das águas pluviais (sem dimensão) So = gravidade específica do óleo presente nas águas pluviais (sem dimensão). D= diâmetro do glóbulo do óleo presente (cm) g= 981cm/s2

Para D=150μm=0,15mm=0,015cm g=981cm/s2

Vt= (981 / 18 μ) x (ρw-ρo) x (0,015)2 Vt= 0,0123 x [(Sw-So)/ μ ] Vt= 0,0123 x [(1-So)/ ν ]

Sendo: ν = μ / ρ = 1,007 x 10-6 m2/s ν= viscosidade cinemática das águas pluviais em Stokes. 1 Stoke= 1cm2/s 10.000Stokes = 1m2/s


Vt= (981 / 18 μ) x (ρw-ρo) x D2 Vt= (981 / 18 μ) x (ρw-ρo) x (0,006)2 Vt= 0,002 x [(Sw-So)/ μ ] Vt= 0,002 x [(1-So)/ ν ]

Sendo: ν = μ / ρ = 1,007 x 10-6 m2/s ν= viscosidade cinemática das águas pluviais em Stokes. 1 Stoke= 1cm2/s 10.000Stokes = 1m2/s


Vt= (981 / 18 μ) x (ρw-ρo) x D2 Vt= (981 / 18 μ) x (ρw-ρo) x (0,004)2 Vt= 0,0009 x [(Sw-So)/ μ ] Vt= 0,0009 x [(1-So)/ ν ]

Sendo: ν = μ / ρ = 1,007 x 10-6 m2/s ν= viscosidade cinemática das águas pluviais em Stokes. 1 Stoke= 1cm2/s



32-14

10.000Stokes = 1m2/s

Exemplo 32.4 Calcular a velocidade ascensional sendo a gravidade específica das águas pluviais Sw= 0,998 e do óleo So= 0,90 e viscosidade dinâmica de 0,01poise (20ºC) para glóbulo de óleo com diâmetro de 150μm.

Vt= 0,0123 x [(Sw-So)/ μ ] Vt= 0,0123 x [(0,998-0,90)/ 0,01 ] =0,12 cm/s=0,0012m/s (4,3m/h)





32.12 Dados para projetos

• O uso individual de uma caixa é para aproximadamente 0,4ha de área impermeabilizada (Austrália, 1998) ou no máximo até 0,61ha conforme FHWA..

32.13 Desvantagens da caixa separadora de óleo

• Remoção limitada de poluentes. • Alto custo de instalação e manutenção. • Não há controle de volume. • Manutenção deve ser freqüente. • Os sedimentos, óleos e graxas deverão ser retirados e colocados em lugares apropriados

conforme as leis locais.

32.14 Caixa de retenção de óleo API por gravidade As teorias sobre dimensionamento das caixas de retenção de óleo por gravidade, seguiu-se a roteiro

usado na Nova Zelândia conforme http://www.mfe.govt.nz/publications/hazardous/water-discharges-guidelines-dec98/app-5-separator-design-dec98.pdf com acesso em 8 de novembro de 2005.

Admite-se que os glóbulos de óleo são maiores que 150μm e pela Lei de Stokes aplicado ao diâmetro citado temos: So = gravidade especifica do óleo presente nas águas pluviais (sem dimensão).

As caixas API só funcionam para óleo livre.

Vt= 0,0123 x [(1-So)/ ν ] D=150μm Sendo: ν = μ / ρ ν= viscosidade cinemática das águas pluviais em Stokes. 1 Stoke= 1cm2/s 10.000Stokes = 1m2/s Vt= velocidade ascensional (cm/s)

A área mínima horizontal, nos separadores API é dada pela Equação: Ah= F . Q. /Vt

Sendo: Ah= área horizontal (m2) Q= vazão (m3/s) Vt= velocidade ascensional final da partícula de óleo (m/s) F= fator de turbulência= F1 x F2 F1= 1,2 F2= fornecido pela Tabela (32.5) conforme relação Vh/ Vt



32-15

Figura 32.8- Esquema da caixa separadora API

Fonte: Unified Facilities Criteria UF, US Army Corps of Engineers, Naval Facilities Engiojneerinf Command, Air Force Civl Engineer Support Agency. 10 july 2001 UFC-3-240-03 http://chppm-www.apgea.army.mil/USACHPPM%20Technical%20Guide%20276.htm. Acessado em 12 de novembro de 2005.

Adotamos Vh= 0,015 m/s e Vt=0,002 m/s e a relação Vh/Vt= 0,015/0,002 = 7,5 Entrando com Vh/Vt=7,5 na Tabela (32.5) achamos F= 1,40. Podemos obter o valor de F usando a Figura (32.9)

Tabela 32.5 – Escolha do valor de turbulência F2

Vh/Vt F2 F=1,2F220 1,45 1,74 15 1,37 1,64 10 1,27 1,52 6 1,14 1,37 3 1,07 1,28

Fonte:http://www.mfe.govt.nz/publications/hazardous/water-discharges-guidelines-dec98/app-5-separator-design-dec98.pdf. Acessado em 12 de novembro de 2005.



32-16

Figura 32.9- Valores de F em função de Vh/Vt Fonte:http://www.mfe.govt.nz/publications/hazardous/water-discharges-guidelines-dec98/app-5-separator-

design-dec98.pdf. Acessado em 12 de novembro de 2005.

Figura 32.10 - Caixa de retenção de óleos e sedimentos conforme API Fonte: City of Eugene, 2001



32-17

As dimensões mínimas adotadas na Cidade de Eugene, 2001 que estão na Figura (32.9) são as seguintes:

• Altura de água mínima de 0,90m e máxima de 2,40m. • Altura mínima da caixa é de 2,10m para facilidade de manutenção.. • A caixa de regularização tem comprimento minimo de 2,40m • A caixa de sedimentação tem comprimento minimo de L/3 a L/2. • O comprimento mínimo de toda as três câmaras é de 5 vezes a largura W. • A largura mínima W é de 1,80m • Observar na Figura ( 32.9) a caixa separadora, pois, geralmente a caixa separadora de óleo é

feita off line. • Geralmente a caixa de captação de óleos e graxas é enterrada. • Deverá haver dispositivo para a retirada do óleo.

A área mínima transversal Ac é fornecida pela relação:

Ac= Q/ Vh Sendo: Ac= área mínima da seção transversal da caixa (m2). Vh=velocidade horizontal (m/s) = 0,015m/s Q= vazão de pico (m3/s)

O valor da velocidade horizontal Vh muito usado para glóbulos de óleo de diâmetro de 150µm é Vh= 0,015m/s o que resultará em:

Ac= Q./ Vh Ac= Q/ 0,015 =67Q

Exemplo 32.7 Calcular a área mínima transversal Ac para vazão de entrada de 0,020m3/s para caixa de detenção de óleo e graxas a partir do diâmetro de 150µm.

Ac= 67Q Ac= 67x 0,020

Ac=1,34m2 Número de canais (N) Geralmente o número de canais é igual a um. N=1 (número de canais). Se Ac>16m2 então N>1 (Arizona, 1996) Profundidade da camada de água dentro do separador de óleo e graxas (d). d= ( r x Ac) 0,5 d= máxima altura de água dentro do separador de óleo (m) sendo o mínimo de d ≥ 0,90m. r= razão entre a profundidade/ largura que varia de 0,3 a 0,5, sendo comumente adotado r=0,3

Exemplo 32.8 Calcular o valor de d para r=0,3 e Ac= 1,34m2 d= ( r x Ac) 0,5

d= ( 0,3 x 1,34) 0,5 d=0,63m. Portanto, a altura do nível de água dentro da caixa é 0,63m, mas para efeito de manutenção a altura

mínima deverá ser de 1,80m.

Largura da caixa (W) r= d/W=0,3

W= d/0,3= 0,63 / 0,3 = 2,10m Então a largura da caixa separadora de óleo será de 2,10m.



32-18

Comprimento (Ls) da caixa separadora API Ls = F . d . (Vh/ Vt)

Sendo: Ls=comprimento do separador (m) d=altura do canal (m) Vh= velocidade horizontal (m/s) Vt= velocidade ascensional (m/s) F=fator de turbulência. Adotamos Vh/vt= 7,5 o valor F=1,40

Os dados aproximados de La e Lf foram adaptados de: http://www.ci.tacoma.wa.us/WaterServices/permits/Volume5/SWMM%20V5-C11.pdf de Thurston,

janeiro de 2003. Acesso em 8 de novembro de 2005. Um valor muito usado para o Fator de Turbulência é F= 1,40 correspondente a Vh/vt =7,5. Fazendo as substituições teremos:

Ls = F . d . (Vh/ Vt) Ls = 1,40 x d x 7,5= 10,5 x d Ls = 10,5 x d

Exemplo 32.9 Calcular o comprimento somente da caixa separadora de óleos e graxas, sendo a altura do nível de água de 1,22m.

Ls = 10,5 x d Comprimento da caixa de regularização(La) O comprimento mínimo é de 2,40m. Comprimento da caixa de sedimentação (Lf) A área para sedimentação é dado em função da área impermeável, sendo usado como dado empírico 20m2/ ha de área impermeável. Portanto, a área da caixa de comprimento Lf não poderá ter área inferior ao valor calculado. Área= 20m2/ha x A (ha) W= largura

Lf= Área da caixa de sedimentação /W Exemplo 32.10 Seja área com 4000m2 e largura da caixa de retenção de óleo de W=2,40m. Calcular o comprimento Lf. Área da caixa de sedimentação = 20m2/ha x (4000/10000)= 8m2 Lf = Área da caixa de sedimentação / W= 8m2 / 2,40m = 3,33m Comprimento total (L) da caixa de captação de óleo

O comprimento L será a soma de três parcelas, sendo geralmente maior ou igual a 12,81m : • Lf corresponde a caixa de sedimentação que ficará no inicio • Ls corresponde a caixa separadora de óleo propriamente dita que ficará no meio. • La corresponde a caixa de saída para regularização da vazão.

L = Lf + Ls + La O comprimento total do separador é a soma de três componentes das câmaras de: sedimentação; separação do óleo da água e regularização conforme Figura (32.11):

= comprimento das três caixas, sendo a primeira para sedimentação, a segunda para separação do óleo propriamente dito e a terceira para regularização.

Figura 32.11- Esquema de uma caixa de retenção de óleo e sedimentos.

L

Lf Ls La



32-19

Exemplo 32.11 Calcular o comprimento total L para área da bacia de 4.000m2 (0,4ha) sendo Ls=12,81, Lf= 3,33m. Adotando-se o mínimo para La=2,40 teremos: L= Ls+ Lf+ Ls = 12,81+ 3,33+ 2,40= 18,54m

Figura 32.12- Variáveis da caixa separadora de óleos e graxas. Observar que a altura d é a lâmina de água existindo uma folga para até a altura máxima da caixa. O comprimento L ou seja Ls vai da caixa de sedimentação até a caixa de regularização. Fonte: http://www.mfe.govt.nz/publications/hazardous/water-discharges-guidelines-dec98/app-5-separator-design-dec98.pdf



32-20

Ventilação

Deverá haver ventilação por razão de segurança e se possível nos quatro cantos da caixa. O diâmetro mínimo da ventilação é de 300mm e deve ter tela de aço com ¼” .

Existem caixas com tampas removíveis e outras que podem ser usados insufladores de ar. A altura da caixa mínima deverá ser de 2,10m para facilitar a manutenção.

32.15 Dimensões mínimas segundo FHWA As dimensões internas mínimas para uma área de 0,4ha (4.000m2) é a seguinte: Profundidade= 1,82m Largura =1,22m Comprimento = 4,26m Comprimento da primeira câmara= 1,82m Comprimento para cada uma das outras duas câmaras= 1,22m Volume das duas primeiras câmaras =(1,82m+ 1,22m) x 1,82m x 1,82m=10m3. Taxa= 10m3/ 0,4ha= 25m3/ha (28m3/ha) Taxa= 2,2m2/ 0,4ha = 6 m2/ha (20m2/ha) Volume da caixa separadora= 9,5m3 Área superficial da caixa separadora= 5,2m2

Profundidade=d=1,82m Figura 32.13- Esquema de uma caixa de retenção de óleo e sedimentos mínima para área até 0,4ha (FHWA) com as dimensões internas.

O comprimento Lf que depende do que vai ser sedimentado pode ser adaptado as condições locais. 32.16 Volume de detenção O volume de detenção para período de retorno Tr=10anos.

V= 4,65 AI . A para Tr= 10anos A= área da bacia (ha). A≤100ha V= volume do reservatório de detenção (m3)

AI= área impermeável (%) variando de 20% a 90% A= área em hectares (ha) ≤ 100ha A vazão específica para pré-desenvolvimento para período de retorno de 10anos é de 24

litros/segundo x hectare.

L =4,26m

Lf=1,82 Ls=1,22m La=1,22



32-21

Figura 32.14- Separador de óleo e graxas em forma de um poço de visita. Temos dois tipos básicos de separadores de óleos e graxas. A primeira é a caixa de três câmaras e a segunda é o poço de visita. http://www.ci.tacoma.wa.us/WaterServices/permits/Volume5/SWMM%20V5-C11.pdf. Com acesso em 8 de novembro de 2005.



32-22

Exemplo 32.12 Dimensionar uma caixa de retenção óleo/água API para reter glóbulos ≥150µm. A área de um estacionamento de veículos tem 4.000m2 e a mesma será calculada off-line. Supomos first flush P=25mm. Supomos que o estacionamento tem 100m de testada com 40m de largura e a declividade é de 0,5% (0,005m/m) Cálculo da vazão para melhoria da qualidade das águas pluviais. Coeficiente volumétrico Rv Rv=0,05+0,009x AI Supomos C= Rv C= 0,05 + 0,009 x 10 = 0,95 Intensidade da chuva correspondente ao volume WQv em mm/h para a RMSP. I = 45,13 x C + 0,98 Tempo de concentração Usando para o tempo de concentração da Federal Aviation Agency (FAA, 1970) L= 40m S=0,005m/m C=0,95 tc= 3,26 x (1,1 – C) x L 0,5 / S 0,333 tc= 3,26 x (1,1 – 0,95) x 40 0,5 / 0,005 0,333 = 15min Para São Paulo, equação de Paulo Sampaio Wilken: 1747,9 . Tr

0,181 I =------------------------ (mm/h) ( t + 15)0,89 Tr= 10anos 1747,9 x 100,181 I =------------------------ =128mm/h ( 15 + 15)0,89 Fórmula Racional Sendo: A= 0,4 ha I = 96mm/h Vazão de pico Q=CIA/360= 0,95 x 128 x 0,4 / 360= 0,135m3/s = 135litros/segundo (Pico da vazão para Tr=10anos) Portanto, o pico da vazão da área de 4000m2 para Tr=10anos é de 130 litros/segundo. Vazão para melhoria da qualidade das águas pluviais referente ao first flush A vazão que irá para a caixa será somente aquela referente ao volume WQv. A= 0,4ha Intensidade da chuva áreas A≤ 2ha para a RMSP. I = 45,13 x C + 0,98= 45,13 x 0,95 + 0,98 = 44mm/h Fórmula Racional Q= C . I . A /360 = 0,95 x 44 x 0,4 / 360 = 0,050m3/s = 50litros/segundo



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Portanto, a vazão que irá para a caixa de captação de óleo será de 50litros/segundo o restante 135- 50= 85 litros/segundo irá para o sistema de galeria existente ou para o córrego mais próximo. Velocidade ascensional e horizontal Adotamos velocidade ascensional vt=0,002m/s e velocidade horizontal Vh=0,015m/s Área da secção transversal Ac Q= 0,050m3/s

Ac= Q/ 0,015 =0,05/0,015= 3,4m2

Altura d da lâmina de água na caixa d= ( r x Ac) 0,5 r=0,5 (adotado) d= ( 0,5 x 3,4) 0,5 = 1,30m. Comprimento Ls da câmara de separação de óleo propriamente dita Ls= 10,5 x d= 10,5 x 1,30m = 13,65m Largura W da caixa W= d / 0,5 = 1,30 / 0,5 = 2,60m> 1,20m mínimo adotado Câmara de sedimentação Taxa normalmente adotada para sedimentação=20m2/ha x 0,4ha = 8m2 La= Área da câmara sedimentação / largura = 8,0/ 2,60= 3,10m> 2,40m OK. Câmara de regularização Adotado comprimento Lf= 1,20m conforme FHWA Comprimento total das três câmaras L =La + Ls + Lf = 3,10+ 13,65 + 1,20 = 17,95m Altura d=1,80 para manutenção. Largura W= 3,00m. Comprimento total= 17,95m Conferência: Vh= Q / d x W = 0,050 / (1,3 x 2,6) = 0,0148m/s <0,015m/s OK Tempo de residência A área da seção transversal tem 3,00m de largura por 1,30m de altura. S= 2,60 x 1,30= 3,38m2 Q= S x V V= Q / S= 0,050m3/s / 3,38m2 = 0,01m/s Mas tempo= comprimento / velocidade = 17,95m / 0,0148m/s= 1213s= 20,2min > 20min OK.



32-24

32. 17 Modelo de Auckland Vamos apresentar o modelo de Auckland que é muito prático e eficiente para dimensionar caixa API.

Área da projeção da caixa A área da caixa onde será flotado o óleo é:

Ad= (F x Qd)/ Vt Sendo: Ad= área da caixa onde será flotado (m2). Nota: não inclui a primeira câmara de sedimentação e nem a última câmara de equalização. F= fator de turbulência (adimensional) Qd= vazão de pico (m3/h) Vt= velocidade ascensional (m/h) que depende do diâmetro do glóbulo e da densidade específica. O fator de turbulência F é dado pela Tabela (32.6).

Tabela 32.6- Fator de turbulência conforme Vh/VT conforme Auckland, 2002 Vh/Vt Fator de turbulência

F 15 1,64 10 1,52 6 1,37 3 1,28

Segundo Auckland, 2002 devemos adotar certos critérios que são: • Vh ≤ 15 . VT • Vh < 25m/h • d= profundidade (m) • 0,3W < d ≤ 0,5 W (normalmente d=0,5W) • 0,75 < d < 2,5m • W= largura da caixa (m) • 1,5m < W < 5m As restrições como a profundidade mínima de 0,75m é importante, assim como manter sempre Vh<15Vt.

Exemplo 32.13- Adaptado de Auckland Dimensionar para um posto de gasolina com área de 300m2 uma caixa API para captar os óleos e graxas provenientes das precipitações no pátio. Auckland adota para o first flush com Intensidade de chuva I=15mm/h

Q=CIA/360 A= 300/10000=0,03ha I=15mm/h C=1 Q=CIA/360= 1,0x15mm/hx0,03ha/360=0,00125m3/s=4,5m3/h A velocidade ascensional para globulo de 60μm é Vt= 0,62m/h. A velocidade horizontal Vh deve ser: Vh= 15 x Vh= 15 x 0,62m/h=9,3m/h A área da secção transversal será:

Qd/Vh= 4,5m3/h / 9,3m/h=0,48m2 Portanto, a área da secção transversal deverá ter uma áea de 0,48m2, o que daria uma seção muito

pequena e entao vamos escolher as dimensões mínimas que são: largura W=1,50m e profundidade d=0,75m resultando a seção transversal: 0,75x1,50=1,125m2

Vh x A= Qd Vh= Qd/ A= 4,5m3/h/ 1,125m2=4 m/h Vamos achar o fator de turbulência F, mas precisamos da relação Vh/Vt Vh/Vt= 4m/h/ 0,62m/h= 6,45 Entrando na Tabela (32.6) estimamos F=1,40 A area superficial da câmara do meio destinada a flotação do óleo:

Ad= F x Qd/ Vt Ad= 1,40 x 4,5m3/h/ 0,62m/h

Ad=10,2m2



32-25

Portanto, a área para a flotação do oleo terá 10,2m2. Considerando uma largura de 1,50m teremos:

10,2m2/ 1,50m= 6,80m Comprimento de 6,80m

Para a primeira câmara de sedimentação é usual tomarmos comprimento igual a L/3 e para o tanque de equalização L/4 Assim teremos:

Primeira câmara (sedimentação) = L/3=6,80m/3= 2,27m Segunda câmara (flotação do óleo) =L=6,80m Terceira câmara= L/4=6,80m/4=1,70m Comprimento total= 10,77m Profundidade adotada=d= 0,75m Largura=W=1,50m

Profundidade=d=0,75 e largura = 1,50m Placas coalescentes

Caso queiramos usar placas coalescentes verticais teremos: Ah= Qd / Vt

Sendo: Ah= área mínima horizontal das placas (m2) VT= velocidade ascensional (m/h) Áh= 4,5m3/h / 0,62m/h = 7,26m2 Considerando placa com 0,75m x 1,50m temos:

7,26/0,75x1,50=7 placas Espessura estimada da placa= 1cm Espaçamento entre as placas= 2cm Folga: 15cm antes e depois Distância= 15+7 x 2 + 7+15= 51cm Área = 0,51m x 1,50=0,77m2 que é bem menor que os 10,2m2 obtidos no filtro API gravimétrico.

Aa= Ah/ cos (θ) Sendo: A área da placa (m2) Ah= área mínima horizontal (m2) θ=ângulo de inclinação da placa com a horizontal θ=60º

Aa= 7,62m2/ cos (60)= 7,62/0,50=15,24m2

L =10,77m

Lf=2,27 Ls=6,80m La=1,70



32-26

Exemplo 32.14- Dados do Brasil Dimensionar para um posto de gasolina com área de 300m2 uma caixa API para captar os óleos e graxas provenientes das precipitações no pátio com glóbulo de 60μm usando first flush P=25mm. Coeficiente volumétrico Rv

Rv=0,05+0,009x AI Supomos C= Rv C= 0,05 + 0,009 x 10 = 0,95 Adotando first flush P=25mm WQv= (P/1000) Rv x A= (25/1000) x 0,95 x 300m2=7,13m3

Relativamente ao first flush queremos que as primeiras aguas, ous seja P=25mm chegue a caixa de captação de oleos graxas. O restante da água pode passar por cima da mesma e ir para a rua. Detemos somente o denominado first flush. Intensidade da chuva correspondente ao volume WQv em mm/h.

Qd= 0,1 x WQv/ (5min x 60s)= 0,1 x 7,13m3/ 300s= 0,00238m3/s=8,6m3/h A= 300/10000=0,03ha I=8,8mm/h C=0,95

Portanto, a vazao de pico que vai para o first flush é 8,6m3/h. A velocidade ascensional para globulo de 60μm é Vt= 0,71m/h. A velocidade horizontal Vh deve ser: Vh= 15 x Vh= 15 x 0,71m/h=10,7m/h A area da secção transversal será: Qd/Vh= 8,6m3/h / 10,7m/h=0,80m2 Portanto, a área da secção transversal deverá ter uma área de 0,80m2, o que daria uma seção muito

pequena e adotaremos as dimensoes minimais: largura W=1,50m profundidade d=0,75m resultando a seção transversal: Wx d= 1,50m x 0,75m=1,125m2= A Vh x A= Qd Vh= Qd/ A= 8,6m3/h/ 1,125m2=7,6m/h Vamos achar o fator de turbulencia F, mas precisamos da relação Vh/Vt Vh/Vt= 7,6m/h/ 0,71m/h= 10,7 Entrando na Tabela (32.6) estimamos F=1,52 A area superficial da câmara do meio destinada a flotação do óleo:

Ad= F x Qd/ Vt Ad= 1,52 x 8,6m3/h/ 0,71m/h= 18,41m2

Portanto, a área para a flotação do oleo terá 18,41m2. Considerando uma largura de 1,50m teremos:

18,41m2/ 1,50m= 12,27m. Portanto, o comprimento de 12,27m Para a primeira câmara de sedimentação é usual tomarmos comprimento igual a L/3 e para o tanque

de equalização L/4 Assim teremos:

Primeira câmara (sedimentação) = L/3=12,27m/3= 4,09m Segunda câmara (flotação do óleo) =L=12,27m Terceira câmara= L/4=12,27/4=3,07m Comprimento total= 19,43m Profundidade adotada= 0,75m

Profundidade=d=0,75 e largura = 1,50m

L =19,43m

Lf=4,09 Ls=12,27m La=3,07



32-27

Conferência: O volume WQv= 7,13m3 deverá ser menor que o volume da 1ª câmara e da segunda câmara: Volume 1ª e 2ª câmara= (4,09+12,27) x 1,50 x 0,75=18,4m3> 7,13m3 OK. Conclusão:

Como podemos ver o uso de captação de óleo com o método gravimétrico da API resulta em caixas muito grandes e daí se usar caixas com placas coalescentes. Salientamos ainda que as caixas API são geralmente usadas para glóbulos de 150μm e não de 60μm. Exemplo 32.15 Dimensionar para um posto de gasolina com área de 300m2 uma caixa API para captar os óleos e graxas provenientes das precipitações no pátio usando glóbulos de 150μm e first flush P=25mm. Coeficiente volumétrico Rv

Rv=0,05+0,009x AI Supomos C= Rv C= 0,05 + 0,009 x 10 = 0,95

WQv= (P/1000) x Rv x A= (25/1000) x 0,95 x 300m2=7,13m3 A vazão que chega à caixa de detenção pode ser dimensionado como a vazão que chega ao pré-

tratamento usando o tempo de permanência minimo de 5min e então teremos: Qo= 0,1 x WQv/ (5min x 60)

Qo= 0,1 x 7,13m3/ (5min x 60)=0,00238m3/s=8,6m3/h A velocidade ascensional para glóbulo de 150μm é Vt= 3,6m/h. A velocidade horizontal Vh deve ser: Vh= 15 x Vh= 15 x 3,6m/h=54m/h A área superficial da câmara do meio destinada a flotação do óleo:

Ad= F x Qd/ Vt Vh/ Vt= 54m/h/ 3,6m/h= 15 Entrando na Tabela (32.6) achamos F=1,37

Ad= F x Qd/ Vt Ad= 1,37 x 8,6m3/h/ 3,6m/h= 3,27m2

Portanto, a área para a flotação do óleo terá 3,27m2. Considerando uma largura de 1,50m teremos:

3,27m2/ 1,50m= 2,18m. Portanto, o comprimento de 2,18m Para a primeira câmara de sedimentação é usual tomarmos comprimento igual a L/3 e para o tanque

de equalização L/4 Assim teremos:

Primeira câmara (sedimentação) = L/3=2,18m/3= 0,73m Segunda câmara (flotação do óleo) =L=2,18m Terceira câmara= L/4=2,18m/4=0,55m Comprimento total= 3,46m Profundidade adotada= 0,75m

Profundidade=d=0,75 e largura = 1,50m

L =3,46m

Lf=0,73 Ls=2,18m La=0,55



32-28

32.18 Caixa de retenção coalescente com placas paralelas As equações para a caixa de retenção coalescente com placas paralelas são várias e todas provem

da aplicação da Lei de Stokes conforme já visto na caixa de retenção óleo/água da API. Para efeito de aplicação dos princípios de Hazen são usadas somente as projeções das placas. Geralmente este tipo de caixa é para glóbulos acima de 40 ou 60μm. Para lançamento em cursos de água o ideal é que as placas consigam que o efluente tenha no máximo 20mg/L de óleo e para isto necessitamos de glóbulos maiores ou iguais a 60μm. Usando glóbulos até 20 μm poderemos ter efluente com máximo de 10mg/L. Os glóbulos de óleo se movem entre as placas de plásticos ou polipropileno e vão aumentando em tamanho e vão indo para a superfície. Podem ser mais barato que as caixas de retenção tipo API. Os glóbulos vão se formando e vão subindo numa posição cruzada com o escoamento seguindo as placas.

Figura 32.1- Placa coalescentes

Quando prevemos uma grande quantidade de sólidos as placas são instaladas a 60º com a horizontal para evitar o entupimento. Havendo manutenção adequada das placas coalescentes paralelas não haverá entupimento das mesmas. As placas são ajuntadas em pacotes e podem entupir motivo pelo qual tem que ser estabelecido um intervalo de aproximadamente 6 meses para a limpeza com jatos de água através de mangueiras. Para o trabalho perfeito das placas coalescente é necessário o regime laminar para escoamento.

Os separadores coalescentes usam meio hidrofóbico (repele a água) ou oleofílico (adora óleo), isto é, meio que repelem a água e atraem o óleo. O óleo pode ser retirado por processo manual ou automático e pode ser recuperado e usado para outros fins.

Os efluentes das caixas separadoras com placas paralelas indicam retiradas de até 60% do óleo em comparação com o sistema convencional API. Dependendo da temperatura do líquido que vai ser detido o óleo usa-se o material adequado. Assim podem ser usados PVC (60ºC), PVC para alta temperatura (66ºC), Polipropileno (85ºC) e aço inoxidável (85ºC). As caixas coalescentes com placas paralelas da mesma maneira que as caixas API possuem três câmaras:

• Câmara de sedimentação; • Câmara onde estão as placas paralelas e • Câmara de descarga,

A câmara de sedimentação deve ter:

• Área superficial de no mínimo 20m2/ha de área impermeável; • Comprimento deve ser maior ou igual a L/3 • O comprimento recomendado é L/2 (recomendado).



32-29

A câmara de descarga deve ter:

• Comprimento mínimo de 2,40m. • Comprimento deve ser maior que L/4 (recomendado).

A câmara onde estão as placas paralelas deve ter as seguintes características:

• Confirmar com o fabricante as dimensões para não se ter dúvidas; • A distância entre uma placa e outra varia de 2cm a 4cm. • Deverá haver folga de 0,15m antes e depois do pacote de placas paralelas. As placas paralelas estão inclinadas de 45º a 60º e espaçadas uma das outras de ½” pois possuem

corrugações. As placas são instaladas em blocos. São feitas de aço, fibra de vidro ou polipropileno. Deve haver um espaço mínimo externo de 8m x 5m para a retirada das placas manualmente ou através

de equipamentos. Para D=0,006cm (60μm)

Vt= 0,0020 x [(Sw-So)/ μ ] (cm/s)

A área mínima horizontal, nos separadores coalescente é dada pela Equação:

Ah= Q. / Vt Sendo: Ah= área horizontal (m2) Q= vazão (m3/s) Vt= velocidade ascensional final da partícula de óleo (cm/s) A velocidade ascensional sendo a gravidade específica das águas pluviais Sw= 0,998 e do óleo So= 0,85 e viscosidade dinâmica de 0,01poise (20º C) para glóbulo de óleo com diâmetro de 60μm.

Vt= 0,002x [(Sw-So)/ μ ] Vt= 0,002 x [(0,998-0,85)/ 0,01 ] =0,0296 cm/s=0,000296m/s=1,07mh

Ah= Q / Vt Ah= Q / 0,0003=3378Q

Área de uma placa Aa=Ah/ cos (θ)

Sendo: Aa= área de uma placa (m2) θ = ângulo da placa com a horizontal. Varia de 45º a 60º.



32-30

Figura 32.15- Exemplo de placas paralelas por gravidade. Fonte : Tennessee Manual BMP Stormwater Treatment, 2002

Notar na Figura (32.12) que existem as três câmaras, sendo a primeira de sedimentação, a segunda onde estão as placas coalescentes e a terceira câmara de regularização ou regularização da vazão. As placas coalescentes ocuparão menos espaços e, portanto a caixa será menor que aquela das normas API.



32-31

Figura 32.16- Esquema da caixa separadora coalescente com placas separadoras Fonte: Unified Facilities Criteria UF, US Army Corps of Engineers, Naval Facilities Engiojneerinf Command, Air Force Civl Engineer Support Agency. 10 july 2001 UFC-3-240-03 http://chppm-www.apgea.army.mil/USACHPPM%20Technical%20Guide%20276.htm. Acessado em 12 de novembro de 2005. Notar na Figura (32.16) que as placas coalescentes fazem com que os glóbulos de óleo se acumulem e subam para serem recolhidos. Quando se espera muitos sedimentos para evitar entupimentos devem-se usar placas com ângulo de 60 º. Exemplo 32.16 Calcular separador com placas coalescentes para vazão de 0,0035m3/s Ah= 3378 x Q = 3378 x 0,0035= 11,82m2

Aa= Ah / cos (θ) θ = 45 º

Aa= Ah / cos (θ) = 11,82m2/ 0,707= 16,72m2

Portanto, serão necessário 38,2m2 de placas coalescentes, devendo ser consultado o fabricante a decisão final. 32.19 Fabricantes no Brasil de caixas com placas coalescentes No Brasil existe firmas que fazem caixas separadora de óleo para vazão até 40m3/h com tempo minimo de residência de 20minutos, para densidade de hidrocarboneto ≤0,90g/cm3 e performance de 10mg/L para partículas ≥40µm ou mais fabricado pela Clean Environment Brasil (www.clean.com.br).



32-32

SEPARADOR COM SKIMMER

Figura 32.17 – Caixa separadora de óleo fabricado http://www.capeonline.com.br/com_sep.htm . Acesso em 17 de julho de 2008 de 10m3/h a 40m3/h com teor máximo de saída de óleo de 20mg/L.

Figura 32.18- Caixa separadora de óleo com placas coalescentes http://www.controleambiental.com.br/sasc_cob_pista2.htm. Acesso em 12 de novembro de 2005. 32.20Flotação Iremos reproduzir aula que tive em 1994 com o engenheiro químico Danilo de Azevedo em curso sobre “Efluentes Líquidos Industriais”. Flotação é um processo para separar sólidos de baixa densidade ou partículas liquidas de uma fase liquida. A separação é realizada pela introdução de gás (ar) na forma de bolhas na fase líquida. A fase líquida é pressurizada em uma pressão de 2atm a 4atm, na presença de suficiente ar para promover a saturação da água. Nesse momento o liquido saturado com o ar é despressurizado até a pressão atmosférica por passagem através de uma válvula de redução. Pequenas bolhas são liberadas na solução devido a despressurizarão. Sólidos em suspensão ou partículas líquidas, por exemplo, óleo, tornam-se flutuantes devido à pequenas bolhas, elevando-se até a superfície do tanque. Os sólidos em suspensão são retirados. O líquido clarificado é removido próximo ao fundo e parte é reciclado. Empregam-se em:



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• Separação de graxas, óleos, fibras e outros sólidos de baixa densidade, • Adensamento de lodo no processo de lodos ativados; • Adensamento de lodos químicos resultantes de tratamento por coagulação. Componentes básicos:

• Bomba de pressurização • Injetores de ar • Tanque de retenção • Válvula de redução de pressão • Tanque de Flotação

Uma discussão mais detalhado sobre flotação poderá ser feita no livro “Wastewater Engineering- Treatment disposal reuse” de Metcalf & Eddy, 1991 da Editora McGraw-Hill e o livro “Industrial Water Pollution Control” de W. Wesley Eckenfelder, 1989. 32.21 Sistemas industriais americanos para separação de óleos e graxas Nos Estados Unidos existem vários sistemas para melhoria da qualidade das águas pluviais inclusive com caixas separadoras de óleos e graxas e que são fabricadas pelas firmas abaixo relacionadas com o seu o site onde poderão ser procuradas mais informações a respeito.

• Stormceptor Corporation www.stormceptor.com • Vortechnics Inc. www.vortechnics.com • Highland Tank (CPI unit) www.highlandtank.com • BaySaver, Inc. www.baysaver.com • H. I. L. Downstream Defender Tecnology, Inc. http://www.hydro-international.biz/

Cada fabricante tem o seu projeto específico sendo que é usado de modo geral o período de retorno Tr= 1ano ou Tr= 0,5ano (80% de Tr=1ano) ou Tr= 0,25ano = 3meses (62% de Tr=1ano). As áreas são de modo geral pequenas e variam conforme o fabricante, devendo ser consultado a respeito. Quanto a eficiência dos sistemas industriais americanos a melhor comprovação é aquelas feitas por universidades. Por exemplo, em dezembro de 2001 o departamento de engenharia civil da Universidade de Virginia fez testes de campos sobre a unidade industrial denominada Stormvault. A grande vantagem destes sistemas industriais é que são compactos em relação aos sistemas convencionais.

Figura 32.19 – Caixa separadora de óleo e graxa tipo poço de visita patente da firma Downstream Defender. http://www.ci.knoxville.tn.us/engineering/bmp_manual/knoxvilleBMP.pdf. Acesso em 12 de novembro de 2005



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Figura 32.20 – Caixa separadora de óleo e graxa tipo poço de visita patente da firma Stormceptor. http://www.ci.knoxville.tn.us/engineering/bmp_manual/knoxvilleBMP.pdf. Acesso em 12 de novembro de 2005

Figura 32.21- Instalação de Baysaver. http://www.baysaver.com/newweb_cfmtest/sys_details_installation.cfm. Acesso em 12 de novembro de 2005.



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32.22 Skimmer O skimmer é feito para retirar o óleo.

Figura 32.22- Sobre o liquido existe o recolhimento do óleo automático http://www.ambarenvironmental.com/html/waste_water_plants.html#b2sump

Figura 32.23- Dispositivo que faz rodar a esteira para recolhimento do óleo http://www.ambarenvironmental.com/html/waste_water_plants.html#b2sump

Figura 32.24- Dispositivo que faz rodar a esteira para recolhimento do óleo e o recolhimento. http://www.ambarenvironmental.com/html/waste_water_plants.html#b2sump



32-36

32.23 Postos de Gasolina

O Semasa órgão encarregado do sistema de água potável, esgoto sanitário e águas pluviais de Santo André possui o Decreto 14555 de 22 de setembro de 2000 que trata dos postos de serviços que geram óleos e graxas.Cita que o lançamento de óleo e graxa mineral sendo que o limite deve ser inferior a 20mg/L

Nota: isto pode ser atingido com glóbulos de 60μm, mas a maioria dos fabricantes de caixas separadoras de óleos e graxas para postos de gasolina com placas coalescentes no Brasil retêm glóbulos igual ou maior que 40μm e a perfomance de óleo e graxa mineral é 10mg/L para densidade de hidrocarboneto de 0,90g/cm3, o que é excelente com vazões que atingem até 40m3/h.

É interessante examinarmos também a Conama Resolução nº 273 de 29 de novembro de 2000 que trata das instalações de postos de gasolina. 32.24 Vazão que chega até o pré-tratamento

Uma das dificuldades que temos é calcular a vazão que chega à caixa de captação de óleos e sedimentos. Temos dois tipos de dimensionamento, sendo um quando trata-se de lavagem de veículos somente e neste caso precisamos da vazão de pico em m3/h. No outro caso trata-se das precipitações que será usada 90% da precipitação anual média, que é o first flush. Para a RMSP usaremos first flush P=25mm.

Vamos apresentar quatro métodos para estimar a vazão que chega até o pré-tratamento quando o mesmo está off-line.

Os métodos são: • Método SCS TR-55 conforme equação de Pitt • Método aproximado do volume dos 5min • Método Santa Bárbara para P=25mm • Método Racional até 2ha.

32.24.1 Vazão que chega até o pré-tratamento usando o Método TR-55 do SCS

O objetivo é o cálculo do número da curva CN dada a precipitação P e a chuva excedente Q. De modo geral a obtenção de CN se deve a obras off-line. Obtemos o valor de CN e continuamos

a fazer outros cálculos. Os valores de P, Q, S estão milímetros. ( P- 0,2S ) 2

Q= --------------------- válida quando P> 0,2 S (Equação 32.1) ( P+0,8S ) 25400 sendo S= ------------ - 254 (Equação 32.2)

CN Dada as a Equação (25.3) e Equação (25.4). São dados os valores de Q e de P. Temos então duas

equações onde precisamos eliminar o valor S, obtendo somente o que nos interessa, isto é, o valor do número da curva CN.

Pitt, 1994 in Estado da Geórgia, 2001 achou a seguinte equação utilizando NRCS TR-55,1986 adaptado para P e Q em milímetros.

CN= 1000/ [10 + 0,197.P + 0,394.Q – 10 (0,0016Q 2 + 0,0019 .Q.P) 0,5] Equação (32.3)



32-37

Exemplo 32.17 Seja um reservatório de qualidade da água com tc=11min, área impermeável de 70% e first flush P=25mm e Área =2ha. Calcular a vazão separadora para melhoria de qualidade das águas pluviais WQv. Coeficiente volumétrico Rv Rv = 0,05 + 0,009 x AI = 0,05 + 0,009 x 70 = 0,68 (adimensional) Q = P . Rv = 25mm x 0,68 = 17mm

Vamos calcular o número da curva CN usando a Equação de Pitt

CN= 1000/ [ 10 + 0,197.P + 0,394.Q – 10 (0,0016Q 2 + 0,0019 .Q.P) 0,5] CN= 1000/ [ 10 + 0,197x25 + 0,394x17 – 10 (0,0016x17 2 + 0,0019 x17x25) 0,5]

CN= 96,6 Vamos calcular a vazão usando o método SCS – TR-55

S= 25400/ CN – 254 = 25400/96,6 – 254 =9mm Usa-se a simplificação de Q=P x Rv, que produz o volume do reservatório para qualidade da

água em mm. Q= P x Rv= 25mm x 0,68= 17mm= 1,7cm (notar que colocamos em cm)

Ia = 0,2 S = 0,2 x 9mm=1,8mm Ia/P= 1,8mm/25mm =0,072 e portanto adotamos Ia/P=0,10 Escolhendo Chuva Tipo II para o Estado de São Paulo.

Co= 2,55323 C1= -0,6151 C2= -0,164

tc= 11min = 0,18h (tempo de concentração) log (Qu) = Co + C1 log tc + C2 (log tc)2 – 2,366 log Qu = 2,55323 – 0,6151 log (0,18) –0,164 [ log (0,18) ] 2 - 2,366 log Qu = 0,55 Qu = 3,58m3/s /cm / km2 (pico de descarga unitário) Qp= Qu x A x Q A=2ha = 0,02km2 Q=1,7cm Qp= Qu x A x Q x Fp =3,58m3/s/cm/km2 x 0,02km2 x 1,7cm =0,12m3/s

Portanto, o pico da descarga para o reservatório de qualidade de água, construído off-line é de 0,12m3/s. Exemplo 32.18

Num estudo para achar o volume do reservatório para qualidade da água WQv é necessário calcular a vazão Qw referente a aquele WQv. Seja uma área de 20ha, sendo 10ha de área impermeável. Considere que o first flush seja P=25mm.

Porcentagem impermeabilizada = (10ha / 20ha) x 100=50% Coeficiente volumétrico Rv Rv = 0,05 + 0,009 x AI = 0,05 + 0,009 x 50 = 0,50 (adimensional) Q = P . Rv = 25mm x 0,50 = 13mm Vamos calcular o número da curva CN usando a equação de Pitt.

CN= 1000/ [ 10 + 0,197.P + 0,394.Q – 10 (0,0016Q 2 + 0,0019 .Q.P) 0,5] CN= 1000/ [ 10 + 0,197 x25 + 0,394 x13 – 10 (0,0016x13 2 + 0,0019 x13x 25) 0,5] CN= 93,8

Portanto, o valor é CN=93,8. Valores de CN em função da precipitação P usando a Equação de Pitt



32-38

Exemplo 32.19

Achar o número da curva CN para P=25mm e área impermeável de 70%. Entrando na Tabela (32.7) com P e AI achamos CN=96,6.

Tabela 32.7 – Valores de CN em função da precipitação P usando a Equação de Pitt P Área impermeável em porcentagem

mm 10 20 30 40 50 60 70 80

13 90,6 92,9 94,4 95,7 96,7 97,5 98,2 98,8

14 90,0 92,3 94,0 95,4 96,4 97,3 98,1 98,7

15 89,3 91,8 93,6 95,0 96,2 97,1 97,9 98,6

16 88,7 91,3 93,2 94,7 95,9 96,9 97,8 98,517 88,1 90,9 92,9 94,4 95,7 96,7 97,6 98,418 87,5 90,4 92,5 94,1 95,4 96,6 97,5 98,419 86,8 89,9 92,1 93,8 95,2 96,4 97,4 98,320 86,2 89,4 91,7 93,5 95,0 96,2 97,2 98,221 85,7 88,9 91,3 93,2 94,7 96,0 97,1 98,122 85,1 88,5 90,9 92,9 94,5 95,8 97,0 98,023 84,5 88,0 90,6 92,6 94,2 95,6 96,8 97,924 83,9 87,6 90,2 92,3 94,0 95,5 96,7 97,825 83,4 87,1 89,8 92,0 93,8 95,3 96,6 97,726 82,8 86,7 89,5 91,7 93,5 95,1 96,4 97,627 82,3 86,2 89,1 91,4 93,3 94,9 96,3 97,628 81,8 85,8 88,8 91,1 93,1 94,7 96,2 97,529 81,2 85,3 88,4 90,8 92,8 94,6 96,1 97,430 80,7 84,9 88,0 90,5 92,6 94,4 95,9 97,3

Vamos explicar junto com um exemplo abaixo.

Exemplo 32.20 Seja bacia com tc=11min, área impermeável de 70% e first flush P=25mm e área =50ha. Coeficiente volumétrico Rv Rv = 0,05 + 0,009 x AI = 0,05 + 0,009 x 70 = 0,68 (adimensional) Q = P . Rv = 25mm x 0,68 = 17mm Vamos calcular o número da curva CN usando a Equação de Pitt.

CN= 1000/ [ 10 + 0,197.P + 0,3925.Q – 10 (0,0016Q 2 + 0,0019 .Q.P) 0,5] CN= 1000/ [ 10 + 0,197x25 + 0,394x17 – 10 (0,0016x17 2 + 0,0019 x17x25) 0,5]

CN= 96,6 Vamos calcular a vazão usando SCS – TR-55

S= 25400/ CN – 254 = 25400/96,6 – 254 =9mm Usa-se a simplificação de Q=P x Rv, que produz o volume do reservatório para qualidade da água

em mm. Q= P x Rv= 25mm x 0,68= 17mm= 1,7cm (notar que colocamos em cm) Ia = 0,2 S = 0,2 x 9mm=1,8mm Ia/P= 1,8mm/25mm =0,072 e portanto adotamos Ia/P=0,10 Escolhendo Chuva Tipo II para a Região Metropolitana de São Paulo. Co= 2,55323 C1= -0,6151 C2= -0,164

tc= 11min = 0,18h (tempo de concentração)



32-39

log (Qu)= Co + C1 log tc + C2 (log tc)2 – 2,366 log Qu= 2,55323 – 0,61512 log (0,18) –0,16403 [log (0,18)] 2 - 2,366 log (Qu)= 0,5281 Qu= 3,27m3/s /cm / km2 (pico de descarga unitário) Qp= Qu x A x Q A= 50ha= 0,5km2 Fp=1,00 Qp= Qu x A x Q x Fp= 3,37m3/s/cm/km2 x 0,5km2 x 1,7cm x 1,00= 2,87m3/s

Portanto, o pico da descarga para o reservatório de qualidade de água, construído off-line é de 2,87m3/s. 32.24.2 Método usando o tempo de permanência 5min para calcular Qo

Vamos mostrar com um exemplo. Exemplo 32.21

Seja um reservatório de qualidade da água e first flush P=25mm, AI=70 e A=50ha. Coeficiente volumétrico Rv Rv = 0,05 + 0,009 x AI = 0,05 + 0,009 x 70 = 0,68 (adimensional) WQv= (P/1000) x Rv x A= (25/1000) x 0,68 x 50ha x 10000m2= 8500m3 Qo= 0,1 WQV/ (5min x 60s)= (0,1 x 8500m3)/ (5 x 60)= 850m3/ 300s =2,83m3/s

32.24.3 Cálculo de Qo usando o método Santa Bárbara Vamos mostrar com um exemplo.

Exemplo 32.22 Seja uma bacia com first flush P=25mm, AI=70 e área =50ha tc=11min

Coeficiente volumétrico Rv CNp= 55 (área permeável) CNi=98 (área impermeável) CNw= CNp (1-f) + 98 x f f=0,70 (fração impermeável) CNw= 55 (1-0,70) + 98 x 0,70=85,1 Usando o método Santa Bárbara para P=25mm, obtemos:

Qo=3,09m3/s 32.24.4 Vazão relativa ao volume WQv que chega até o pré-tratamento usando o Método Racional para áreas ≤2ha.

Esta é uma estimativa que usa o método Racional e vale somente para áreas menores ou iguais a 2ha e para first flush P=25mm para a RMSP.

Em uma determinada bacia o pré-tratamento pode ser construído in line ou off line, sendo que geralmente é construído off line. Qo=CIA/360

Sendo: Qo= vazão de pico que chega até o pré-tratamento (m3/s) C= coeficiente de runoff. Rv=C=0,05+0,009 x AI AI= área impermeável (%) I= intensidade da chuva (mm/h) A= área da bacia (ha)



32-40

A≤2ha I = 45,13 x C + 0,98 Para P=25mm

R2 = 0,86 I= 9,09 x C + 0,20 Para P=13mm

R2 = 0,86 Exemplo 32.23

Calcular o tamanho do reservatório destinado ao pré-tratamento de área com 2ha e AI=70%, sendo adotado o first flush P=25mm.

Coeficiente volumétrico Rv Rv = 0,05 + 0,009 x AI = 0,05 + 0,009 x 70 = 0,68

WQv= (P/1000/ x Rv x A= (25/1000) x 0,68 x 2ha x 10.000m2= 340m3 Vazão de entrada

Uma BMP pode ser construída in-line ou off-line. Quando for construída off-line precisamos calcular a vazão que vai para a BMP.

Usando o método racional. Qo=CIA/360

Sendo: Qo= vazão de pico que chega até o pré-tratamento (m3/s) C= coeficiente de runoff. C=Rv=0,05+0,009 x AI= 0,05 + 0,009 x 70= 0,68 AI= área impermeável (%)

I= intensidade da chuva (mm/h) = 45,13 x C + 0,98= 45,13 x 0,68 + 0,98= 32mm/h (Para P=25mm) A= área da bacia =2ha Q=CIA/360 Q=0,68 x 32mm/h x 2ha /360= 0,12m3/s Portanto, a vazão de entrada é 0,12m3/s. 32.25 Pesquisas do US Army, 2000

O exército dos Estados Unidos fez pesquisas sobre separadores de óleo que passaremos a descrever.

As pesquisas foram feitas nas instalações do exército; nas lavagens de aviões, lavagens de equipamentos, nas áreas de manutenção e lavagem de veículos.

Os resultados estão sintetizados na Tabela (32.8) onde aparece a média em mg/L dos efluentes diversos de acordo com quatro parâmetros.

Tabela 32.8- Média dos influentes no exercito dos Estados Unidos no ano 2000

Parâmetro Instalações Lavagem de aviões

Áreas de manutenção

Áreas de equipamentos

Lavagem de veículos

Óleos e graxas

316 594 478 183 58

TSS 1061 625 1272 1856 611 VSS 277 408 416 239 77 COD 2232 8478 1841 692 99 Sendo: Óleos e graxas: quantidade de média de óleos e graxas do influente (mg/L) TSS= sólidos totais em suspensão (mg/L) VSS= sólidos suspensos voláteis (mg/L) COD= demanda de química de oxigênio (mg/L)



32-41

O influente médio de óleo e graxas varia de 58mg/L a 594 mg/L enquanto que o pico varia de

209mg/L a 1584mg/L. O sólido total em suspensão TSS tem valores médios de 210mg/L a 1272mg/L variando os picos de 1386mg/L a 6502mg/L.

O objetivo dos separadores de óleo e graxas do exército americano é que o efluente tenha no máximo 100mg/L de óleos e graxas o que é alcançado usando-se as caixas separadoras de óleo.

A solução atual mais usada no exército americano são as placas coalescentes de polietileno, instalada a 60º do piso, espaçadas de 19,05mm e com área de superfície de 0,32 gpm/ft2 (0,26 L/s x m2). Geralmente o glóbulo de óleo adotado é de 60μm.

Para o exército americano o efluente tem como objetivo de ser de 100mg/L antes de ser lançado nos cursos de água.

32.26 Princípios de Allen Hazen sobre sedimentação

Em 1904 Allen Hazen estabeleceu os princípios da sedimentação em um tanque que varia diretamente com a vazão de escoamento dividido pela área da placa plana do mesmo.

Este princípio não se aplica somente à sedimentação, mas também a processos de separação por gravidade de todos os líquidos, incluindo a separação água-óleo.

Vamos detalhar as Guidelines for Design, Instalation and Operation of Oil-Water Separators for surface runoff treatment de Oldcastle Precast, 1996. Movimento uniformemente distribuído: laminar

Quando o movimento do fluido é laminar e uniformemente distribuindo na secção longitudinal da câmara, a velocidade ascensional Vt é o quociente da vazão pela área horizontal.

Vt= Q/AH Sendo: Vt=velocidade ascensional (m/h) obtida pela aplicação da Lei de Stokes. Q= vazão de pico (m3/h) AH= área plana (m2)

Figura 32.25- Movimento laminar, e movimento turbulento



32-42

Figura 32.26- Área plana usada por Allen Hazen

Outros regimes de escoamento O escoamento raramente é uniformemente distribuído e laminar. Em muitos casos as altas vazões, causam turbulências nas beiradas, isto é, perto da entrada, perto da saída e nas imediações do fundo da câmara. Portanto, haverá uma perda de eficiência no processo de separação por gravidade e devido a isto, foi introduzido o fator F de turbulência pela American Petroleum Institute –API conforme Publication 421- Design and Operation of Oil Separators, 1990, que recomenda valores de F entre 1,2 a 1,75.

AH= F x Q/ Vt O valor de F não pode ser menor que 1 porque a performance não pode ser maior que os

princípios de Hazen. Muitos separadores por placas coalescentes possuem uma ótima performance perto do ideal e

em algumas vezes é admitido F=1 ou omitido intencionalmente o valor de F, baseado no regime de escoamento que é essencialmente uniforme e radial.

O principio de Hazen foi validado experimentalmente A velocidade ascensional Vt para separador água-óleo pode ser achada pela Lei de Stokes. Lembramos também que além da componente de velocidade vertical Vt, existe a velocidade

horizontal VH. Portanto, os glóbulos de óleo podem se elevar em varias situações até atingir a superfície. O

glóbulo pode estar em situação que demorará mais tempo para subir e o tempo em que todos os glóbulos de óleo irão subir é denominado de “ts”, isto é, tempo de separação.

Definimos por outro lado, o valor “tr” como o tempo em que água leva para percorrer a câmara que é chamado de tempo de residência.

O tempo de separação ts deve ser menor ou igual ao tempo de residência tr. ts ≤tr O tempo de separação ts pode ser obtido por:

ts= d/ Vt Sendo: ts= tempo de separação (h) d= altura da câmara (m) Vt= velocidade ascensional (m/h) O tempo de residência tr pode ser obtido por:

tr= L/ VH Sendo: tr= tempo de residência (h) L= comprimento da câmara (m) VH= velocidade horizontal (m/h)



32-43

Como ts ≤tr podemos fazer:

d/Vt ≤ L/VH Fazendo um rearranjo podemos obter:

VH x d/ L ≤ Vt Aplicando a equação da continuidade temos:

Q= VH x Av Av= B x d

Sendo: Q= vazão de pico (m3/h) VH= vazão horizontal (m3/h) Av= área da seção transversal (m2) d= altura da câmara (m) B= largura da câmara (m) Teremos:

VH= Q/ Av = Q/ (B x d) Mas:

VH x d/ L ≤ Vt Substituindo VH temos: Q x d / ( L x B x d) ≤ Vt

Notar que o valor de “d” aparece no numerado e no denominador podendo portanto ser cancelado, o que mostra que a altura da câmara não influencia na performance do separador água-óleo.

Portanto fica: Q/ AH ≤ Vt

Portanto, fica válido o principio de Hazen: AH= Q/ Vt

É importante salientar que a área AH pode ser área plana de uma câmara API ou área plana em projeção de uma placa coalescente instalada a 45º a 60º.

Figura 32.27- Projeção da placa coalescente. Só vale a área plana para o dimensionamento.



32-44

Figura 32.28- Notar a área planta AH e a área da seção transversal Av bem como as partículas

Vt ascensional e VH da velocidade horizontal numa caixa de profundidade d, largura B e comprimento L.

32.27 Lei de Stokes

Quando uma partícula sólida cai dentro de um líquido segue o que se chama da Lei de Stokes, que assume o seguinte:

(1) as partículas não são influenciadas por outras partículas ou pela parede dos canais e reservatórios;

(2) as partículas são esféricas. (3) a viscosidade da água e a gravidade específica do solo são exatamente conhecidas. Mesmo não obedecendo as duas primeiras precisamente, é usado a Lei de Stokes, que também

deve ser aplicada a esferas que tenham diâmetro entre 0,0002mm e 0,2mm (McCuen,1998). A velocidade (uniforme) da queda de esferas, ou seja, a velocidade de deposição (velocidade de

queda) da Lei de Stokes é a seguinte:

Vs= [ D 2 ( γs – γ ) ] / 18 . μ (Equação 32.3) Sendo: Vs= velocidade de deposição (m/s); D= diâmetro equivalente da esfera (partícula) em metros γ = peso específico da água a 20º C = 9792,34 N/m3 (Lencastre, 1983 p. 434) γs / γ = 2,65 (densidade relativa do quartzo em relação a água) γs= peso específico da partícula do sólido (quartzo)= 25949,701N/m3 μ= viscosidade dinâmica da água a 20º C = 0,00101 N. s /m2 (Lencastre,1983) ρ = massa específica a 20º C = 998,2 kg/m3 (Lencastre, 1983) ν = viscosidade cinemática da água a 20º C= 0,00000101 m2/s (Lencastre, 1983)

Granulometria dos sedimentos

Na prática adotam-se os seguintes valores para os cursos de água naturais (Lloret, 1984): γ s= 2.650kg/m3 (peso específico seco) γ‘s = 1650 kg/m3 (peso específico submerso) Para o reconhecimento do tamanho dos grãos de um solo, realiza-se a análise granulométrica, que

consiste, em geral, de duas fases: peneiramento e sedimentação (Souza Pinto, 2000). O peso do material que passa em cada peneira, referido ao peso seco da amostra, é considerado

como a “porcentagem que passa” representado graficamente em função da abertura da peneira em escala logarítmica (Souza Pinto, 2000). A abertura nominal da peneira é considerada como o



32-45

“diâmetro” das partículas. Trata-se, evidentemente de um “diâmetro equivalente”, pois as partículas não são esféricas.

A análise por peneiramento tem como limitação a abertura da malha das peneiras, que não pode ser tão pequena quanto o diâmetro de interesse. A menor peneira costumeiramente empregada é a de n.º200, cuja abertura é de 0,075mm.

A Associação Brasileira de Normas Técnicas (ABNT) adota, para classificação das partículas, a Tabela (32.9).

Tabela 32.9- Limite das frações de solo pelo tamanho dos grãos Fração Limites definidos pela norma da

ABNT Matacão de 25cm a 1m Pedra de 7,6cm a 25cm Pedregulho de 4,8mm a 7,6cm Areia grossa de 2mm a 4,8mm Areia média de 0,42mm a 2mm Areia fina de 0,05mm a 0,42mm Silte de 0,005mm a 0,05mm Argila inferior a 0,005mm

Fonte: Souza Pinto,2000 p. 4

Souza Pinto, 2000 diz que na prática, diferentemente da norma da ABNT, a separação entre areia e silte é tomada como 0,075mm, devido a peneira nº200, que é a mais fina usada em laboratórios.



32-46

Tabela 4.4 - Velocidade de sedimentação de partículas esféricas conforme Lei de Stokes.

Diâmetro partícula

Velocidade de

sedimentação vs

Tipo de solo μm (mm) (m/s)

1 0,0010 0,0000009 1,5 0,0015 0,0000020

Argila

2 0,0020 0,0000036 3 0,0030 0,0000080 4 0,0040 0,0000142 5 0,0050 0,0000222 6 0,0060 0,0000320 7 0,0070 0,0000435 8 0,0080 0,0000569 9 0,0090 0,0000720 10 0,0100 0,0000889 12 0,0120 0,0001280 15 0,0150 0,0002000 20 0,0200 0,0003555 25 0,0250 0,0005555 30 0,0300 0,0007999

Silte

40 0,0400 0,0014220 50 0,0500 0,0022219 60 0,0600 0,0031995 67 0,0670 0,004000 80 0,0800 0,0056880

Areia

100 0,1000 0,0088874 Fonte: Condado de Dane, USA, 2003. Temperatura a 20º C e partículas com 2,65

Curso de redes de esgoto Capitulo 33- Noções sobre tratamento de esgotos


33-1

Capítulo 33- Noções sobre tratamento de esgotos domésticos

“Tratamento de esgotos precisa de energia, pois com a mesma podemos fazer as alterações necessárias. Não confio em tratamento de esgotos em que não se introduza

nenhum tipo de energia”. Prof. engenheiro químico Danilo de Azevedo, 1994.



33-2

Capitulo 33- Noções sobre tratamento de esgotos domésticos 33.1 Introdução Primeiramente salientamos que iremos ver a noção de tratamento de esgotos domésticos e não efluentes líquidos industriais que possuem normalmente algumas particularidades. Veremos como se faz uma unidade de tratamento de esgotos para uma cidade e portanto não iremos comentar os tratamentos de esgotos feitos no local de uso, como o tanque séptico e os septos difusores. 33.2 Estação de tratamento de esgotos sanitários Em uma cidade existe um sistema de rede de água de distribuição. A água é usada em banheiros, bacias sanitárias, chuveiros, etc e depois vão para o sistema separador absoluto, isto é, um sistema de redes coletoras que só recebem esgotos sanitários e não pode ser introduzida águas pluviais que é o utilizado no Brasil.

Figura 33.1- Sistemas de coleta de esgotos: separador absoluto e unificado

Existem países na Europa e cidades nos Estados Unidos que usam o sistema unificado e alguns o sistema misto, que seria um sistema separador absoluto que pode receber um pouco de águas pluviais, que foi o primeiro a ser instalado na cidade de São Paulo em 1876. Os esgotos domésticos provem das residências, do comércio e de algumas pequenas indústrias, portanto o esgoto doméstico nunca é 100% doméstico como se pode ver.



33-3

33.3 Quota per capita

A quota per capita de esgotos varia muito de cidade para cidade, sendo uma media de 180 L/dia x hab a 230 L/dia x hab.

O tratamento de esgoto funciona 24h por dia, sendo portanto um sistema de tratamento continuo.

A DBO de entrada em um tratamento varia de 200mg/L a 800 mg/L e a redução varia de 80% a 96%.

O grande problema do século XXI com relação aos tratamentos não é somente a redução da DBO e sim a necessidade de redução do nitrogênio e do fósforo, que alimentam as algas aumentando a eutrofização nos rios.

33.4 Sistema de tratamento de esgotos domésticos

Os tratamentos de esgotos domésticos são basicamente quatro conforme Figura (33.2).

Tratamento preliminar: peneiramento através de barras para remover o material sólido grosseiro.

Tratamento primário: é a sedimentação simples do material sólido que reduz um pouco a poluição.

Tratamento secundário: geralmente é um tratamento biológico Tratamento terciário ou Tratamento avançado: tem como objetivo remover

alguns poluentes como: fósforo e nitrogênio.



33-4

Figura 33.2- Etapas do tratamento de esgotos

Na Figura (33.3) podemos visualizar o que são o tratamento primário, secundário, tratamento da lama e tratamento avançado (tratamento terciário).

O tratamento secundário pode ter varias opões: • o sistema de lodo ativado que é o mais comum e melhor inventado na

Inglaterra em 1913 e o • sistema de filtros biológicos ou de • lagoas.

No sistema de lodo ativado podemos visualizar local para aeração que pode ser mecânica ou através de difusores.

No tratamento de lama temos que desidratá-la, compactá-la e encaminhá-la para um aterro sanitário.

No tratamento avançado, ou seja, tratamento terciário verificamos principalmente dois poluentes que são o fósforo e o nitrogênio.



33-5

Figura 33.3- Esquema de tratamento de esgotos

O fósforo e o nitrogênio contribuem para o aumento das algas nos rios e lagos e daí serem um problema, como o que está acontecendo com as ETEs da Sabesp na Região Metropolitana de São Paulo.

Para a remoção do fósforo é usado o processo de decantação, sedimentação usando por exemplo, um aglutinante como sulfato de alumínio e conseguiremos eliminar mais de 95% de fósforo com o inconveniente de obtermos grande de lodo que terão que ir para aterros sanitários ou outro tratamento específico.

Para a remoção do nitrogênio temos que fazer a desnitrificação, convertendo o nitrato para nitrogênio gasoso que vai para a atmosfera sem causar problemas.

O uso de carvão ativado para adsorção é destinada a remover os materiais orgânicos que resistiram a remoção biológica conforme USEPA, 2004.

Na Figura (33.4) está o esquema de uma estação de lodo ativado convencional.



33-6

Figura 33.4- Esquema de estação de tratamento de esgotos com lodos ativados

Fonte: Telles, 2007

Figura 33.5- ETE de Franca de lodos ativados convencional

Fonte: Telles, 2007



33-7

Na Figura (33.6) estão as ETE de tratamento de esgoto mais importantes da

RMSP com capacidade instalada de 18m3/s sendo que vão para os esgotos 63m3/s.

Figura 33.6- Vazões das ETEs da Sabesp na RMSP Fonte: Telles, 2007

33.5 Avaliação dos tratamentos

Basicamente os tratamentos de esgotos são anaeróbios e aeróbios. Sem dúvida nenhuma o melhor tratamento é o aeróbio onde é necessária muita energia (oxigênio) para alimentar as bactérias e estas quebrarem a matéria orgânica, produzindo muito lodo.

No tratamento anaeróbio não há gasto de energia, há uma menor quantidade de lodo porém, o maior problema é que não há redução de poluentes como o fósforo e o nitrogênio.

Há redução de DBO mas quase nada de fósforo e nitrogênio. Um outro problema é que não havendo energia externa, é difícil de ficar interferindo

no processo e temos que ficar “rezando” para que tudo dê certo. O maior problema é as leis da Conama como a 357/05 que cada vez mais vão

ficando mais restritivas sendo que algumas destas alternativas de baixo custo ficarão impensáveis no futuro.

Numa lagoa quando introduzimos oxigênio os resultados ficam melhores, mas aumentamos os custos de manutenção e operação. 33.6 Normas da ABNT

A Associação Brasileira de Normas Técnicas (ABNT) possui a NB-579/1990 (NBR 12209/90) sobre Projetos de estações de tratamento de esgotos sanitários que se aplica aos processos de tratamento em:

• Separação de sólidos dos meios físicos (tratamento preliminar) • Filtração biológica (tratamento secundário)



33-8

• Lodos ativados (tratamento secundário) • Tratamento de lodo

33.7 Eficiência do tratamento

O professor Nelson Gandur Dacach no seu livro Tratamento Primário de esgoto apresenta a Tabela (33.1) onde estão as eficiências conforme a modalidade do tratamento.

Tabela 33.1- Porcentual de remoção no esgoto sanitário para as modalidades de tratamento Porcentual de remoção Modalidade de tratamento

DBO Sólidos em suspensão Bactérias Preliminar 5 a 10% 5 a 20 10 a 20% Primário 25 a 85% 40 a 90% 25 a 80%

Secundário 75 a 97 70 a 95 90 a 98 Terciário 97 a 100 95 a 100 98 a 100

Figura 33.7-Valores mais comuns de redução de DBO segundo Azevedo Netto.

Fonte: Faculdade de Saúde Publica, 1973

Pela Figura (33.7) podemos ver que o tratamento primário reduz no Maximo 40% da DBO enquanto que o lodo ativado vai de 85% a 95%. As lagoas variam de 50% a 95%. 33.8 Custos

Os custos de implantação de ETE convencionais de lodos ativados estão na Figura (33.7) notando-se que o custo da ETE do Parque Novo Mundo é de R$ 149,70/hab.



33-9

Figura 33.8- Custos de ETES de grande porte

Fone: Jordão, 2005 Exemplo 33.1 Estimar o custo de uma ETE de lodo ativado convencional (primário+secundário) para população de 1.300.000 hab.

Custo de implantação= R$ 149,70/ hab (Figura 33.8) 1.300.000hab x R$ 149.70/hab= 194.610.000,00

O custo total de implantação de uma lagoa de estabilização é de US$ 22,4/hab e a

operação e manutenção é US$ 0,09/hab x ano conforme Aisse, 2000. Jordão, 2005 estabeleceu a equação para lodo ativado de grande porte acima de

1000L/s C= 0,05 x Q + 27,32 com R2= 0,85

Sendo: C= custo em R$ x 1.000.000 Q= vazão em L/s Exemplo 33.2 Calcular o custo de uma ETE convencional por lodos ativados com vazão de 2000 L/s.

C= 0,05 x Q + 27,32 C= 0,05 x 2000 + 27,32=127,32 C= 127,32 x 1.000.000= R$ 127.320;000,00

Custo de implantação de tratamento por lodo ativado para vazões C=53045,92 x Q + 2430891,56 com R2=0,95

Exemplo 33.3 Calcular o custo de implantação para ETE de lodo ativado

C=53045,92 x Q + 2430891,56 C=53045,92 x 2000 + 2430891,56= R$ 108.522.732,00

Para uma lagoa de estabilização o custo de implantação segundo Jordão, 2005:



33-10

C= 22996,51 x Q + 268161,98 com R2=0,85 Sendo: C= custo em R$ Q= vazão a ser tratada (L/s) Exemplo 33.4 Calcular o custo de implantação uma lagoa de estabilização para 50 L/s

C= 22996,51 x Q + 268161,98 C= 22996,51 x 50 + 268161,98= R$ 1.417.987,00

33.9 Pré-dimensionamento das unidades da estação de tratamento de esgotos Vamos nos reportar ao excelente trabalho do professor Nelson Gandur Dacach no livro já mencionado com algumas adaptações a NB 570/90; Exemplo 33.5 Dimensionar uma ETE de esgoto com tratamento primário de uma cidade com 60.000habitantes.

Figura 33.9- Esquema de tratamento primário Fonte: Telles, 2007

Dados de contribuição de esgoto Contribuição média diária

60.000 hab x 150 L/hab= 9.000.000 L= 9.000m3/dia Vazão média

Qm= 9.000.000 L/ 86400s= 104,2 L/s Vazão no dia de maior consumo

Qhora= 104,2 x 1,1= 114,62 L/s Vazão no dia e hora de maior consumo

Qmáximo= 114,62 x 1,8=206,3 L/s



33-11

Tratamento preliminar

Grade: serão utilizadas duas grades singelas de limpeza manual. Inclinação: 45º Espaçamento entre as barras: 2,5cm Dimensões da grade: cada grade terá seção retangular e deverá atender a

vazão máxima no dia e hora de maior consumo. 206,3 L/s /2 = 103,1 L/s As dimensões da grade são condicionadas ao vertedor parschall a ser utilizado, cuja

garganta é de 30,5cm (12”). Para a vazão máxima de 206,3 L/s, a altura da lâmina de água no vertedor é de

aproximadamente de 45,4cm. Velocidade através da grade: será adotada a velocidade máxima de 0,75m/s para a

vazão máxima de 103,1 L/s em cada unidade. Área útil entre as barras: A= Qmax/ V= 0,103m3/s; 0,75m/s = 0,14m2 Espessura das barras: serão empregadas barras de 3/9”. Eficiência da grade: E= a/ (a+1)= 0,728 Sendo a= afastamento entre as barras Área total A´= A/B= 0,14m2/ 0,728= 0,19m2 Largura do canal: B= A´/ h = 0,19m2/ 0,454m= 0,42m

Caixa de areia Tipo e sistema de limpeza: será adotado um tipo singelo de limpeza manual, provido de um depósito para areia, que será retirada periodicamente. Nota: conforme NB 570/90 quando a vazo no desarenador for maior que 250 L/s a limpeza deverá ser mecanizada. Velocidade e meio de controle A velocidade será mantida em torno de 0,30m/s O controle será feito por vertedor pashall de 12” colocado a jusante. Seção transversal Adotar-se-a seção trapezoidal de modo a manter a velocidade de 0,3m/s (NB 570/90) para a vazão média e não maior que 0,40m/s para a vazão máxima. Número de unidades: serão adotadas duas unidades, cada uma capaz de atender a vazão máxima de 103,1 L/s Comprimento: tamanho da menor partícula a ser removida d=0,2mm Altura da água para a vazão máxima de 103,1 L/s em função do vertedor parshall. H= 0,454m. Conforme NB 5 Comprimento= 11m Conforme NB 570/90 o desarenador por gravidade tem taxa de 600 a 1300m3/m2 x dia; A vazão máxima 103,1 L/s corresponde ao volume diário de 8908m3.



33-12

Considerando taxa de 1300m3/m2 x dia Área= 8908m3/ 1300m3/m2x dia=6,85m2

Sendo a largura de 0,42m Comprimento= 6,85m2/ 0,42m=16,31m Decantadores Capacidade: para o período de detenção de 2h no dia de contribuição média. Nota: o tempo deve ser superior a 1h e inferior a 6h conforme NB 570/90.

V= 9000m3 x 2h/ 24h = 750m3 Número de decantadores=2 Volume de cada decantador= 750m3/2 = 375m3 Área superficial Vazão por unidade de superfície: 35m3/m2 x dia Nota: segundo a NB 570/90 a taxa de escoamento superficial deve ser inferior a 60m3/m2 x dia quando não precede processo biológico. Área de cada decantador: A= 4500m3/ 35m3/m2 xdia = 128,6 m2 Profundidade h = 375m3/ 128,6m2= 2,92m Largura Adotamos 6,4m Comprimento 128,6 m2/ 6,4m = 20,10m Relação comprimento/largura 20,10m/6,4m=3,14 Relação comprimento/profundidade 20,10m/2,92m= 6,9 Velocidade de escoamento no sentido longitudinal 0,1042m3/s/ (6,4m x 2,92m) =0,1042m3/s/ 18,69m2= 0,0056 m/s Digestores Volume 60.000hab x 50 litros= 3000.000 litros= 3.000m3= V Numero=2 digestores cada um com 1500m3 Dimensões Altura= 8m Diâmetro= 15,5m Leito de secagem Área A partir da taxa de 0,04 m2/hab para tratamento primário resulta: A= 0,04m2/hab x 60000hab=2400m2 Número de unidades

Serão adotadas 10 unidades que serão construídas a medida das necessidades Área de cada unidade



33-13

A= A/ 20m= 2400m2/ 20m= 120m2 Largura= 4m Comprimento=30m 33.10 Dimensionamento de ETE de lodo ativado O autor recomenda dois livros básicos para o dimensionamento de lodos ativados. O primeiro é o conhecido Metcalf & Eddy, 1991 na página 593 e o segundo é dos professores da FATEC e denominado Esgoto Sanitário coordenado pelo prof. Ariovaldo Nuvolari que pode ser encontrado na página 236. 33.11 Reúso de água

Os professores da FATEC coordenados pelo dr. Dirceu D´Alkimin Telles elaboraram o livro denominado Reúso de água.

Nele há detalhes da ETE Jesus Neto da Sabesp, que fica no bairro do Ipiranga na Capital e inaugurada em 1934.

Há 4 anos o tratamento de esgotos primário e secundário foi ampliado para tratamento terciário com coagulação, floculação e sedimentação com policloreto de alumínio. O efluente de 4300m3/mês ( 17 L/s) é vendido há 4 anos a R$ 0,69/m3 com objetivo da lavagem de feiras, lavagem de pátios e rega de jardins.



33-14

33.12 Bibliografia e livros consultado -AISSE, MIGUEL MANSUR. Tratamento de esgotos sanitários. ABES, 2000. -AZEVEDO, DANILO de. Efluentes líquidos industrias. Junho, 1993. Curso no Celacade, São Paulo. -DACACH, NELSON GANDUR. Tratamento primário de esgoto, 1991. -EPA. Primer for municipal wastewater treatment system. EPA 832-r-04-001 setembro de 2004. -FACULDADE DE SAUDE PUBLICA. Sistemas de esgotos sanitários. 1973 -JORDAO, EDUARDO PACHECO e PESSOA, CONSTANTINO ARRUDA. Tratamento de esgotos sanitárias, 4ª Ed. 2005. -METCALF E EDDY. Wastewater Engineering. 1991, 1334páginas. -NUVOLARI, ARI ET AL. Esgoto sanitário. FATEC, 2003. -TELLES, DIRCEU D´ALKIMIN ET AL. Reúso da água- conceitos, teorias e práticas. Editora Blucher, 2007. FATEC.

Curso de rede de esgotos Capitulo 34- Previsão de esgotos

engenheiro Plínio Tomaz [email protected] 14/07/08

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34-1

Previsão de esgotos



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34-2

Capitulo 34- Previsão de esgotos 34.1 Introdução

Uma das coisas mais difíceis de ser feita é a previsão dos despejos de esgotos em sistema de esgotos separador absoluto.

Primeiramente não existe nunca uma previsão perfeita. Mesmo a melhor previsão feitas em países do primeiro mundo, tem erros que vão de 5% a 10% podendo chegar a mais de 30%.

Os principais dados necessários para uma previsão são: a) População: projeções e tamanho da família; b) Moradia: quantidade de pessoas por moradia, densidade de moradias, tamanho

dos lotes etc.; c) Empregos: total de empregos por cada setor industrial, dados históricos da taxa

de crescimento dos empregos. Projeções dos empregos agregados e desagregados; d) Outros fatores econômicos: índices de inflações, aumento da renda, projeção do

aumento da renda; e) Clima: temperatura, chuvas, evapotranspiração; f) Estatísticas de água: preços, estruturas da tarifas, dados históricos mensais por

economias e por categorias, perdas d’água, suprimentos particulares; g) Conservação da água: medidas futuras de conservação da água, medidas de

redução do consumo de água, aceitabilidade pelo público etc. Existem segundo Boland et al (1981) e Tung (1992) três métodos básicos de

previsões: a) Método de um simples coeficiente (quota per capita, volume por ligação,

volume mensal / empregado para cada tipo de indústria) b) Métodos de Múltiplos coeficientes (chuvas, renda, preço da água etc) c) Métodos Probabilísticos (verifica as incertezas nos métodos anteriores) No Método de um Simples Coeficiente tem somente uma variável explanatória

que pode ser aplicada, por exemplo, a quota per capita, o volume de água por ligação de água ou o coeficiente unitário para método desagregado.

Exemplo do coeficiente unitário é a previsão de consumo industrial, baseado em volume de água gasto por operário em determinado tipo de indústria. Este método é bom para uma avaliação preliminar do problema, pois usa poucos dados, mas não é consistente e de modo geral não fornece uma boa previsão.

Este método é bom para previsões a curto prazo, mas são bastantes questionáveis para previsão a longo prazo.

Para o método do simples coeficiente vamos citar dados da AWWA (1991) referente a quota per capita relativa ao número de consumidores:

A previsão de população e consumo de água é mais arte do que ciência.



3

34-3

34.2 Previsão usando densidade

A previsão das vazões de esgoto é baseada na previsão de consumo de água e é muito difícil, pois temos que considerar a situação de inicio e a de futuro. Uma das maneiras mais práticas e usadas é a densidade em habitantes por hectare. Existem várias tabelas sobre o assunto.

Tabela 34.1- Densidade media conforme o tipo de ocupação do solo Tipo de ocupação de áreas urbanas Densidade

(hab/ha) Áreas periféricas, lotes grandes 25 a 75 Casas isoladas, lotes médios e pequenos 50 a 100 Casa geminada de 1pavimento 75 a 150 Idem 2 pavimentos 100 a 200 Prédio de pequenos apartamentos 150 a 300 Áreas comerciais 50 a 150 Áreas industriais 25 a 75 Densidade global média 50 a 150 Áreas industriais 1,0 a 2 L/s x ha

Tabela 34.2- Densidade média conforme o tipo de ocupação do solo

Tipo de ocupação de áreas urbanas Densidade (hab/ha)

Bairros residências de luxo com lotes de 800m2 100 Idem 450m2 120 Idem 250m2 150 Bairros mistos residencial e comercial com prédios até 4 pavimentos 300 Bairros residências com até prédios até 12 pavimentos 450 Bairros misto residencial, comercial e de indústrias leves 600 Bairros comerciais com edifícios de escritório 1000

O professor Tucci desenvolveu por análise de regressão linear equação que fornece

a área impermeável em função da. densidade (hab/ha). AI= -3,86 + 0,55 x DH

Sendo: AI= área impermeável em porcentagem DH= densidade habitacional (hab/ha)



4

34-4

Tabela 34.3- Densidade habitacional em função da área impermeável

DH AI (hab/ha) (%)

30 12,64 40 18,14 50 23,64 60 29,14 70 34,64 80 40,14 90 45,64 100 51,14 110 56,64 120 62,14 30 67,64 140 73,14 150 78,64 160 84,14 170 89,64

34.3 Previsão de população

Qasim, 1994 apresenta sugestão de oito métodos para previsão de população. 1. Método de crescimento aritmético 2. Método de crescimento geométrico 3. Método de taxa declinante de crescimento: onde a população atinge um ponto de

saturação prefixado. 4. Método da curva logística: é a curva em forma de S onde atinge a população de

saturação. 5. Método gráfico de comparação entre cidades similares: são comparadas cidades

similares e se fazem projeções iguais. 6. Método da razão: pensa-se que a cidade segue o crescimento da região. 7. Método da previsão de empregos 8. Método da previsão de cluster de nascimentos: é escolhido um grupo de pessoas

nascidas num certo período e daí se fazem as previsões. Os principais métodos utilizados para as projeções populacionais são (Fair et al, 1968; CETESB, 1978; Barnes et al, 1981; Qasim, 1985; Metcalf & Eddy, 1991):

Vamos apresentar somente os três métodos clássicos para previsão de população: 1. Método aritmético 2. Método geométrica 3. Método Logístico



5

34-5

34.4 Dados de população de Guarulhos

Primeiramente vamos fornecer os dados da população de Guarulhos segundo o IBGE conforme Tabela (34.4).

Tabela 34.4- Dados da população de Guarulhos conforme censo IBGE

ANO POPULAÇÃO TOTAL RURAL URBANA (Hab) (Hab) (hab)

1.940 13.439 6.779 6.6601.950 35.523 18.422 17.1011.960 101.273 23.776 77.4971.966 182.627 24.528 158.0991.967 196.186 22.197 173.9891.968 209.745 19.876 189.8691.969 223.304 17.550 205.7541.970 236.811 15.226 221.5851.971 266.469 24.126 242.3431.972 296.073 33.026 263.0471.973 325.677 41.926 283.7511.974 355.281 50.826 304.4551.975 384.885 59.726 325.1591.976 414.489 68.626 345.8631.977 444.093 77.526 366.5671.978 473.697 86.426 387.2711.979 503.301 95.326 407.9751.980 532.908 104.226 428.6821.981 565.326 102.145 463.1811.982 597.744 97.264 500.4801.983 630.162 90.268 539.8941.984 662.580 81.062 581.5181.985 717.723 45.678 672.0451.986 728.000 48.000 680.0001.987 761.000 52.000 709.0001.988 794.000 55.000 739.0001.989 801.690 55.000 746.6901.990 806.000 35.000 771.0001.991 811.486 37.940 773.5461.992 833.000 5.000 828.0001.993 863.294 6.000 857.2941.994 900.000 7.000 893.0001.995 922.237 6.000 916.2371.996 972.197 1.997 1.998 1.999



6

34-6

2.000 1.072.717 2.001 2.002 2.003 2.004 2.005 1.251.179 2.006 1.283.253

Na Tabela (3.5) estão os dados com intervalos de 10anos desde 1940 até o ano

2000. Tabela 34.5-População de 10 em 10 anos

Ano Pop (hab) 1940 13439 1950 35523 1960 101273 1970 236811 1980 532908 1990 806000 2000 1072717 2010 2020 2030 2040

34.5 Método aritmético

Considerando os valores das populações Po e P1 no tempo to e t1 a razão ou taxa de crescimento aritmético neste período conforme prof Eduardo R. Yassuda e Paulo S. Nogami do livro Técnica de Abastecimento de Agua será:

r= (P1-Po)/ (t1-to) A população P será: P= Po + r (t – to)

Tabela 34.6-Razão para o método aritmético

Aritmético Ano Pop (hab) Razão

1940 13439 2208 1950 35523 6575 1960 101273 13554 1970 236811 29610 1980 532908 27309 1990 806000 26672 2000 1072717 2010 1351357 2020 1908637 2030 2744557 2040 3859117

Considerando Po= 1940 e P1= 1950 a razão será:



7

34-7

r= (P1- Po)/ (t1- to) = (35523-13439) / (1950 – 1940) =2208 e assim para os demais anos conforme Tabela (34.6)

População de Guarulhos

0500000

10000001500000

1940 1960 1980 2000 2020

ano

Popu

laçã

o (h

abita

ntes

)

Figura 34.1- Gráfico da população de Guarulhos de 1940 ao ano 2000

Considerando a média das três ultimas razões teremos: Média =27864= (29610+27309+26672)/3

P= Po + r (t – to) Considerando to=2000 e Po= 1072717

P= 1072717 + 27864 (t – 2000) Contando-se to a partir do ano 2000 Para t=2010 teremos:

P= 1072717 + 27864 (2010 – 2000) Tabela 34.7- Previsão de população de Guarulhos usando método aritmético

Ano Pop (hab) 1940 13439 1950 35523 1960 101273 1970 236811 1980 532908 1990 806000 2000 1072717 2010 1351357 2020 1629997 2030 1908637 2040 2187277



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34-8

34.6 Método geométrico A previsão de população conforme FHSP, 1967 pelo método geométrico será:

P= Po . q (t-to)

q= (P1/Po) (t1-to)

Dados: Ano 2000 P1=1.072.717 hab. Ano 1990 Po= 806.000 hab.

q= (P1/Po) (t1-to)

q= (806000 / 1072717) (2000-1990) =1,03 Adotando a razão q= 1,03 obtermos para o ano 2030.

P= Po . q (t-to)

P= 806000 x 1,03 (2030-1990) =2.603.766hab Tabela 34.8- Aplicação do método geométrico para Guarulhos

GeométricoAno Pop (hab)

1940 13439 1950 35523 1960 101273 1970 236811 1980 532908 1990 806000 2000 1072717 2010 1441642 2020 1937446 2030 2603766

34.7 Método Logístico

O método logístico prevê uma população de saturação denominada K que é considerando um limite superior conforme FHSP. 1967.

P= K / (1 + 2,718 a-bt ) Sendo que o valor de K se obtém:

Ps = [2.Po.P1.P2 – P12 . (´Po+P2)] / (Po . P2 - P12) b= {1/ (0,4343 x d)} . log { [Po (K-P1)]/ {P1 . (K-Po)}}

to=0 t1=d. No caso d=10anos t2=2d

a = (1/0,4343) . log [(K-Po)/Po]

Tomando-se o valor de Po para o ano de 1980, P1 para o ano de 1990 e P2 para o ano 2000 acharemos o valor de K.



9

34-9

Tabela 34.9- Valores de Po, P1 e P2 Valores ano População

Po 1980 532908 P1 1990 806000 P2 2000 1072717

K = [2.Po.P1.P2 – P12 . (Po+P2)] / (Po . P2 - P12) K = [2x532908x806000x1072717 – 8060002 . (532908+1072717)] / (532908x

1072717 - 8060002)= 1.558.889 Portanto, a população de saturação será de K=1.558.889 habitantes.

b= {1/ (0,4343 x d)} . log { [Po (Ks-P1)]/ {P1 . (Ks-Po)}} b= {1/ (0,4343 x 10)} . log { [532908 (1558889-806000)]/ {806000 . (1558889-

532908)}}= -0,07232125 a = (1/0,4343) . log [(K-Po)/Po] a = (1/0,4343) . log [(1558889-532908)/532908]= 0,65504716

P= Ks / (1 + 2,718 a-bt ) P= 1558889 / (1 + 2,718 0,65504-0,07232.t )

O tempo começa a contar de 1980, pois to=1980. Para o ano 2010 teremos a diferença 2010-1980 que serás de 30 anos ficando assim.

P= 1558889 / (1 + 2,718 0,65504-0,07232. (2010-1980 )= 1.277,850 Tabela 34.10- Aplicação do método logístico para Guarulhos

Logística Ano Pop (hab) K=1558889 1940 13439 b=0,07232125 1950 35523 a=0,65504716 1960 101273 1970 236811

Po, to 1980 532908 P1, t1 1990 806000 P2, t2 2000 1072717

2010 1277850 2020 1408570 2030 1482139



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34-10

34.8 Coeficientes de variação da vazão

Os projetos de esgotos usam os seguintes coeficientes: K1= maior consumo diário no ano/ vazão média diária no ano

K2= maior vazão horária no dia/ vazão média horária no dia K3= coeficiente de mínima vazão horária que é a relação entre a vazão mínima

e a vazão média anual. Conforme ABNT NBR 9649/86 os valores a serem adotados quando não se

possuem pesquisas são: K1= 1,20 K2= 1,5 K3=0,5

Coeficiente de retorno= 0,80 Conforme Tsutya, 1999 a SABESP usa a equação abaixo para os valores de

K= K1 x K2, sendo que para vazões abaixo de 751 L/s o valor K=1,80 é constante e para vazões acima de 751 L/s o valor de K diminui.

Q≤ 751 L/s K=1,80 Q> 751 L/s

K= 1,20 + 17,485/ Q 0,5090

Sendo: Q= somatória das vazões médias de uso predominante residencial, comercial, publico em L/s

34.9 Vazões parasitárias (infiltração) Pode haver infiltração de água de drenagem nos coletores de esgoto e isto se chama de vazões parasitarias que atingem até 6,0 L/s x km. Conforme Tsutiya, 1999 as águas do subsolo atingem as redes coletoras através de:

• Juntas das tubulações • Paredes das tubulações • Poços de visita, tubos de inspeção e limpeza, caixas de passagem, estações

elevatórias, etc.

Tabela 34.11- Vazões parasitárias



11

34-11

Figura 34.2- Taxas de infiltração em redes coletoras de esgoto

Fonte: Crespo, 1997

Conforme a norma da ABNT 9649 a taxa de infiltração depende da posição do lençol freático variando de 0,05 L/s x km a 1,0 L/s x km. 34.10 Despejos industriais

É uma grande dificuldade estimarmos a contribuição industrial numa rede de esgotos. Primeiramente informamos que a legislação não permite que nenhuma indústria lance na rede de esgotos vazões maior que 1,5 vezes maiores que a média.

Na falta de dados Tsutya, 1999 estima vazões futuras entre: 1,15 L/s x ha a 2,30 L/s x ha. Em áreas industriais onde não se utilizam quantidades significativas de água em seus processos produtivos, pode-se estimar a contribuição de esgotos em 0,35 L/s x ha.

Para vazões industriais (médias e grandes) conforme Tsutiya, 1999 o valor de K1=1,10



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34-12

34.11 População flutuante

Conforme o caso deve ser levada em conta, principalmente em cidades de veraneio. 34.12 Bibliografia e livros consultados -ABNT–Estudos de concepção de sistemas públicos de abastecimento de água. NBR 12211/92. -BILLINGS, R. BRUCE et al. Forecasting urban water demand. American Water Works Association, Denver, Colorado, 1996. -FAIR, GORDON M. et al. Water supply and wastewater removal. Edutira John Willey, 1966. ISBN 0-471-25130-5 -FHSP. Técnica de Abastecimento e tratamento de água. Faculdade de Higiene e Saúde Pública da USP, 1967. -HELLER, LEO et al. Abastecimento de água para consumo humano. Belo Horizonte, 2006, 859 páginas. -QASIM, SYED R. Wastewatrer treatment plants- planing, design and operation.1994, ISBN 1-56676-134-4, 726páginas. -TSUTIYA, MILTON TOMOYUKI e SOBRINHO, PEDRO ALEM. Coleta e transporte de esgoto sanitário. EPUSP, 1999, 547páginas -TSUTIYA, MILTON TOMOYUKI. Abastecimento de água. EPUSP, 2004, 643páginas

Curso de rede de esgotos Capitulo 35- Caixa de gordura


35-1

Capítulo 35- Caixa de gordura 35.1 Introdução

É importante que haja caixa de gordura em prédios de apartamentos e nas residências. As caixas de gorduras em restaurantes são importantíssimas, pois a quantidade de gorduras se forem lançadas nas redes coletoras causarão entupimentos constantes conforme já constato.

Figura 35.1- Caixa de gordura

Figura 35.2- Caixa de gordura http://www.cswd.net/pdf/FOG_Manual_Final.pdf

O problema do excesso de gordura nos esgotos sanitários trás problemas no

tratamento na formação do lodo, no aumento do tempo de retenção hidráulica e na redução da atividade hidrolítica devido a biomassa conforme Mendes et al, 2005. Existe basicamente dois tipos de caixas de gorduras:



35-2

• Caixa de gordura para prédios onde existe rede coletora de esgoto sanitário • Caixa de gordura para prédios onde não existe rede coletora de esgoto sanitário

Conforme Mendes et al, 2005 a concentração de lipídeos (gorduras) em águas

residuárias é dado pela Tabela (35.2).

Tabela 35.2- Fontes de lipídeos(gorduras) e suas concentrações em águas residuárias Tipo de efluentes Concentração de lipídeos

(gorduras) (mg/L) Doméstico 40 a 100 Matadouros e avícolas >500 Laticínios 4680 Restaurantes 98 Azeite de oliva 16000 Sorvetes 845 Fonte: Mendes et al, 2005 www.scielo.br

A maior fonte de geração de lipídeos (gorduras) são as indústrias de óleos

comestíveis, sorvetes, laticínios, matadouros e efluentes domésticos e de restaurantes, principalmente de fast food conforme Mendes et al. 2005.

35.2 Caixa de gordura para prédio onde existe rede coletora de esgoto sanitário

Conforme a NBR 8160/1983 de Instalação predial de esgoto sanitário recomenda a instalação de caixas retentoras de gorduras nos esgotos sanitários que contiverem resíduos gordurosos provenientes de pias de copas e cozinhas.

A norma estabelece a Equação (35.1) para o dimensionamento da caixa de gordura: V= 2 x N + 20 (Equação 35.1)

Sendo: V= volume em litros N= número de pessoas servidas pelas cozinhas que contribuem para a caixa de gordura;

O dimensionamento correto da caixa de gordura é muito importante para o bom funcionamento do sistema de tanque sépticos, conforme Figura (35.1) motivo pelo qual vamos nos dedicar um pouco mais visto haver pouca literatura brasileira sobre o assunto.



35-3

Figura 35.3 – Caixa de gordura

Fonte: Jordão et al, 2005



35-4

35.3 Critérios básicos

As caixas de gorduras devem obedecer a quatro critérios básicos para o seu perfeito funcionamento.

1. Tempo de detenção: deverá haver um tempo de detenção suficiente para que as gorduras e o óleo sejam emulsionadas, separadas e que flutuam na superfície da caixa de gordura.

2. Temperatura: a caixa de gordura deve permitir que os esgotos tenham a sua temperatura aumentada suficientemente para emulsionar a gordura e separá-las.

3. Turbulência: a turbulência deverá ser evitada, pois poderá atrapalhar a subida da gordura.

4. Volume da caixa: deve ser adequado para permitir o armazenamento da gordura durante os intervalos de limpeza.

Os óleos e graxas, segundo Jordão, 2005 estão presentes nos esgotos de 30mg/L a

70mg/L conforme já constatado em quatro estações de tratamento de esgotos sanitários. Em projetos de hospitais, restaurantes e cozinhas industriais é normalmente adotado 100mg/L de óleo e gorduras sendo este a base do dimensionamento das caixas de gordura pela EPA.

Algumas cidades americanas admitem limites de óleo e gorduras que variam de 150mg/L a 300mg/L, sendo a média de 200mg/L.

Conforme Decreto do Estado de São Paulo 8468 de 8 de setembro de 1976 o lançamento na rede publica de esgoto sanitário deverá obedecer ao artigo 19-A item IV – ausência de óleos e graxas com concentração máxima de 150mg/L.

Uma caixa de dimensões muito pequena acarretará a perda de todo o sistema, sendo que a ABNT deverá alterar as normas vigentes.

35.4 Caixa de gordura para prédio onde não existe rede coletora de esgoto sanitário

As caixas de gorduras da firma Rotogine são feitas em polietileno e possuem volume de 100 litros a 8.000 litros, conforme Figura (35.2).

[email protected]

Caixa de gordura100 litros a 500 litros

Resíduos pesados + gordura digerida

Água limpa

Gordura flutuante

Figura 35.4 - Caixa de gordura

Fonte: http://www.rotogine.com.br/



35-5

A caixa de gordura da Figura (35.5) é o modelo recomendado pelo Estado da Carolina do Norte, 2002.

Figura 35.5 - Caixa de retenção de gordura

Fonte: Estado da Carolina do Norte, 2002. 35.5 Método do tempo de detenção conforme Metcalf&Eddy, 1991

Metcalf&Eddy, 1991 recomenda que a caixa de gordura coletiva para que a flotação das gorduras seja efetiva deve deter o efluente no mínimo em 30 (trinta) minutos.

Conforme Mecalf&Eddy, 1991 os fatores de pico são muito importante para o dimensionamento de caixas de gorduras para pequenos estabelecimentos comerciais, pequenas comunidades e residências individuais conforme Tabela (35.3).

Tabela 35.3- Fatores de pico para escoamento de esgotos de residência

individuais, pequenos estabelecimentos e pequenas comunidades Fator de

pico Residência individual Pequenos estabelecimentos

comerciais Pequenas

comunidadades Faixa de

pico Média de

pico Faixa de pico Média de pico Faixa de

pico Média de

pico Pico horário 4 a 8 6 6 a 10 8 3 a 6 4,7 Pico por dia 2 a 5 4 4 a 8 6 2 a 5 3,6 Pico por semana

1,25 a 4

2 2 a 6 3 1,5 3 1,75

Pico por mês 1,2 a 3 1,75 1,5 4 2 1,2 A 2 1,5 Fonte: Metcalf & Eddy, 1991 Para partículas com diâmetro de:

• 150μm a velocidade de ascensão é de 3,6m/h e • 60μm a velocidade de ascensão será 0,6m/h.

Exemplo 35.1 Supondo velocidade mínima de ascensão de 3,6m/h para indústria com 300 empregados. Tomaz, 2000, Previsão de consumo de água.

Restaurante: 11 litros/dia/refeição Metcalf & Eddy, 1991 Suponhamos que se gaste 11 litros/refeição por hora

Vazão média = 11litros/hora x 300empregados = 3300 L/h= 3,3m3/h



35-6

Usando fator de pico= 8 conforme Tabela (35.3). Vazão de pico= 3,3m3/h x fator de pico= 3,3 x 8=26,4 m3/h Usando Equação (35.2) temos: Adotando velocidade mínima ascensional de 3,6m/h teremos: Área (m2)= 26,4m3/h /3,6= 7,33m2 Adotando:

L= comprimento (m) B= largura (m) Supondo: L= 1,5 B A= L x B A= 1,5 B2

A= área (m2)= 7,33m2 7,33= 1,5 B2 B= 2,21m L= 1,5 x B= 1,5 x 2,21= 3,32m

Tempo de detenção mínimo adotado> 30min (Metcalf e Eddy, 1991) Para a flotação ser efetiva adoto 60min

V= (30min/60min) x 26,4m3/h=13,2m3 Altura da caixa V= L x B x H 13,2m3 = 3,32 x 2,21 x H H= 1,80m



35-7

35.6 Caixa de retenção de gordura conforme Nunes, 1996

As caixas de retentoras de gordura são unidades destinadas a reter gorduras e materiais que flotam naturalmente. São utilizadas no tratamento preliminar de águas residuárias de frigorífico, curtumes, laticínios, matadouros, etc.

O principio de separação se dá pela diferença de densidade entre a água e as gorduras. Em matadouros e curtumes, estas gorduras recuperadas têm valor comercial.

A caixa deve ser construída de forma que o liquido tenha permanecia tranqüila durante o tempo em que as partículas, a serem removidas, percorram desde o fundo até a superfície liquida. O tempo de detenção deverá situar-se entre 3 e 5 minutos, se a temperatura do líquido se encontrar abaixo de 25ºC. Acima desta temperatura, o tempo de detenção poderá ser maior, até 30minutos.

Figura 35.6-Caixa retentora de gordura Fonte: Nunes, 1996

O formato da caixa deverá ser retangular, possuindo duas ou mais cortinas, uma

próxima à entrada para evitar turbulência do líquido e a outra próxima à saída. Em um dos lados da caixa deverá ter uma calha para remoção da gordura.

A área necessária A é calculada conforme a seguinte fórmula: A = Q/ V

Sendo: A= área da superfície da caixa (m2) Q= vazão máxima (m3/h) V= velocidade mínima de ascensão das partículas de menor tamanho. Esta velocidade poderá ser obtida em um cilindro graduado, determinado o tempo de subida de uma pequena partícula.

V (m/h)= H(m)/ t(h) Sendo: V= velocidade mínima ascensional (m/h) H= altura do líquido no cilindro (m) t= tempo de ascensão (h)



35-8

Exemplo 35.1- Extraído de Nunes, 1996 Dimensionar uma caixa de gordura de um frigorífico que abate cerca de 200 cabeças de boi por dia. Considerar a contribuição per capita igual a 15000 Litros/cabeça/dia, como também o período de 8 horas de funcionamento diário e que 60% das águas residuárias passarão na caixa. A temperatura é de 30ºC. Contribuição diária de águas residuárias (Q)

Q= 200 cabeças/dia x 1500 litros/cabeça x dia= 300m3/dia Para 8 horas de funcionamento Q= 37,50m3/h

Volume da caixa V

Adotando o tempo de detenção de 10min, tendo em vista que a temperatura do liquido se encontra acima de 25ºC.

V= 1,5 x Q x t x 0,60 Sendo: V=volume da caixa (m3) Q= vazão média (m3/h) t= tempo de detenção (h) 0,60= 60% da água passará na caixa. 1,5= coeficiente de pico Dimensões da caixa Considerando que a velocidade de ascensão das menores partículas seja de 4mm/s, ou seja, 14,4m/h teremos:

A= 1,5 Q/ 14,4= 1,5 x 37,5/ 14,4= 3,90m2 Adotando comprimento L e largura B

L= 1,5 x B A= L x B 3,90m2= 1,5 B2 B=1,61m L= 1,5 x 1,61= 2,42m

Altura da caixa H

V= L x B x H 5,625m3= 2,42m x 1,61m x H H= 1,44m



35-9

35.7 Método da área suburbana de Washington

Volume= vazão de pico x fator de diversidade x tempo de residência Fator de diversidade:

0,2 para gorduras leves 0,3 para gorduras moderadas 0,4 para gorduras pesadas

O tempo de residência padrão é de 24min mais pode ser usado tempo menor com o limite mínimo de 8min. 35.8 Stockton, Califórnia

V= vazão de pico da cozinha x 10min Comentário: de modo geral as caixas de gorduras dimensionadas em várias cidades dos Estados Unidos são baseadas na vazão de pico das cozinhas.

A localização das caixas de gorduras devido a sua periculosidade não deve ser instalada dentro da cozinha ou do restaurante devendo ser localizada num local de fácil acesso.

A manutenção das caixas deve ser mensal evitando que a mesma atinja 25% do volume do líquido. 35.9 Método da EPA1 para restaurantes

Este método é baseado empiricamente no valor limite de óleos e gorduras de 100mg/L, conforme Estado da Carolina do Norte, 2002. Consumo por refeição: 20 litros Fator de armazenamento mínimo= 1,7 máximo=2,5 Fator de carga mínimo=0,5 máximo= 1,25 médio= 1,0 baixo= 0,80 Volume mínimo da caixa de gordura= 3.000 litros V= (número de assentos) x 20litros/refeição x (Fator de armazenamento) x 1/2 do número de horas aberto) x (fator de carga) Exemplo 35.2 Dimensionar a caixa de gordura para restaurante com 50 assentos, trabalhando 8 horas/dia com 20litros por refeição, usando fator de armazenamento igual 2,0 e fator de carga igual a 1,0. V= (número de assentos) x 20litros/refeição x (Fator de armazenamento) x 1/2 do número de horas aberto) x (fator de carga) V= (50 assentos) x 20litros/refeição x (2,0) x 1/2 de 8 horas aberto) x (1,0)

V= 8.000litros 35.10 Método da EPA1 para hospitais

Volume mínimo= 3.000litros Fator de armazenamento mínimo=1,7 máximo= 2,5 Consumo por refeição= 18litros/refeição Fator de carga Máquina de lavar prato= 1,25



35-10

Sem máquina de lavar prato= 0,75 Exemplo 35.3 Dimensionar a caixa de gordura de um hospital com 100 pacientes e 10 pessoas para atendimento. V= (número de refeições servidas no dia) x (consumo/refeição) x (fator de armazenamento) x (fator de carga) Refeições= 100 x 3 + 10 x 3 = 330 refeições Fator de armazenamento= 2,0 Fator de carga= 1,25 com máquina de lavar pratos

V= 330 x 18 x 2,00 x 1,25 = 14.850 litros



35-11

Figura 35.7- Tiragem de amostra da caixa de gordura



35-12

Figura 35.8- Caixa de gordura com acesso para inspeção

Figura 35.9- Gorduras acumuladas



35-13

Figurda 35.10- Produção de gorduras

Figura 35.11- Poço de visita extravasando água devido entupimento por gorduras

Figura 35.12- Exigências de gorduras nos Estados Unidos

http://www.precast.org/technical/Grease_Interceptor_Design_s.pdf



35-14

Figura 35.13- Valores adotados em USA para dimensionamento de caixa de gorduras


Figura 35.14- Diversos valores de caixa de gorduras conforme os diferentes critérios




35-15

35.11 Bibliografia e livros consultados -AZEVEDO NETTO, JOSÉ M. e MELO, WANDERLEY DE OLIVEIRA. Instalações prediais Hidráulicas-sanitarias. Blucher, 1988, 185 páginas. -ABNT NBR 13969/97 sobre Tanques sépticos-unidades de tratamento complementar e disposição de efluentes líquidos. Construção e Operação. -ABNT NBR 7229/93 sobre Projeto, Construção e operação de sistemas de tanques sépticos. -BRITTO, EVANDRO RODRIGUES DE. Tecnologias Adequadas ao Tratamento de Esgotos, ABES, 2004, 161 páginas. -CIDADE OF EUGENE. Eugene Stormwater Basin Plan CIDADE, 2002. -CONAMA, RESOLUÇÃO Nº357 DE 17/03/05. Dispõe sobre a classificação dos corpos de água e diretrizes para o seu enquadramento, bem como estabelece as condições e padrões de lançamento de efluentes. 26 páginas. --ESTADO DA CAROLINA DO NORTE. Considerations for the management of discharge of fats, oil and grease (FOG) to sanitary sewer system. Jun, 2002, 73 páginas. -JORDÃO, EDUARDO PACHECO e PESSÔA, CONSTANTINO ARRUDA. Tratamento de Esgotos Domésticos. 4ª ed., 2005, 906 páginas. -MACINTYRE, ARCHIBALD JOSEPH. Instalações Hidráulicas. 770 páginas. -MENDES, ADRIANO AGUIAR et al. Aplicação de lípases no tratamento de águas residuárias com elevados teores de lipídeos. www.scielo,br, Química nova, abril 2005, ISSN 0100-4042. -METCALF&EDDY. Wastewater Engineering. McGray-Hill, 1991, 1334páginas. -NUNES, JOSÉ ALVES. Tratamento físico-químico de águas residuárias Industriais. 1996, 277 páginas. -ROTOGINE- Kne Plast Indústria e Comércio Ltda internet: http://www.rotogine.com.br/ -USEPA (U.S. ENVIRONMENTAL PROTECTION AGENCY). Guidelines for Water Reuse. EPA/625/R-04/108 setembro de 2004 acessado em 15 de junho de 2006 http://www.epa.gov/

Curso de redes de esgotos Capitulo 36- Gases em tubulações de esgotos


36-1

Capitulo 36- Gases em tubulações de esgoto 36.1 Introdução Um dos problemas que existe normalmente nos sistemas de esgotos é a produção de gases malcheirosos, principalmente o sulfeto de hidrogênio, H2S, segundo Mendonça,1975. É muito conhecido os casos de tubos de concreto para conduzir esgotos sanitários que devido a produção dos sulfetos entram em colapso conforme Figura (36.1). O motivo é que os sulfetos juntamente com o vapor de água e bactérias cria o ácido sulfúrico que destrói o cimento e conseqüentemente a estrutura do concreto.

Figura 36.1- Corrosão de tubo de concreto para condução de esgoto, por sulfeto de

hidrogênio. Fonte: Tsutiya, 1999

Existem vários gases nos esgotos, mas o mais importante é o sulfeto de hidrogênio H2S.A presença de odor do sulfeto de hidrogênio é importante para os trabalhadores, pois podem causar explosão quando está junto com os gases o metano.

A concentração mínima de H2S para causar a morte é 300mg/L sendo que 3000mg/L é fatal conforme Metcalf e Eddy, 1981.

Metcalf e Eddy, 1981 apresenta a Tabela (36.1) que mostra os efeitos produzidos pelo sulfeto de hidrogênio ao ser humano.



36-2

Tabela 36.1- Efeitos produzidos pela exposição humana ao ar contaminado com varias concentrações de sulfeto de hidrogênio.

Tempo e condições de exposição Concentração de H2S na atmosfera do sistema de esgotos

(ppm em volume)

Efeitos

Exposição prolongada, trabalho leve

5 a 10 (algumas pessoas menos) Pouco ou nenhum

1 a 2 horas, trabalho leve 10 a 50 (algumas pessoas menos) Irritações leves nos olhos e nas vias respiratórias, dores de cabeça

6 horas de trabalho manual pesado Cerca de 50 Cegueira temporária 1 hora de trabalho manual pesado Cerca de 100 Limite máximo sem

conseqüências serias. Fonte: Metcalf e Eddy, 1981 e Tsutiya, 1999 36.2 Sulfetos O H2S é um gás encontrada com freqüência na natureza e muito conhecido pelo seu odor. Pode ser produzido pela decomposição de algumas espécies de matéria orgânica, especialmente a albumina. Segundo Tsutiya, 1999 a principal origem dos sulfetos em esgoto sanitário é devida à ação de bactérias que reduzem o sulfato para obter energia para sua manutenção e crescimento. Sob condições anaeróbias (sem oxigênio) dois gêneros de bactérias anaeróbias obrigatória da espécie Conforme Metcalf e Eddy, 1981 o H2S através da bactéria do genus Thiobacillus forma o ácido sulfúrico:

H2S + 2O2 bactéria ---> H2SO4 36.3 Fórmula Z de Pomeroy É muito conhecida a fórmula empírica do Dr. Pomeroy, a qual através de um indicador Z, tem a finalidade de avaliar o risco do aparecimento de odores em coletores sanitários. É a chamada fórmula Z de Pomeroy que segundo Richardson in Tsutiya, 1999 recomenda a sua utilização para vazões entre 3 L/s a 2.000 L/s.

3 (EDBO) p

Z= ------------------- x --------

I 1/2 Q 1/3 b Sendo: p= perímetro molhado da seção transversal em m; b= corda correspondente à altura molhada em m; Q= vazão máxima horária em litros/segundo; I= declividade do coletor em m/m; T= temperatura média do esgoto no mês mais quente em °C; EDBO= DBO a 5 dias e 20 °C do esgoto bruto em mg/L multiplicado pelo fator 1,07 T-20 Z= coeficiente Z de Pomeroy.



36-3

36.4 Valores de Z

É muito discutido qual os limites dos valores de Z para prevenir a criação de sulfetos. Tsutiya, 1999 comenta que Takahashi sugere o valor de 7.500, Paintal 7.500 e Ludwig e Almeida 10.000. As Tabelas (36.1) e (36.2) mostram alguns valores limites de Z.

Para valores de Z menores que 5.000 o H2S está raramente presente ou somente em diminutas concentrações nos coletores.

Para valores de Z iguais ou maiores que 25.000, o H2S dissolvido estará presente com freqüência e tubos de concreto com pequenos diâmetros possivelmente entrarão em colapso dentro de cinco a dez anos.

Tabela 36.2- Valores de Z e possibilidades de produzir ou não sulfetos Valores de Z Condições a serem observadas Z< 5.000 Neste caso o sulfeto é raramente gerado 5.000≤Z≤25.000 Podemos ter ou não o sulfeto Z> 25.000 Será criado o sulfeto

Tabela 36.3- Valores de Z e possibilidades de produzir ou não sulfetos

Valores de Z Condições a serem observadas Z< 5.000 Neste caso o sulfeto é raramente gerado 5.000≤Z≤10.000 Podemos ter ou não o sulfeto Z> 10.000 Será criado o sulfeto




36-4

36.5 Relações geométricas da seção circular

Figura 36.2 Ângulo Central

O ângulo central θ (em radianos) do setor circular, pode ser obtido pela seguinte expressão conforme Chaudhry,1993 p.95:

θ = 2 arc cos ( 1 – 2y/D) Conforme Chaudhry ,1993 p.10 temos: A área molhada “A”:

A= D2 ( θ – seno θ)/8 O perímetro molhado ”P”:

P=(θ D)/2 O raio hidráulico “RH”:

RH= (D/4) (1-(seno θ)/ θ) A corda “b” correspondente a altura molhada é dado por:

b= D sen (θ/2) Conforme Mendonça,1984 Revista DAE SP temos:

Usando a fórmula de Manning e tirando-se o valor de θ usando as relações acima obtemos para o regime uniforme a fórmula para obter o angulo central θ.

Observar que o ângulo central θ aparece nos dois lados da equação, não havendo possibilidade de se tornar a equação numa forma explícita.

Daí a necessidade de resolvê-la por processo iterativo, como o Método de Newton-Raphson. O ângulo central θ está entre 1,50 rad. ≤ θ ≤ 4,43 rad. que corresponde 0,15≤y/D≤ 0,80.

θ= seno θ + 2 2,6 (n Q/I 1/2) 0,6 D-1,6 θ 0,4 O primeiro seria o método de tentativa e erros, o segundo seria o método da

bisseção, o método de Newton-Raphson e o Método das Aproximações Sucessivas.



36-5

O Dr. Sérgio Rolim Mendonça, fez uma tabela de declividades mínimas que se deve ter para não haver gases, usando Z=5.000, que deve ser usado principalmente para grandes coletores de esgotos. O coletor é calculado a meia seção e o coeficiente de rugosidade é n=0,013.

I min= K x 10-6 x (EDBO)2/Q 2/3 Sendo: Q= vazão no coletor em litros por segundo; T= temperatura média do esgoto no mês mais quente em °C; EDBO= DBO a 5 dias e 20 °C do esgoto bruto em mg/l multiplicado pelo fator 1,07 T-20 EDBO=DBO 1,07 T-20 EDBO = em mg/l; K= valor obtido na Tabela (36.4); I min = declividade mínima do coletor em m/m.

Tabela 36.4: Valores de K para achar a declividade mínima em coletores de esgotos

Fonte: Mendonça,1985, Revista DAE.



36-6

Exemplo 36.1 Seja o coletor predial com diâmetro nominal 150, a ¾ da seção ou seja y/d=0,75. Suponhamos ainda que a temperatura média do mês mais quente seja de 25° C que a DBO a 5 dias e 20°C seja 250 mg/litro e que o coeficiente de rugosidade de Manning seja n=0,013, como adotado normalmente. A vazão máxima que o coletor pode conduzir com a declividade de 2% (0,02m/m) é de 6,66 litros/segundo.

Para calcular o ângulo central em radiano usamos: θ = 2 arc cos ( 1 – 2 (y/D)) obtendo: θ = 2 arc cos ( 1 – 2 (y/D))= 2 arc cos ( 1 – 2 (0,75))= 2,32 rad O perímetro molhado P=(θ D)/2= (2,32 x 0,15)/2 =0,18m

A corda b= D sen (θ/2)= 0,15 sen( 2,32/2)= 0,13m EDBO=DBO 1,07 T-20 = 250 x 1,07 (25-20) = 259,63 mg/l Substituindo na fórmula Z de Pomeroy temos:

3 (EDBO) p

Z= ------------------- x --------

I 1/2 Q 1/3 b

3 x 259,63 0,18

Z=-------------------------x -------- = 5515

0,02 ½ x 6,66 1/3 0,13

Como o número Z de Pomeroy é igual a 5.515 portanto maior que 5.000 poderá

haver ou não a produção de sulfetos. Caso fosse menor que 5.000 não haveria possibilidade da formação de sulfetos. Caso fosse superior a 25.000 com certeza teríamos a produção de gases.

Caso queiramos aplicar a fórmula da declividade mínima em que não haverá a produção de gases teremos que usar a fórmula número:

I min= K x 10-6 x (EDBO)2/Q 2/3 Sendo que o valor de K=2,106 obtido na Tabela (36.2), com y/d=0,75

I min= K x 10-6 x (EDBO)2/Q 2/3 = 2,106x10-6 x (259,63)2/6,66 2/3=0,073 m/m I min= 0,073 m/m, é a declividade mínima para que não se tenha no coletor a

produção de gases. Na prática se usam para os coletores prediais de esgoto sanitário, tubos de PVC ou

tubos de cerâmica, os quais não apresentam nenhum problema estrutural para os gases. Relembremos também que nas redes coletoras públicas não existem tubos

ventiladores, não ser em casos especiais, tal como em elevatórias. A ventilação das instalações prediais de esgoto, compete ao prédio.



36-7

36.6 Interceptores

Em interceptores que geralmente possuem diâmetros maiores que 500mm e são feitos de concreto, o problema de sulfetos tem ser considerado. Devido a isto é que a norma da ABNT para Interceptores obriga que os mesmos sejam dimensionados com a tensão trativa mínima de 1,5Pa, ao invés de 1,0 Pa usado nos coletores comuns. 36.7 Gases em esgotos

Metcalf e Eddy, 1981 salienta que as casas possuem tubo ventilador para a ventilação das redes de esgotos sanitários. Não se recomenda instalarem-se tampões de ferro fundido perfurados para exalação dos gases devido ao mau cheiro que se produzirá.

Recomenda ainda que em locais onde há poucas ligações de esgoto, que se faça uma ventilação usando área da secção metade da seção da tubulação de esgoto.

Especial ventilação se deve instalar quando as ligações de esgoto possuírem dispositivos que impedem a passagem dos gases.

Nos locais onde temos sifões invertidos devemos instalar dispositivos ou câmaras especiais para a expulsão dos gases dos esgotos. 36.8 Gases em esgotos estação elevatória de esgotos

Tsutiya, 1999 comenta que em Santos uma estação elevatória apresentou 2 mg/L de H2S resultando na produção de odores inaceitáveis conforme Figura (36.2).

Para corrigir o problema foi instalado um dosador de nível constante e aplicado a dosagem de 12,5mg/L de nitrato de amônio ao esgoto afluente.



36-8

Figura 36.3-Geração de odor pela produção de sulfeto em poços de sucção

Fonte: Tsutiya, 1999 36.9 Corrosão devido ao H2S

É conhecida a corrosão de tubos de concreto armado pelo ácido sulfúrico produzido pelo H2S. Metcalf e Eddy, 1981 apresenta a corrosão em tubos de concreto e em tubos de ferro fundido. Assim um tubo de concreto com 1200mm de diâmetro e 10.000m de comprimento terá uma corrosão de 0,48mm/ano.

Se dividirmos a espessura disponível da tubulação de concreto pelo valor 0,48mm/ano de corrosão, teremos a durabilidade da tubulação. Pode ser adotada uma camada de sacrifício na tubulação de concreto utilizando agregado calcário para o aumento da alcalinidade. Uma outra maneira é adotar-se cimento que seja mais resistente ao ácido sulfúrico.



36-9

36.10 Bibliografia e livros consultados -METCALF E EDDY. Wastewater engineering collection and pumping of wastewater. 1981, 432páginas. -TSUTIYA, MILTON TOMOYUKI E SOBRINHO, PEDRO ALEM. Coleta e transporte de esgoto sanitário. EPUSP, 1999, 547páginas.

Curso de rede de esgotos Capítulo 37-Reabilitação de córregos e rios


37-1

Capítulo 37 Reabilitaçao de córregos e rios



37-2

SUMÁRIO

Ordem

Assunto

Capítulo 37 – Reabilitação de córregos e rios

37.1 Introdução 37.2 Conceitos 37.3 Os cinco elementos chave em um rio ou córrego 37.4 Potência dos córregos e rios 37.5 Transporte de sedimentos 37.6 Dimensionamento de canais 37.7 Bibliografia



37-3

Capítulo 37 – Reabilitação de córregos e rios 37.1 Introdução

Há uns 20 anos com a degradação física e biológica cada vez maior de córregos e rios começou-se a se ter idéia da recuperação dos mesmos para retorno físico e biológico.

Iremos considerar os córregos e rios urbanos, que são aqueles que possuem uma área impermeável maior que 10%, pois quando a área é menor que 10% não há impactos no ecossistema aquático. 37.2 Conceitos

Os conceitos fundamentais são: Restauração: consiste em volta as condições exatamente como eram antigamente quando não

havia população e não havia interferência do homem. É praticamente impossível de ser feita.

Reabilitação: consiste em restaurar alguns aspectos do córrego e do rio, mas não todos. Remediação: é quando o rio mudou totalmente de configuração relativa as condições originais e podemos fazer alguma coisa para melhorá-lo

Renaturalização ou naturalização: significa uma maneira natural para o rio de maneira que o mesmo volte ao ecossistema que existia antes.

Figura 37.1- O que pode ser conseguido realisticamente?

A Figura (37.2) mostra os conceitos mencionados.



37-4

Figura 37.2- Esquema de reabilitação

Fonte: Austrália, 2000



37-5

37.3 Os cinco elementos chaves em um rio ou córrego

Na Figura (37.3) estão os cinco elementos básicos da saúde de um rio conforme Austrália, 2000 para reabilitação do rio em área urbana.

1. Zona Ripariana 2. Estrutura física do rio 3. Organismos do ecossistema aquático 4. Qualidade da água 5. Quantidade de água

Figura 37.3- Os 5 elementos da saúde de um córrego ou rio

Fonte: Austrália, 2000 Organismos do ecossistema aquático e Zona ripariana

Os componentes biológicos do ecossistema aquático deverá ser estudado em assuntos como a redução dos habitats naturais no corpo do rio, bem como as mudanças da biodiversidade do rio no que se refere a fauna e a flora.



37-6

Figura 37.4- Diversos tipos de habitat

Estrutura física do rio

O componente morfológico do rio são os alinhamentos e os gradientes, com as construções de casas, industrias e infraestrutura urbana adjacentes ao rio. É estudado a estabilização do rio do ponto de vista de transporte sólidos.



37-7

Figura 37.5 –Diversidade morfológica dos rios



37-8

Figura 37.6- Diversidades morfológicas dos rios.

Qualidade da água No assunto qualidade da água do rio estudamos os nutrientes, os metais pesados, os sais e os

compostos orgânicos que são lançados ao rio diretamente ou através da poluição difusa levado pela drenagem superficial. Estudamos também o aumento de temperatura devido a lançamentos industriais ou água de drenagem bem como a vegetação ripariana e a mata ciliar. Quantidade de água

Deverão ser estudados os componentes hidrológicos do rio, tais como o aumento da área impermeável, o aumento do runoff, o aumento das velocidades, o decréscimo da vazão base e estudo de novas seções nos rios.

Uma recomendação que está em Austrália, 2000 está o seguinte: em caso de dúvida, copie. Quando se quer reabilitar um córrego deve-se procurar um córrego próximo que tenha as condições físicas e biológicas que queremos e então copiamos o modelo.

Na Europa em 2004 foram estudados 23 casos de reabilitação de rios com comprimento variando de 1300m a 9500m ao custo médio de 1500 euros/metro.

Os objetivos são variados estando encaixados dentro dos 5 elementos da saúde do rio citado em Austrália, 2000.



37-9

37.4 Dimensionamento de canais Os canais que podem transportar sedimentos ou depositar sedimentos devem ser calculados com as

equações de resistência normalmente usadas como a fórmula de Manning para dimensionar a altura, largura, declividade do canal, mais as equações de transporte de sedimentos com o devido cuidado e experiência. De qualquer maneira a melhor maneira é calcular por tentativas até a melhor solução.

É melhor usar critérios de tensão trativa do que métodos de velocidade, mesmo assim os mesmos não devem ser desprezados.

A vazão dos rios normalmente é calculada usando o conhecido Q7,10. 37.5 Pesquisas na Europa

Pesquisas apresentas na Europa em jnho de 2004 sobre Urban River Basin Enhancenment Methods sobre Existing Urban River Rehabilitatiions Schemes em 23 rios e córregos apresentaram os seguintes resultados que estão nas Figuras (32.7) a (37.11).

Figura 37.7- Objetivos da reabilitação de rios na Europa

Figura 37.8- Pressão urbana para restauração



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Figura 37.9- Largura dos rios

Figura 37.10- Comprimento dos rios reabilitados na Europa

Figura 37.11- Custo por metro de reabilitação



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37.5 Bibliografia e livros consultados -AUSTRALIA. A rehabilitation manual for Australiam Streams. Volume 1. 2000, ISBN 0642 76028 4 (volume 1 e 2). -EPUSP. Obras Fluviais. PHD 5023. prof dr. Giorgio Brightetti. Sem data. Apostila com 39páginas; Departamento de Hidráulica. http://www.unc.edu/~mwdoyle/pdfs/JHERestorationDesign.pdf -SHIELDS JR, DOUGLAS, COPELAND, RONALD R. et al. Design for Stream restoration. Journal of Hydraulic engeneering, ASCE/ agosto, 2003.

Curso de rede de esgotos Capitulo 38- Rede condominial, pressurizada, vácuo, etc


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Capítulo 38- Rede condominial, pressurizada, vácuo, etc 38.1 Introdução

Vamos mostrar alguns assuntos de redes de esgotos que não são comuns na prática. 38.1 Rede condominial A rede condominial foi desenvolvida no Rio Grande do Norte, embora de maneiras diversas tenha sido empregada em muitos locais. A grande vantagem da rede condominial são os baixos custos, pois as tubulações passam na frente das casas, nos fundos e ao lado. São usados tubos de pequenos diâmetros e deve ser feito um trabalho junto aos moradores para que façam a conservação da mesma.

Figura 38.1- Rede condominial

Fonte: Azevedo Netto, 1992 in Tsutiya, 1999

Tive oportunidade de ver uma favela em Brasília onde foi feita com pleno êxito uma rede condominial, pois os terrenos eram grandes e planos, não havia pequenos córregos e as casas eram construídas no meio do lote.

Cheguei a trazer os especialistas de Brasília no assunto para ver a solução das favelas aqui em Guarulhos, que é a 4ª cidade do Brasil em número de favelas. Não encontraram solução, pois não há espaço para passagem das tubulações.

Apliquei há anos no bairro do Jardim Paraventi em Guarulhos onde há terrenos com grande desnível da rede de esgotos passando pelo fundo dos lotes. A solução foi ótima no momento, mas com o decorrer dos anos, foram feitas construções sobre a rede de esgoto e muitos moradores introduziram águas pluviais dentro das mesmas, causando sérios problemas com os vizinhos.



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38.2 Rede pressurizada

Nunca vi uma rede pressurizada de esgoto sanitário, entretanto o esgotos podem ser pressurizado e enviados a uma caixa de regularização e depois entrar na rede pública através de ligação de esgoto sanitário.

Figura 38.2- Rede pressurizada Fonte: Tsutiya, 1999

Eventualmente durante entupimentos de rede de esgotos, a rede fica pressurizada

podendo o esgoto retornar as casas. Quando existe locais onde muitas casas colocam rede de águas pluviais nos esgotos,

quando chove a rede de esgoto fica pressurizada chegando o mesmo a vazar pelos tampões dos poços de visita. Redes de esgoto sob pressão: Portugal

Bentes, et al fizeram um trabalho sobre Redes de Esgotos sob pressão- modelo de cálculo de equilíbrio hidráulico.

A justificativa é que em determinados locais o custo de uma rede de esgoto clássica fica muito elevado devido a poucas moradias, o sistema de pressão de rede esgotos é uma opção.

Foi elaborado um modelo computacional para o dimensionamento da rede de esgoto pressurizado.

A grande vantagem é que as tubulações da rede principal irão variar somente de 50mm a 150mm, enterrada a pequena profundidade e ligada as habitações por ramais de ligação também de pequenos diâmetros (25mm a 45mm).



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Os motores são de pequena potência variando de 1 a 2HP que pressuriza o esgoto e o transporta através da tubulação principal até o destino final.

Existe dois sistemas de pressurização, um que possui uma câmara de decantação antes do bombeamento com a função de remover sólidos e gorduras evitando o entupimento ou redução do diâmetro da canalização conforme Figura (38.3).

Figura 38.3- Sistema de pressurização com câmara de decantação

A outra alternativa é a da Figura (38.4) em que existe instalada uma bomba trituradora que pressuriza o sistema.

Figura 38.4- Sistema de pressurização



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Figura 38.5- Rede principal e as ligações de esgoto

Figura 38.6- Curva das bombas

A grande desvantagem do sistema de pressurização é o custo de manutenção e operação e a dificuldade por não existir poço de visita e a necessidade de ventosa para entrada e saída de ar na rede principal.

A vazão vai depender do número de pessoas que moram na casa e a velocidade na rede adotada é de 1,00m/s.

Outro grande inconveniente é que o sistema de dimensionamento é complexo quanto mais bombas existirem e os estudos estatísticos para determinar o funcionamento simultâneo das bombas.



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38.3 Rede a vácuo

Não tenho conhecimento no Brasil de nenhuma rede pública de esgoto sanitário feita a vácuo, mas tenho conhecimento de prédios na capital de São Paulo, como o Shopping Frei Caneca, onde as bacias sanitárias são a vácuo e gastam somente 1,5 litros/descargas e o pay-back foi muito rápido.

Conversei com o projetista que informou que na época havia duas firmas no Brasil que produziam os vasos sanitários que custavam cerca de R$ 800,00 cada. Com o passar do tempo passou a existir somente uma firma e o vaso sanitário aumentou para R$ 2.400,00 por bacia, a ponto de desaconselhar o uso do vácuo no Brasil por enquanto.

Figura 38.3- Rede a vácuo Fonte: Tsutiya, 1999

38.4 Sifão Invertido

Quando se tem um obstáculo no trajeto de uma rede de esgoto sanitário, tais como galerias de águas pluviais de grande dimensão, linhas férreas, etc temos que fazer um sifão invertido conforme Figura (38.4) e (38.5).



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Figura 38.4- Sifão normal e sifão invertido Fonte: Fernandez, 1997

Figura 38.5- Sifão invertido Fonte: Tsutiya, 1999



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Os sifões invertidos apresentam algumas particularidades que devem ser salientadas. Primeiramente haverá problema de excesso de gases no poço de visita a montante causados pelo sulfeto de hidrogênio.

Deverá então instalado no PV dispositivo para evacuação dos gases com área variando de 1/10 da seção a ½ da secção do tubo que será utilizado no sifão invertido.

Outra observação é que deverá ser feito no mínimo duas redes em paralelo e que a velocidade máxima deve ser maior ou igual a 0,90m/s, sendo que esta é obtida pela vazão média multiplicada por K2=1,5.

Com a velocidade média Qm a velocidade mínima deve ser maior ou igual a 0,60m/s.

38.5 Redes curvas Os dois poços de visita a montante e a jusante devem ser visitáveis.

As normas brasileiras permitem que se faça uma rede curva. Tivemos oportunidade de fazer redes de PVC 150mm curvas sem nenhum problema.

Metcalf e Eddy, 1081 salienta que quando se utilizar redes curvas deve se levar em conta os equipamentos de limpeza existentes, como jatos de água que não apresentam problemas em redes curvas.

Uma desvantagem das redes curvas é não possibilitar o uso de equipamentos de lazer durante a construção e dificuldade de se examinar com circuito fechado de TV. 38.6 Softwares

Os softwares mais conhecidos sobre redes de esgotos são: • CEsg redes de esgotos; Departamento de Águas e Energia Elétrica (DAEE). • SanCAD- Sistemas de esgoto sanitário e pluvial., Universidade Federal de Minas

Gerais, Departamento de Engenharia Sanitária e Ambiental Sanegraph. • CEsg- Sistema automático de cálculo de redes de esgotos sanitários. Universidade

Federal do Ceará. • SewerCAD; Bentley antiga Haestad Methods.



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38.6 Bibliografia e livros consultados -BENTES, ISABEL et AL. Redes de esgotos sob pressão- Modelo de cálculo de equilíbrio hidráulico. Universidade do Porto, Portugal. 2008.. -FERNANDES, CARLOS. Esgoto sanitários. João Pessoa, 1997, 290 páginas. -TSUTIYA, MILTON TOMOYUKI E SOBRINHO, PEDRO ALEM. Coleta e transporte de esgoto sanitário. EPUSP, 1999, 547 páginas

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