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IPH 212-C Sistemas de Água e Esgotos - Módulo 2 74

Gino Gehling – 2018-2S

INSTITUTO DE PESQUISAS HIDRÁULICAS

UNIVERSIDADE FEDERAL DO RIO GRANDE DO SUL –

IPH – UFRGS

SISTEMAS DE ÁGUA E ESGOTOS: IPH 212-C

Módulo 2: 2018 – 2S

Capítulo 6: SISTEMAS DE ESGOTO SANITÁRIO

Capítulo 7: ESTAÇÕES ELEVATÓRIAS DE ESGOTO

Capítulo 8: ESGOTOS PLUVIAIS

Obs: O conteúdo deste Módulo 2 foi reeditado em setembro de 2018. Desconsiderem-

se versões anteriores. No Exercício das páginas 88 até 90, parte da solução está como

imagens, que ainda serão digitalizadas. Os arquivos fonte do Módulo 2 foram perdidos,

o que levou o professor a recriá-los a partir dos pdf. Eventuais ajustes que devam ser

realizados, serão comunicados a todos.

Prof. Gino Gehling: [email protected]

mailto:[email protected]



6. SISTEMAS DE ESGOTAMENTO SANITÁRIO

As principais normas relativas ao tema de Sistemas de Esgotamento Sanitário, são:

- NBR- 9648 (Estudo de concepção de sistemas de esgoto sanitário)

- NBR- 9649 (Projeto de redes coletoras de esgoto sanitário)

- NBR- 12207/92 (Estudo de concepção de interceptores de esgoto sanitário)

- NBR-12208/92 (Projeto de estações elevatórias de esgoto sanitário)

- NBR – 9061/85 (Segurança de escavação a céu aberto)

- NBR-12266/92 (Projeto e execução de valas para assentamento de tubulação de

água, esgoto ou drenagem urbana)

- Sobrinho, P.A.; Tsutiya, M.T. Coleta e Transporte de Esgoto Sanitário. 2ª ed. – São

Paulo: Departamento de Engenharia Hidráulica e Sanitária da Escola Politécnica da

Universidade de São Paulo. 2000. 548 p.

- Resolução CONAMA n° 377/2006 –

Quando você for atuar em projetos reais, sempre certifique-se de estar acessando a versão

atual das normas acima referidas, ou se for o caso, de alguma nova norma que tenha

surgido.

6.1 DEFINIÇÕES

Esgoto Sanitário – despejo líquido constituído de esgoto doméstico, comercial e

industrial, água de infiltração e contribuição pluvial parasitária.

Esgoto doméstico – despejo líquido resultante do uso da água para higiene e necessidades

fisiológicas humanas.

Esgoto industrial – despejo líquido resultante dos processos industriais, respeitados os

padrões de lançamento estabelecidos.

Água de infiltração – toda água de subsolo, indesejável

Contribuição clandestina: aporte não permitido à rede de esgotos sanitários; são

frequentes os casos de aporte de águas pluviais à rede sanitária.

Contribuição singular – vazão concentrada.

Contribuição pluvial parasitária – parcela de deflúvio superficial inevitavelmente

absorvida pela rede coletora de esgoto sanitário.

Bacia de esgotamento – conjunto de áreas esgotadas e esgotáveis, cujo esgoto flui para

um único ponto de concentração.

Corpo receptor – qualquer coleção de água natural ou solo que recebe o lançamento de

esgoto em seu estágio final.

6.2 ASPECTOS IMPORTANTES EM SISTEMAS DE ESGOTOS

- EC – Estudo de concepção de sistemas de esgoto sanitário;

- Vazão de estiagem do corpo receptor;

- Vazão de saturação de um componente do sistema;

- Alcance do plano (dimensionamento para fim de plano, verificação para início);

- Etapas de implantação;

- População de alcance do plano;

- População atendida;

- População inicial e final;



- População residente e flutuante;

- Investimentos: a) custos de operação, manutenção e reparação; b) custos de energia

elétrica; c) despesas de exploração;

- Informações a respeito da comunidade a ser atendida.

6.3 TIPOS DE REDES PROJETADAS CORRENTEMENTE

Entre os tipos de rede normalmente referidos na bibliografia relativa ao tema,

apresentados a seguir, inclui-se um tipo inovador: o sistema de esgotamento a vácuo. No

AVASAN você pode acessar publicação relativa ao sistema inovador.

Separadora absoluta: é a que mais facilita o tratamento em ETE;

Sistema Unitário ou Misto: o esgoto sanitário é lançado nas galerias pluviais;

Sistema Condominial de esgoto: seu projeto e sua implantação é encargo do

empreendedor;

Sistema de Esgotamento à Vácuo: exige rigor a que apenas esgotos sanitários

contribuam à rede; ainda são raros estes sistemas no Brasil.

6.4 NOMENCLATURA DAS UNIDADES COMPONENTES

Aqui são referidas as principais unidades que compões um sistema de esgotos

sanitários.

- Bacia de drenagem;

- Caixa de passagem (CP);

- Coletor de esgoto: recebe contribuições “em marcha” dos coletores prediais;

- Coletor principal (tronco): só recebe contribuições de coletores;

- Corpo receptor: sempre deve ser especificado nos projetos;

- Diâmetro nominal (DN);

- Emissário;

- Estação de bombeamento de esgotos/Estação elevatória;

- Estação de tratamento de esgotos (ETE);

- Interceptor;

- Ligação predial;

- Órgãos acessórios;

- Poço de visita (PV);

- Profundidade do coletor (greide da tubulação);

- Recobrimento;

- Rede coletora;

- Sifão invertido;

- Sistema coletor;

- Tanques fluxíveis;

- Terminal de limpeza (TL);

- Tubo de inspeção e limpeza (TIL);

- Tubo de queda.

6.5 MATERIAIS UTILIZADOS EM REDES COLETORAS

As redes de esgotos podem adotar os seguintes materiais.

- MG (manilha de Grês): não usar quando rede é afogada no freático.



- PVC (NBR 7362-1, Jan 1999): fornecido de 100 a 400mm; a partir do DN 300 o PVC

começa a ficar mais caro que os tubos de C.A. de mesmo diâmetro;

- Concreto simples (NBR 8889): classes S-1 e S-2, DN 200 à DN 1000

- Concreto armado (NBR 8890): classes A-2 e A-3, DN 400 a 2000.

- FoFo (ferro fundido);

- FC (fibrocimento): material não mais adotado devido à corrosão em meio ácido, mas

ainda temos redes que operam com este material. Seguia a NBR 8056 de julho de 1983,

norma já cancelada.

6.6 DIMENSÕES DOS PV

As dimensões mais usuais para os elementos de um PV (poço de visita), são 0,60m de

vão na tampa para acesso ao operador de rede, e uma câmara de 1,00m de diâmetro

interno. As figuras abaixo apresentam dois tipos de PV padrão DMAE (Fonte: DMAE-Porto

Alegre).

Figura 6.1: PV Tipo 1, com câmara de

diâmetro 0,60m, para acoplamento de

tubos de pequeno diâmetro.

Figura 6.2: PV tipo 2, câmara de diâmetro

1,00m, para acoplamento de tubos de

maior diâmetro.

Cabe referir um novo equipamento que em muitos casos substitui o PV nas redes de

esgotos: o TIL (tubo de inspeção e limpeza), apresentado nas Figuras 6.3 e 6.4. O mesmo

é uma solução construtiva bem mais econômica que o tradicional PV. Permite operações

de manutenção da rede através de um tubo vertical de diâmetro entre 150 e 300mm.

No topo da chaminé da Figura 6.3, é acoplada uma peça de tamponamento, que pode ser

retirada para efetuar operações de manutenção da rede.



Figura 6.3: TIL, ou Tubo de Inspeção

e Limpeza, com cinco entradas e uma

saída.

Figura 6.4: Simulação de lançamento de rede para

familiarização dos funcionários com o novo material, que

oferece opções por distintos diâmetros de entrada e de saída.

6.7 DISTÂNCIAS ENTRE PV

A distância entre PV, TIL ou TL consecutivos deve ser limitada pelo alcance dos

equipamentos de desobstrução. Em geral o comprimento dos cabos de limpeza está

limitado a 80 ou 100 m. Ao elaborar um projeto de rede, deve-se atentar para distâncias

limite que devem constar no edital do processo licitatório.

6.8 CARACTERÍSTICAS ESPECIAIS

O fundo de PV, TIL ou TL deve ser constituído de calhas destinadas a guiar os fluxos

afluentes em direção à saída (vide figuras 6.1 e 6.2). Lateralmente as calhas devem ter

altura coincidindo com a geratriz superior do tubo de saída. As partes superiores dos PV,

ou seu metro final superior, normalmente é construído por um terminal excêntrico, como

se observa na Figura 6.2.

6.9 RECOBRIMENTOS

Os recobrimentos mínimos recomendados, sobre a geratriz superior externa das

tubulações, são:

- No leito carroçável: mínimo de 0,90 m;

- No passeio: mínimo de 0,65 m.

6.10 CRITÉRIOS DE DIMENSIONAMENTO

A P-NB-567 (superada) estabelecia que nas condições iniciais de projeto, a velocidade

devia ser igual ou superior a 0,50 m/s e que a relação h/D devia ser igual ou superior a

0,20 (20 %); esta última condição seria dispensada se a velocidade média fosse superior

a 0,60 m/s.

Esta condição asseguraria a “auto-limpeza” dos coletores. É mais racional, no entanto,

que estas condições sejam substituídas pela tensão de arraste, ou tensão trativa σ (vide



equação 6.1) que é o esforço tangencial unitário exercido pelo líquido sobre o coletor, e,

portanto, sobre o material depositado no mesmo.

A força de arraste é a componente tangencial do peso do líquido. Considerando a porção

do líquido contida num trecho de comprimento L, seu peso é F = A L (sendo ““ o peso

específico do líquido e “A” a área da seção molhada) e sua componente tangencial é (vide

Figura 6.5):

T = F sen = A L sen .

O esforço tangencial, ou tensão trativa, é: LP

senLA

•

•••=

onde “P” é o perímetro molhado, resultando = .RH.sen (onde RH é o raio hidráulico).

Como ““ é suficientemente pequeno para que se possa confundir o seno com a tangente,

pode-se escrever:

IRH ••= (eq. 6.1)

Associando essa expressão à formula de Manning:

n

IRV H

2/13/2•

= , ou KIRV H ••= 2/13/2

e, 3/1

22

HR

nv ••=

, ou

23/1

2

KR

v

H •

•=

Obs.: K = 1/n n = 1/K

Figura 6.5: Tensão trativa “σ” em galeria ou tubulação.

Para o dimensionamento, devem ser consideradas as seguintes expressões:

)2

1arccos(2D

h−= (Eq. 6.2)

]2

3601[

4

••

•−=

senDRH , ou D

senRH •

−•= ][25,0

(Eq. 6.3)

Nível d´água

L

F

T

α

α

h A



]2360

[4

2 senDA −

•= , ou

2][125,0 DsenA •−•= (Eq. 6.4)

Sabe-se que:

VAQ •= , ou A

QV = (Eq. 6.5)

n

RIV H

3/22/1

= (Eq. 6.6)

Substituindo (6.5) em (6.6), resulta:

3/2

2/1 HRAI

Qn•=

•

Substituindo A e RH suas expressões apresentadas nas equações 6.4 e 6.3, tem-se:

3/2

2/13/8]

2

3601(

4

1[)

2360(

4

1

••

•−•−

•=

•

• sensen

ID

Qn

O membro esquerdo da equação acima vem a ser o FH, ou seja, o Fator Hidráulico da

seção circular de um tubo de diâmetro D, conduzindo uma vazão Q, com declividade I.

(Figura 6.6)

Figura 6.6: Grandezas relativas ao FH.

Substituindo o ângulo central = f (h/D) dado pela equação 6.2, resulta FH= f (h/D). Para

simplificar os cálculos, utiliza-se a tabela seguinte, gerada dando-se valores a h/D de 0,01

a 1,00, com variação de 0,01, calculando-se os correspondentes valores de RH/D e FH.

Assim, para a determinação da porcentagem de enchimento e da velocidade de

escoamento de um tubo com diâmetro pré-determinado “D”, coeficiente de Strickler-

Manning “K”, declividade “I” e transportando uma vazão “Q”, é necessário:

1o) Determinar o seu FH; conhecendo n e Q, arbitra-se, racionalmente, D e I

2o) Entrar na tabela com FH e retirar RH/D e h/D;

3o) Com RH/D, calcular “V” na equação de Manning.

Após a determinação de “V”, calcular a tensão trativa média, que deve ser maior que 1,0

Pa. Logo:

PaKR

v

H

0,123/1

2

•

•=

Pela NBR 9648, tem-se: = RH I

1 kg = 100.000 Pa 1 kg = 100.000 Pa 1 kg = 10 Pa

cm2 10-4m2 m2

Ɵ

h

D



= 1 Pa = 0,100 kg/m2

A declividade mínima que satisfaz essa condição, para n=0,013, pode ser determinada

por:

Imín = 0,0055 Qi-0,47 (Eq. 6.7)

sendo Imín = em m/m e Qi = em l/s.

Admitir-se-á como declividade máxima (Imax) a que venha a resultar em velocidade de

escoamento na tubulação igual a 5,0 m/s, para a vazão final de plano no trecho. Para

coeficiente de Manning n = 0,013, teremos:

67,065,4 −= fmáx QI (Eq. 6.8)

onde: Imáx [m/m] é a declividade máxima e Qf [l/s] é a vazão de jusante do trecho no final

de plano.

Lembrar que as tubulações são dimensionadas para fim de plano de projeto (não devendo

exceder hmáx nem velocidade máxima), e verificadas para início de plano (atendimento de

min. Caso o dimensionamento de final de plano não satisfaça às condições da Norma

Brasileira para início de plano, remanejar a declividade, rearranjando o diâmetro.

Lembrar ainda que a vazão “Q” de cada trecho é dada por:

...400.86

21 ++••••

= nfQiCqPkk

Q

onde:

C = coeficiente de retorno água/esgoto, usualmente adotado igual a 0,80;

Qinf = vazão de infiltração, em l/s.km (projetista decide; usual 0,5 L/s.km)

A infiltração à rede dependerá basicamente do tipo de material adotado para o coletor, se

o coletor estará submerso no freático ou não, e do tipo de solo. A lâmina máxima nas

redes de esgotamento sanitário deve atender às exigências abaixo.

- Lâmina máxima (%) = h/D = 0,75 ou 75 %

Mas a lâmina máxima deve ser limitada a apenas 50 % do diâmetro do coletor sempre que a

velocidade final (Vf) superar a velocidade crítica (Vc). A velocidade crítica é definida por:

Hc RgV = 6 (Eq. 6.9)

onde:

Vc = velocidade crítica (m/s);

g = aceleração da gravidade (m/s2)

RH = raio hidráulico para a vazão final (m).



TABELA 6.1 - Fator Hidráulico, RH/D e h/D para o dimensionamento de redes coletoras de

esgoto sanitário.

FH = (Q x n ) /( D 8/3 x I 1/2 ) Q = vazão (m3/s) n = coeficiente de Manning ou (SM) D = diâmetro (m) I = declividade (m/m)

FH de 0,0001 a 0,080 FH de 0,081 a 0,250 FH de 0,251 a 0,333

FH RH/D h/D FH RH/D h/D FH RH/D h/D

0,0001 0,0066 0,01 0,0820 0,1935 0,35 0,2511 0,2933 0,68

0,0002 0,0132 0,02 0,0864 0,1978 0,36 0,2560 0,2948 0,69

0,0005 0,0197 0,03 0,0910 0,2020 0,37 0,2610 0,2962 0,70

0,0009 0,0262 0,04 0,0956 0,2062 0,38 0,2658 0,2975 0,71

0,0015 0,0326 0,05 0,1003 0,2102 0,39 0,2705 0,2988 0,72

0,0022 0,0389 0,06 0,1050 0,2142 0,40 0,2752 0,2998 0,73

0,0031 0,0451 0,07 0,1099 0,2182 0,41 0,2798 0,3008 0,74

0,0041 0,0513 0,08 0,1148 0,2220 0,42 0,2842 0,3017 0,75

0,0052 0,0575 0,09 0,1197 0,2258 0,43 0,2886 0,3024 0,76

0,0065 0,0635 0,10 0,1248 0,2295 0,44 0,2928 0,3031 0,77

0,0080 0,0695 0,11 0,1298 0,2331 0,45 0,2969 0,3036 0,78

0,0095 0,0755 0,12 0,1350 0,2366 0,46 0,3009 0,3040 0,79

0,0113 0,0813 0,13 0,1401 0,2401 0,47 0,3047 0,3042 0,80

0,0131 0,0871 0,14 0,1453 0,2435 0,48 0,3083 0,3043 0,81

0,0152 0,0929 0,15 0,1506 0,2468 0,49 0,3118 0,3043 0,82

0,0173 0,0986 0,16 0,1558 0,2500 0,50 0,3151 0,3041 0,83

0,0196 0,1042 0,17 0,1612 0,2531 0,51 0,3183 0,3038 0,84

0,0220 0,1097 0,18 0,1665 0,2562 0,52 0,3212 0,3033 0,85

0,0246 0,1152 0,19 0,1718 0,2592 0,53 0,3239 0,3026 0,86

0,0273 0,1206 0,20 0,1772 0,2621 0,54 0,3264 0,3018 0,87

0,0301 0,1259 0,21 0,1826 0,2649 0,55 0,3286 0,3007 0,88

0,0331 0,1312 0,22 0,1879 0,2676 0,56 0,3305 0,2995 0,89

0,0362 0,1364 0,23 0,1933 0,2703 0,57 0,3322 0,2980 0,90

0,0394 0,1416 0,24 0,1987 0,2728 0,58 0,3335 0,2963 0,91

0,0427 0,1466 0,25 0,2041 0,2753 0,59 0,3345 0,2944 0,92

0,0461 0,1516 0,26 0,2094 0,2776 0,60 0,3351 0,2921 0,93

0,0497 0,1566 0,27 0,2147 0,2799 0,61 0,3353 0,2895 0,94

0,0534 0,1614 0,28 0,2200 0,2821 0,62 0,3349 0,2865 0,95

0,0572 0,1662 0,29 0,2253 0,2842 0,63 0,3339 0,2829 0,96

0,0610 0,1709 0,30 0,2306 0,2862 0,64 0,3222 0,2787 0,97

0,0650 0,1756 0,31 0,2358 0,2882 0,65 0,3294 0,2735 0,98

0,0691 0,1802 0,32 0,2409 0,2899 0,66 0,3248 0,2666 0,99

0,0733 0,1847 0,33 0,2460 0,2917 0,67 0,3117 0,2500 1,00

0,0776 0,1891 0,34



FIGURA 6.7: Perfil e Planta Baixa de um trecho de rede coletora de esgoto.

Fonte: DMAE/PoA.



Tabela 6.2: Tabela modelo de dimensionamento de rede coletora de esgoto sanitário.

Rede Coletora de Esgoto Sanitário

Projeto: Coeficiente de Manning:

Coletor Trecho

PV Cota do Terreno

m

Cota do Greide

m Compr.

m Declividade

m/km Diâmetro

mm

Vazão (l/s) Lâminas Velocidade Profundidade m Início Final % m/s Pa

A B A B A B DOM INF TOT DOM INF TOT I F I F I F A B



Exemplo de dimensionamento de uma rede coletora de esgotos sanitários.

Projetar uma rede coletora de esgotos sanitários para a planta da Figura 6.8.

Este exemplo é comentado em maiores detalhes no livro Coleta e Transporte de Esgoto

Sanitário, de Milton Tomoyuki Tsutiya e Pedro Alem Sobrinho.

Figura 6.8: Planta de uma bacia de drenagem de esgotos sanitários.

Fonte: Milton Tomoyuki Tsutiya e Pedro Alem Sobrinho.



Para dimensionar a rede de esgotos sanitários da Figura 6.8, ou mais especificamente

aos trechos destacados em linha mais espessa, em cor azul, no canto superior direito da

Figura 6.8, consideraremos as seguintes informações:

- Pulação inicial = 2.000 hab; População final = 3.500 hab;

- Consumo de água efetivo per capita: q = 160 l/hab.dia;

- Coeficiente de retorno à rede: C = 0,8

- Coef. da máxima vazão diária e horária, K1 = 1,2 e K2 = 1,5, respectivamente;

- Taxa de infiltração = 0,1 L/s.km

- Contribuição localizada: como indicado em planta, existem duas vazões de ponta,

sendo Qp1 localizado na Rua 30 com Qi = Qf = 4,98 L/s e Qp2 localizado na Rua 19

com Qi = 0 L/s e Qf = 3,2 L/s.

- coef. de Manning “n” = 0,013

Começaremos a análise pelo trecho 1-3, assumindo a vazão que vem de montante,

aportada pelo trecho 1-2.

a) Traçado dos coletores: Na planta com curvas de nível de metro em metro, traça-se

a rede com o software, que indicará as singularidades (PV, TIL, TL e CP) e o

sentido de escoamento. b) Distância entre singularidades: limitada pelo alcance dos equipamentos de

desobstrução.

c) Numeração dos trechos: numerar de montante para jusante, sendo o coletor mais

extenso o que receberá o número 1, e seu primeiro trecho (mais a montante) será o

trecho 1. O primeiro coletor que entroncar ao coletor 1 será o coletor 2, que terá seus

trechos numerados de mont. para jus. a partir de 1. d) Cálculo da taxa de contribuição linear

Taxa de contribuição linear inicial

Q doméstica inicial = Qdi = C.k2.Pi.q = 0,8.1,5.2000.160 = 4,44 L/s

86.400 86.400

Extensão da rede coletora inicial: Li = 2.877m

Taxa de contrib. Linear inicial = Txi

Txi = Qdi + Tinf = 4,44L/S + 0,0001L/S = 0,00154 + 0,0001 = 0,00164 L/s.m

Li 2877 m m

Txi = 0,00164 L/s.m = 1,64 L/s.km

Taxa de contribuição final

Q doméstica final = Qdf = C.k1.k2.Pf.q = 0,8.1,2.1,5.3500.160 = 9,33 L/s

86.400 86.400

Extensão da rede coletora final: Li = 2.877m

Taxa de contrib. Linear final = Txf

Txf = Qdf + Tinf = 9,33L/S +0,0001L/S = 0,00324+0,0001 = 0,003344 L/s.m

Lf 2877 m m

Txf = 0,00334 L/s.m = 3,34 L/s.km

e) Cálculo das vazões no trecho do coletor

As vazões no trecho do coletor são determinadas assim:



- Vazão a montante: é a vazão de contribuição dos trechos a mont., incluindo as

contribuições localizadas (puntuais);

- Vazão de contribuição no trecho: calculada multiplicando a tx de contribuição linear

pelo comprimento do trecho;

- Vazão a jusante: é a soma da vazão de montante com a vazão de contribuição no

trecho.

f) Profundidade mínima dos coletores: adotar-se-á 1,35m (recobrimento). Assim,

para diâmetro do tubo de 150mm resultará uma profundidade de 1,50m para a vala

(desconsiderando a espessura da parede do tubo)

g) Diâmetro mínimo: pela norma é 100mm, mas adotar-se-á 150mm (maioria dos

municípios adota 150mm)

h) Vazão mínima de dimensionamento: adota-se, pela norma, 1,50 L/s, que é a vazão

associada a descarga de um vaso sanitário.

i) Determinação do diâmetro e declividade do trecho do coletor e verificação da

lâmina líquida e velocidade crítica.

j) Preenchimento da planilha de cálculo da rede de esgotos

Trecho 1-1

Vazão a montante: Qmi = Qmf = 0L/s

Vazão no trecho: Qti = 0,00164 x 89 = 0,146L/s

Qtf = 0,00334 x 89 = 0,297L/s

Declividade do terreno: It = 502,05 - 498,00 = 0,0455m/m

89

Imin = 0,005.Qi-0,47 = 0,0055.(1,5)-0,47 = 0,0045m/m

Observa-se de It é maior que Imin, assim, adota-se a declividade do terreno (It)

Sendo Qi e Qf menores que 1,5 L/s, adota-se este último valor.

Lâminas e velocidades: vide notas de aula, centro da página 70, e explicitar:

Relação h/D

Vi

Vf

Calcular tensão trativa para Qi (vide equação 6.1 página 79 notas de aula)

Uma vez apresentada a rotina de dimensionamento de uma rede de esgotos sanitários,

vamos agora aplicá-la aos dados relativos à nossa situação de projeto, apresentados no

topo da página 86, relativos à planta da rede representada na Figura 6.8.

O trecho 1-3, o primeiro a ser dimensionado, tem seus cálculos apresentados

digitalizados. Já os demais trechos por ora são apresentados com imagens das

verificações realizadas.



Trecho 1-3: Note que a montante deste trecho, temos os trechos 1-1 e 1-2, sendo que o

último deságua na cabeceira do trecho 1-3. Neste exercício, começaremos a acompanhar

o processo de dimensionamento assumindo que os trechos 1-1 e 1-2 já foram

dimensionados.

Qtotalf = 1,50 L/s Imin = 0,0055 (Qi)-0,47 = 0,0055(1,5)-0,47 = 0,0045 m/m

h/D = 0,50 Como a declividade It > Imin, adota-se It

I = It = 495,71 – 491,12 = 0,0478 m/m

96

h/D = 0,5 FH = 0,1558

Tab. RH/D = 0,2500

FH = (0,013).(1,5.10-3) .

(0,15)8/3.(0,0478)1/2

FH = 0,0140 h/D = 0,14, logo, h = 0,14.0,15 = 0,021m

Tab. RH/D = 0,0871, logo, RH = (0,15).(0,0871) = 0,0131

IRH ••= = (1.000).(0,0131).(0,0478) = 0,63 kgf/m2 = 6,3 Pa (ok! >1Pa)

Vf = I1/2.RH2/3 = 0,04781/2.0,01312/3 = 0,93m/s

n 0,013

Vc = 6 (g.RH)1/2 = 6 (9,81.0,0131)1/2 = 2,15 m/s

FH = 0,1558 = . nQ . Logo, D8/3 = (0,013) (1,50.10-3) = 0,06m

D8/3. I1/2 (0,0478)1/2 (0,1558)

Para D calculado 0,06m, adota-se o menor D comercial: 0,15m

Vf > Vc ok!

Vf > 5,0 m/s 0k! 489,64

489,62

Jus 1-3



O resultado do processo de dimensionamento dos trechos da rede foi lançado na tabela

6.3, apresentada a seguir.

Ao pé da referida tabela estão representados o recobrimento e profundidade do coletor.



Tabela 6.3: Rede Coletora de Esgoto Sanitário (Obs: profundidade do coletor = distância da superfície do solo até geratriz inferior externa).

(1) (2) (3) (4) (5) (6) (7) (8) (9) (10) (11) (12) (13) (14) (15) (16) (17)

Trecho Ext

(m)

Tx cont

linear

(L/s.km)

Cont.

do tr.

(L/s)

Vazão

mont.

(L/s)

Vazão

Jus.

(L/s)

Diam.

(mm)

I

(m/m)

Cota

terreno

(m)

Cota

coletor

(m)

Prof.

coletor

(m)

Y/D Prof.

singular.

jus.(m)

vi σi

(Pa)

vc

(m/s)

Obs

Inicial Inicial Inicial Inicial Mont Mont Mont Mont vf Final Final final Final Jus Jus Jus Jus

1-3 96 1,64 0,157 0,208 0,365 150 0,0478 495,71 494,21 1,50 0,14 1,50 0,93 6,3 2,15

3,34 0,321 0,424 0,745 491,12 489,62 1,50 0,14 0,93

1-4 50 1,64 0,082 0,365 0,447 150 0,0372 491,12 489,62 1,50 0,15 1,50 0,86 5,2 2,22

3,34 0,167 0,745 0,912 489,26 487,76 1,50 0,15 0,86

1-5 33 1,64 0,054 5,427 5,481 150 0,0515 489,26 487,74 1,52 1,52 12,5 2,92 QP1=4,98L/s

Início e

Final de

plano 3,34 0,110 5,892 6,002 487,56 486,04 1,52 0,28 1,46

2-1 90 1,64 0,148 - 0,148 150 0,0045 487,56 486,06 1,50 1,90 0,41 1,0 2,83

3,34 0,301 - 0,301 487,56 485,66 1,90 0,26 0,41

1-6 96 1,64 0,157 5,629 5,786 150 0,0277 487,56 485,55 2,01 2,01 7,9 3,17

3,34 0,321 6,303 6,624 484,90 482,89 2,01 0,34 1,19

(4) = (2)*(3)

(5) =

(6) = (4)+(5)

(8) = (10)Mont – (10)Jus Obs: Só define (8) após decidir (10) e (11)

(2)

(10) = (9) – (11)

NT N

T

Prof.

coletor

Recobrimento



6.11 CUSTO DAS OBRAS DE IMPLANTAÇÃO DE REDES DE ESGOTO

Tabela 6.3 - Custos percentuais das diversas etapas da obra para a execução das redes

de esgoto (Fonte: Sobrinho, 2000).

Etapa Atividade Custo (%)

Implantação da obra

(3,8%)

Canteiro e locação 0,6

Tapumes e sinalização 2,1

Passadiços 1,1

Valas

(61,2%)

Levantamento e pavimento 1,3

Escavação 10,6

Escoramento 38,8

Reaterro 10,5

Assentamento de

tubulações

(25,1%)

Transporte 0,4

Assentamento 4,1

Poços de Visita 15,5

Ligações prediais 4,6

Cadastro 0,5

Serviços Complementares

(9,9%)

Lastros e bases adicionais 0,7

Reposição de pavimento 9,1

Reposição de galerias de águas

pluviais

0,1

6.12 CONTROLE DE SULFETOS:

A seguir apresentam-se características dos sulfetos, pelas quais fica evidente a

necessidade de que os mesmos tenhas suas concentrações controladas.

- H2S: gás sulfídrico (sulfeto de Hidrogênio)

- A tensão trativa (> 1,5 Pa) praticamente inibe a formação de sulfetos em coletores

acima de 500 mm de diâmetro.

- Odor (ovo podre)

- Extremamente tóxico, corrosivo e precursor para a formação de H2SO4

- Concentrações de H2S (> 300 ppm): morte!

- Explosivo quando > 4,3 % no ar.

Tabela 6.4 - Riscos à saúde associados às concentrações de sulfetos.

Concentração (ppm) Possíveis danos associados 0,002 – 0,15 Faixa de odores perceptíveis

3 – 5 Significativos incômodos devido a odores

10 Número MAK

10 – 20 Problemas nas vistas, ardência dos olhos

> 45 Problemas graves às vistas

50 – 100 Incômodos às vias respiratórias e mucosas

> 150 Perda de olfato

200 – 500 Dores de cabeça, sonolência, tonturas, paralisia

Enjôo, demência

> 500 Afeta o sistema nervoso, paralisia do aparelho respiratório, perda de

memória e sentidos, câimbras e morte

> 900 Morte quase instantânea



7. ESTAÇÕES DE BOMBEAMENTO DE ESGOTOS

O conteúdo deste capítulo será complementado por uma palestra a ser proferida por um

fornecedor de bombas para água e esgotos.

7.1 FINALIDADE DAS EBE

Destinam-se à elevação de esgotos de níveis baixos para níveis altos, de forma a evitar o

aprofundamento excessivo de tubulações, encaminhando esses efluentes para cabeceiras

de rede, onde o recobrimento é mínimo. Também são adotadas para reversão de esgotos

de uma bacia de contribuição para outra, para descarga em interceptores, emissários, ETE

ou em corpos receptores, quando não for possível utilizar apenas a gravidade.

7.2 CÁLCULO DO VOLUME ÚTIL DO POÇO

De acordo com a P-NB-569, Anexo 1, o volume mínimo do poço de sucção deve ser:

4=

V

tQB

Onde:

V = volume do poço, em m3;

QB = vazão da bomba, em m3/minuto;

t = intervalo de tempo entre duas partidas consecutivas de uma bomba, mínimo de

10 minutos (6 partidas por hora). Recomenda-se consultar os fabricantes de

motores sobre o número máximo de partidas, qualquer que seja a potência do

motor, a fim de estabelecer para o projeto o tempo de ciclo (t).

Substituindo os valores, considerando t = 10 min, resulta:

BBB Q

QtQV =

=

= min5,2

4

min10

4, para uma bomba operando

Se duas bombas puderem ser operadas alternadamente, resultará:

BQV = min25,1

O tempo “t” resulta de duas parcelas: tp e tf, sendo:

tp = tempo de parada, ou necessário para o nível de água subir do mínimo de operação

até o nível máximo (bomba desligada):

aQ

Vtp = , onde Qa é vazão máxima afluente ao poço (m3/min);

tf = tempo de funcionamento, ou gasto para o nível de água descer desde o máximo até o

mínimo, quando desligará:

aB QQ

Vtf

−=

Assim:

aBa QQ

V

Q

Vt

−+=



Exemplo: Dimensionar o volume do poço de sucção de uma estação elevatória de

esgotos, sabendo que:

Qmáx = 80 l/s; Qmed = 44 l/s; Qmín = 22 l/s

A capacidade de bombeamento é de 100 l/s, sendo uma bomba operativa e outra de

reserva.

Solução:

a) Determinação do volume útil do poço de sucção, para funcionamento sempre da mesma

bomba (adotado t = 10min para tempo entre 2 partidas sucessivas, ou ciclo de

bombeamento):

V = 2,5min . QB = 2,5min . 0,100m3/s . 60s/min = 15 m3

b) Determinação do volume útil do poço de sucção, para funcionamento alternado das

duas bombas:

V = 1,25min . QB = 1,25min . 0,100 m3/s. 60s/min = 7,5 m3

c) Verificação:

c.1) Para operação sempre da mesma bomba:

min125,360080,0

15=

==

aQ

Vtp

min5,1260)080,0100,0(

15=

−=

−=

aB QQ

Vtf

t = 3,125 + 12,5 = 15,625 min (ok)

c.2) Para operação alternada das duas bombas:

min56,160080,0

5,7=

==

aQ

Vtp

min25,660)080,0100,0(

5,7=

−=

−=

aB QQ

Vtf

t = 1,56 + 6,25 = 7,81 min

Logo, os tempos de detenção máximos no poço serão 15,625 minutos com uma bomba,

ou 7,81 minutos com duas bombas.

d) Determinação do volume efetivo do poço de sucção:

dmef xTQV =

Vef = volume efetivo do poço de sucção, o qual considera o nível do fundo do poço

e o nível médio de operação das mesmas (m3);

Qm = vazão média de projeto afluente a EBE no início da operação (m3/min). A

vazão média no início da operação desconsidera o coeficiente de hora de maior

consumo (k2);

Td = tempo de detenção no poço (min), o qual deve ser menor do que 30 min.

d-1) efV = (44L/s).(3,125+12,5)min.60s/min = 41.250 L

d-2) efV = (44L/s).(1,56+6,25)min.60s/min = 20.618,4 L



tf = tempo de funcionamento de uma bomba

tp = tempo de parada da bomba

t = tempo entre entradas em operação de uma mesma bomba



8. ESGOTOS PLUVIAIS

Neste capítulo são abordados os métodos para dimensionamento de sarjetas e de galerias

pluviais. O dimensionamento destes elementos depende do coeficiente de runoff, que é

função do período de retorno T adotado pelo projetista. Para T = 5 a 10 anos, podem ser

usadas as tabelas abaixo.

Neste semestre você apreciará neste capítulo algumas inovações que começam a ser

adotadas nos sistemas de drenagem pluvial. Apresentar-se-ão casos de Porto Alegre, de

Buenos Aires e de Barcelona.

Tabela 8.1: Coeficientes de runoff para distintos tipos de áreas.

Descrição da área Coeficiente de runoff

Área comercial central 0,70 a 0,95

Área comercial em bairros 0,50 a 0,70

Área Residencial

Residências isoladas 0,35 a 0,50

Unidades múltiplas (separadas) 0,40 a 0,60

Unidades Múltiplas (conjugadas) 0,60 a 0,75

Lotes com 2.000 m2 ou mais 0,30 a 0,45

Área com prédios de apartamentos 0,50 a 0,70

Área industrial leve 0,50 a 0,80

Área industrial pesada 0,60 a 0,90

Parques, cemitérios 0,10 a 0,25

Playgrounds 0,20 a 0,35

Pátios de estradas de ferro 0,20 a 0,40

Áreas sem melhoramentos 0,00 a 0,30

Tabela 8.2: Coeficientes de runoff para distintos tipos de superfície.

Característica da superfície Coeficiente de runoff

Ruas com pavimento asfáltico 0,70 a 0,95

Ruas com pavimento de concreto 0,80 a 0,95

Passeios 0,75 a 0,85

Telhados 0,75 a 0,95

Terrenos relvados (solos arenosos)

Pequena declividade (2%) 0,05 a 0,10

Média declividade (2% a 7%) 0,10 a 0,15

Forte declividade (7%) 0,15 a 0,20

Terrenos relvados (solos pesados)

Pequena declividade (2%) 0,15 a 0,20

Média declividade (2% a 7%) 0,20 a 0,25

Forte declividade (7%) 0,25 a 0,30

8.1 CAPACIDADE DE CONDUÇÃO HIDRÁULICA DE RUAS E SARJETAS

A capacidade de condução da rua ou da sarjeta pode ser realizada de duas formas

diferentes:



a) a água escoando por toda a calha da rua;

Figura 8.1: escoamento por toda a calha da rua.

b) a água escoando só pelas sarjetas.

Figura 8.2: escoamento só pela sarjeta.

Para a primeira hipótese (figura 8.1), admite-se:

- Declividade do leito carroçável da rua (seção transversal): IT = 3 %

- Altura d’água na sarjeta...................................................: y0= 0,15 m

Para a segunda hipótese (figura 8.2), admite-se: IT = 3 %

y = 0,10 m

O dimensionamento hidráulico pode ser realizado pela expressão de Strickler-Manning:

3/22/1

HL RIKV =

Onde:

V = velocidade da água na sarjeta, em m/s;

IL = declividade longitudinal da rua, em m/m;

K = adotado igual a 60, para os pavimentos comuns das vias públicas.

RH = em m (RH = Am )

Pm

Exemplo: Para uma determinada rua, cuja declividade longitudinal (IL) da rua é 0,5% e a

declividade transversal do leito carroçável é de IT = 3 %, definir:

a) a capacidade máxima de transporte pela calha;

b) a capacidade máxima de transporte pelas sarjetas.

Admitir:

- altura global da guia (y0) = 0,15 m

- altura de água na sarjeta (y) = 0,10 m

- declividade longitudinal da rua (IL) = 0,005 m/m



Solução:

a) Primeiro caso (capacidade global da calha da rua):

VAQ = e, 3/22/1

HL RIKV =

3/22/1

HL RIKAQ =

y0 = 0,15 m b = 0,15 = 5,0 m

IT = 0,03 m/m 0,03

Am = y0 x b = 0,15 x 5,0 = 0,375 m2

2 2

Pm = 0,15 + ( 0,15 )2 + ( 5,0 )2 1/2 5,15 m

RH = Am = 0,375 = 0,0728 m

Pm 5,15

Q = 0,375 . 60 . (0,005)1/2 . (0,0728)2/3 = 0,277 m3/s = 277 l/s

Para toda a rua, ou seja, para os dois lados da rua, tem-se:

Q = 0,277 . 2 = 0,554 m3/s = 554 l/s

b) Segundo caso (capacidade das sarjetas para y = 0,10 m):

y = 0,10 m b = 0,10 = 3,33 m

IT = 0,03 m/m 0,03

Am = yx b = 0,10 x 3,33 = 0,167 m2

2 2

Pm = 0,10 + ( 0,10 )2 + ( 3,33)2 1/2 3,43 m

RH = Am = 0,167 = 0,0485 m

Pm 3,43



Q = 0,167 . 60 . (0,005)1/2 . (0,0485)2/3 = 0,094 m3/s

Para duas sarjetas (ambos os lados da rua):

Q = 0,094 . 2 = 0,188 m3/s = 188 l/s

8.2 BOCAS DE LOBO

As bocas de lobo são os pontos de admissão das águas de chuva à rede pluvial. Localizam-

se junto ao meio-fio. Em caso de topografia acidentada sua localização deve ser

procedida com cuidados. As caixas existentes junto a cada boca de lobo devem ter a

geratriz inferior do tubo de saída elevada em relação ao fundo das caixas, a fim de

possibilitar a retenção de areia, que deve ser periodicamente removida pelas equipes de

manutenção do sistema.

Figura 8.3: Locação de Caixas de Ligação

A locação das bocas de lobo atende as recomendações que seguem:

a) serão locadas em ambos os lados da rua quando a saturação da sarjeta o requerer,

ou quando forem ultrapassadas as suas capacidades de engolimento;

b) serão locadas nos pontos baixos das quadras:

c) recomenda-se adotar um espaçamento máximo de 60m entre as bocas de lobo,

caso não seja analisada a capacidade de escoamento da sarjeta;

d) a melhor solução para a instalação de bocas de lobo é em pontos pouco a montante

de cada faixa de cruzamento usada pelos pedestres, junto as esquinas;

e) não é conveniente a sua localização junto ao vértice de ângulo de interseção das

sarjetas de duas ruas convergentes pelos seguintes motivos; os pedestres para

cruzarem uma rua, teriam que saltear a torrente num trecho de máxima vazão

superficial; as torrentes convergentes pelas diferentes sarjetas teriam como

resultante um caudal de velocidade em sentido contrário ao da afluência para o

interior da boca de lobo.

BL......... Boca de Lobo

CL......... Caixa de Ligação

PV......... Poço de Visita



8.2.1 Tipos de bocas de lobo

As bocas de lobo podem ser classificadas em três grupos principais:

- Bocas de meio-fio, ou ralos de guias: é a solução mais frequentemente observada

em Porto Alegre, ainda que em muitos casos não sejam dotadas do indispensável ralo,

que evita o ingresso de corpos estranhos para o sistema, como garrafas PET. A figura

abaixo representa uma boca de meio-fio, ou ralo de guia.

Figura 8.4: boca de meio-fio ou ralo de guia.

- Ralos de sarjetas (grelhas): a figura que segue representa o que vem a ser o ralo

de sarjeta:

Figura 8.5: ralo de sarjeta.

- Ralos combinados: este tipo de boca de lobo seria uma combinação dos dois

casos anteriores, tendo-se um ralo na sarjeta e outro, de mesma largura, no meio-fio. Este

tipo de boca de lobo caracteriza-se por uma grande capacidade de admissão de água.

Figura 8.6: ralo combinado.

Ralo

L

Ralo

b

Ralo

b



8.2.2 Capacidade de engolimento em pontos baixos de sarjetas

Com relação à capacidade de engolimento, deve-se atentar que em terrenos planos a água

pode se aproximar pelos dois lados da sarjeta, como se vê na figura seguinte, que

apresenta uma vista frontal de uma boca de lobo (BL) de meio-fio.

‘

Figura 8.7: aproximação da água pelos dois lados da sarjeta.

a) Boca de lobo de entrada pela guia:

Se a água que se acumula sobre a boca de lobo gerar uma altura menor que a abertura na

guia, este tipo de boca (figura 8.4) pode ser considerada um vertedor e sua capacidade de

engolimento será:

2/37,1 YLQ =

onde:

Q = vazão de engolimento, em m3/s;

1,7 = coeficiente de descarga, adimensional;

Y = altura d’água, próximo a abertura na guia, em m;

L = comprimento da soleira, em m.

Deve-se executar uma depressão de alguns centímetros nas imediações da boca. A

solução expedita (gráfica) do problema pode ser obtida mediante o uso da figura 8.8.

Quando a altura d’água “y” sobre o local for maior do que o dobro da abertura na guia,

a vazão é calculada por:

Q = 3,101 . L . h1/2 (Y’/h)1/2

onde :

L = comprimento da abertura, em m;

h = altura da BL na guia, em m;

Y’= carga no meio da abertura da guia, em m (Y’ = Y - h/2)

BL



b) Boca de lobo com grelha:

Um padrão adotado com freqüência para as bocas de lobo com grelha é 0,29m de altura

por 0,87m de comprimento (para FoFo). A grelha funciona como um vertedor de soleira

livre, para profundidade de lâmina até 12 cm. Se um dos lados for adjacente à guia, este

lado (L) deve ser excluído do perímetro da mesma. A vazão é:

2/37,1 YPQ =

onde:

Y = altura d’água na sarjeta, sobre a grelha, em m;

P = perímetro do orifício, em m.

Para profundidades de lâminas maiores que 12 cm, a vazão, em m3/s, será:

2/191,2 YAQ =

onde:

A = área da grade, excluídas as áreas ocupadas pelas barras, em m2;

Y = altura d’água na sarjeta, sobre a grelha, em m.

Obs: Para h < y < 2h, a boca de lobo funciona em condição de transição, instável e

indefinido, entre vertedor (Q = 1,7.P.Y3/2) e orifício (Q = 2,91.A .Y1/2).

c) Bocas de lobo combinadas (entrada pela guia e pela grelha):

A capacidade teórica de esgotamento das bocas de lobo combinadas, é aproximadamente

igual ao somatório das vazões pela grelha e pela abertura na guia, consideradas

isoladamente.

Exemplo: Seja dimensionar a boca de lobo, para uma vazão de 94 l/s na sarjeta e uma

lâmina de água de 0,10 m. A depressão no local da boca de lobo é de 5 cm. A altura da

abertura na guia é a abertura padrão de 15cm.

Solução “a”: Como boca de lobo de guia (caso a, pág. 81):

a.1) Da equação Q = 1,7 . L . Y3/2 (vide ítem 8.2.2, sub-ítem a) resulta:

L = Q = 0,94 = 1,75 m

1,7 (Y)3/2 1,7 (0,10)3/2

Logo, haverá a necessidade de um comprimento de 1,75 m de soleira. Pode-se optar por

duas bocas de lobo padrão, com 1,0 m cada, e guia com h = 0,15 m.

Passeio

Grelha adjacente

à guia



a.2) Graficamente (atentar para simbologia da figura 8.8, onde h é altura da abertura

na guia):

Da figura 8.8, retira-se (válida só para depressão a = 5 cm):

Y0/h = 0,10 0,67

0,15

- Q/L = 55 l/s.m

Como Q = 94 l/s, L = 94 = 1,71 m; Resultado praticamente igual ao anterior.

55

Figura 8.8: Capacidade de esgotamento das BL simples com depressão 5cm em pontos

baixos das sarjetas.



Solução “b”: Como boca de lobo de grelha (caso b, pág. 82)

b.1) Da equação Q = 1,7 . P . Y3/2 (vide ítem 8.2.2, sub-ítem b) resulta:

P = Q = 0,094 = 1,75 m

1,7(Y)3/2 1,7(0,10)3/2

P = 2 ( a + b ) (conforme figura 8.5)

Admitindo uma face “a” adjacente à guia, vem, para b = 0,29 m (padrão):

P = a + 2.b 1,75 = a + 2 . 0,29

a = 1,75 - 0,58 = 1,17 m

Utilizam-se duas grelhas padrão (0,29m de largura e 0,87m de comprimento)

c) Como boca de lobo combinada:

Admitindo-se boca de lobo de guia padrão:

Y = 0,15 m

L = 1,0 m

E admitindo boca de lobo de grelha padrão:

a = 0,87 m

b = 0,29 m

Obtém-se para BL guia (caso a, pág. 81):

Q = 1,7 . L . Y3/2 = 1,7 . 1,0 . (0,10)3/2 = 0,054 = 54 l/s

Resultando para BL grelha:

Q = 1,7 . P . Y3/2 = 1,7 . ( 0,87 + 0,58 ) . ( 0,10 )3/2 = 0,078 = 78 l/s

como:

Qglobal = 54 + 78 = 132 l/s 94 l/s (ok)

8.2.3. Capacidade de engolimento em pontos intermediários das sarjetas

Engolimento pelas BL em pontos intermediários das sarjetas, é o caso em que as sarjetas

estão em ruas em declive, e toda a vazão aflui à sarjeta por um único lado. Neste caso as

BL são dimensionadas para engolir de 90 a 100 % da vazão afluente. A vazão não captada

escoará pela sarjeta em direção à BL seguinte. Cabe ressaltar que, por segurança, todas

as BL devem ser dimensionadas considerando uma redução no valor teórico de

esgotamento, como sugerido na tabela abaixo.



Tabela 8.3: Percentual de esgotamento (coeficientes de redução) nas BL devido a

obstruções por detritos, irregularidades nos pavimentos e hipóteses de cálculo não

correspondendo à realidade.

Local da BL

nas sarjetas

Tipo de BL % de esgotamento sobre o

valor teórico

Ponto baixo Simples

Com grelha

Combinada

80

50

65

Ponto

intermediário

Simples

Grelha longitudinal

Grelha transversal, ou longitudinal com

barras transversais

Combinada

80

60

50

110% dos valores indicados

para a grelha correspondente

8.2.3.1. Engolimento por boca de lobo simples com depressão (a)

A Figura 8.9 (vide pág. seguinte – Fonte Drenagem Urbana, Manual de Projeto –

CETESB, 1986) apresenta as grandezas características de uma BL simples, com a sarjeta

em depressão (a), instalada em trechos intermediários. A vazão esgotada é dada por:

gyyCKL

Q••+= )( , onde K e C são adimensionais

Para L1 = 10a, L2 = 4a, W = 8a, o valor de K será 0,23, o valor de C é dado por:

2

12,1

45,0XF

C = , onde: tga

LX

•= e F é o número de Froude, dado por:

gy

VF = , ou

−= 122

y

EF

Onde ygA

Qy

g

VE +=+=

2

2

02

2

)(

2

Obs: se L2 = 4a, e a = b, a primeira equação apresentada no item 8.2.3.1. terá uma outra

forma, como apresentado em Drenagem Urbana, Manual de Projeto – CETESB, 1986,

pág. 287.

8.2.3.2. Engolimento por boca de lobo simples sem depressão (a = 0)

Neste caso, C = 0, y = y0 e tg = tg 0 . Os valores de K são função de tg 0 , como

segue:

Tabela 8.4: Valores de K em função de tg 0

tg 0 . K

12 0,23

24 0,20

48 0,20

Obs: e 0 são apresentados na Figura 8.9. A vazão admitida pela BL, será dada por:



00 ygyKL

Q•••=

Onde: tan=Z e, 2/13/8375,0 tiy

n

ZQ ••••=

Exercício: Dimensione uma BL simples sem depressão, em ponto intermediário de

sarjeta, para: Q0 = 28 L/s; n = 0,016; i = 0,03m/m; it = 0,02m/m; tg 0 = 24; W= 30cm.

Calcule o comprimento da BL para 90% e 100% de esgotamento do valor teórico (sem

detritos...)

Solução: As vazões para 90% e 100% de esgotamento do valor teórico, serão:

Figura 8.9: Bocas de lobo simples, em pontos intermediários das sarjetas.

L

L2



Q90 = 28/0,9= 31 L/s

Q100 = 28/1,0 = 28 L/s

Com o emprego das equações apresentadas no item 8.2.3.2, tem-se:

tan=Z = 30/1,25 = 24

Arbitram-se valores para y (como é sem depressão, y = y0)

a) Dimensionamento para Q = 31 L/s (admissão de 90% da vazão teórica)

Para y = 4 cm, tem-se: (na fórmula abaixo entra a declividade longitudinal “ï” da sarjeta,

bem como a declividade perpendicular, esta na forma da variável Z)

2/13/8375,0 iyn

ZQ •••= = 2/13/8 03,004,0

016,0

24375,0 ••• = 0,018m3/s = 18 L/s

Para y = 4,9 cm, tem-se:

2/13/8 03,0049,0016,0

24375,0 •••=Q = 31 L/s

Então: 00 ygyKL

Q•••= , onde K = 0,20, em função de tan 0 = 24 (tabela 8.4)

049,081,9049,020,0 •••=L

Q = 0,0068 m3/s.m = 6,8 L/s.m

Para Q/Q0 = 90%, tem-se L = (31L/s)/(6,8 l/s.m) = 4,56 = 4,6m (largura BL, com y =

4,9cm). Adota-se uma altura para a abertura de 14cm, que é um valor usual.

b) Dimensionamento para Q = 28L/s (admissão de 100% da vazão teórica)

Para y = 4,7 cm, tem-se:

2/13/8 03,0047,0016,0

24375,0 ••••=Q = 28 L/s

Então: 00 ygyKL

Q•••= , onde K = 0,20, em função de tan 0 = 24 (tabela 8.4)

047,081,9047,020,0 •••=L

Q = 0,0064 m3/s.m = 6,4 L/s.m

Para Q/Q0 = 100%, tem-se L = (28L/s)/(6,4 l/s.m) = 4,38m (largura BL, com y = 4,9cm).

Adota-se uma altura para a abertura de 14cm, que é um valor usual.



8.2.4. Soluções inovadoras

Algumas cidades estão adotando soluções inovadoras para as sarjetas de drenagem

pluvial, e com isto criando um sistema viário mais confortável, pois não mais existe

desnível entre o passeio o e leito carroçável das ruas, onde circulam os veículos. As

figuras a seguir ilustram esta situação adotada em Buenos Aires, Argentina.

Figura 8.10: Canaletas contínuas, cobertas por

grades em toda a sua extensão...

Figura 8.11: ...tornam-se praticamente à prova das

obstruções por resíduos, que afetam as bocas de

lobo tradicionais.

Figura 8.12: Sarjeta inovadora, no centro do passeio, com duas declividades opostas em

direção ao centro do passeio, em Buenos Aires.

Houve um tempo em que, em Porto Alegre, os passeios eram impermeabilizados em toda

a sua largura. Atualmente, em função de sua largura, o mesmo conta com uma ou duas

faixas permeáveis. A Figura 8.13 apresenta um passeio em Porto Alegre com duas faixas

permeáveis.



Figura 8.13: Passeio com atenções visando incrementar a

permeabilidade em pavimentos urbanos.

Em Porto Alegre está sendo testada uma boca de lobo adaptada para reter resíduos. A

mesma, que pode ser apreciada nas Figuras 8.14 e 8.15, tem uma plataforma, no interior

da caixa, que retém resíduos. A limpeza desta boca de lobo pode ser feita de forma rápida

e segura, dispensando a remoção das tradicionais lajes de concreto que cobrem a caixa da

boca de lobo. Ressalte-se que esta boca de lobo adaptada agrega valor paisagístico aos

passeios. Sua cobertura vegetal subsiste pelo menos uma semana sem irrigação, graças às

atenções para com o meio que aloja o sistema radicular da vegetação.

Figura 8.14: BL antes da adaptação, com

cobertura de quatro lajes de concreto...

Figura 8.15: ...e após, notando-se que duas das

lajes que cobriam a caixa foram suprimidas.

Figura 8.16: Com a simples remoção dos painéis

laterais, o acesso ao interior da caixa é...

Figura 8.17:...facilitado, para que os resíduos

retidos possam ser retirados.



8.3 GALERIAS CIRCULARES

Há duas hipóteses para locação de coletores de águas pluviais: ou sob o passeio, ou sob o

eixo da via pública. O recobrimento mínimo sugerido é de 1,00m sobre a geratriz superior

externa do tubo, devendo permitir a ligação dos tubos de escoamento das bocas de lobo,

cujo recobrimento mínimo é de 0,60m.

8.3.1 Aspectos gerais

Da hidráulica sabemos que

Q = A . V e V = RH2/3 . I1/2 ou V = K . RH

2/3 . I1/2

n

Sabe-se também que, em um tubo funcionando à seção plena, tem-se:

RH = D/4

Deduz-se assim uma equação para “D”:

Q = A.V ; n

IRV H

2/13/2

= ; 213

2

4

1I

D

nV

=

3/5

3/82/1

21

3/22

44

1

4

DI

nI

D

n

DQ

=

=

8/3

2/1

8/3

2/1

8/3

2/1

3/5

5483,1,,5483,14

=

=

=

IK

QDou

I

nQ

I

nQD

Seja calcular a galeria circular necessária para a condução da vazão de 94 l/s, sendo I=

0,001 m/m. Adotar “n” de Manning igual a 0,013 (equivaleria a “K” de Strickler-Manning

igual a 76,9).

Solução:

457,0001,0

013,0094,05483,15483,1

8/3

2/1

8/3

2/1=

=

=

I

nQD

Como DN 500 DN 457, a lâmina não será 100 %. Há que se obter os elementos para o

tubo parcialmente cheio.

FH = Q . n = 0,094 . 0,013 = 0,2453

D8/3.I1/2 (0,500)8/3. (0,001)1/2

Para FH = 0,2453 , RH /D= 0,2917 e h/D = 0,67

RH = 0,2917 . 0,500 = 0,146 m; smn

IRV H /67,0

013,0

)001,0()146,0( 2/13/22/13/2

=

=

=

8.3.2. Modelo de cálculo para determinação de vazões de galerias pluviais em áreas

urbanas

O modelo adotado é o chamado Método Racional, dado pela expressão:



Q = 2,78 . C . I . A

onde:

Q = vazão, em l/s;

C = coeficiente de escoamento superficial (adimensional), coeficiente de Runoff;

I = intensidade de chuva, mm/h;

A = área da bacia, em ha.

A intensidade de chuva I (equação anterior) é particular para cada localidade. A figura

seguinte apresenta as curvas de intensidade (I) e duração, para diversos períodos de

recorrência em Porto Alegre.

Figura 8.18: Curvas intensidade x duração x freqüência para Porto Alegre-RS.

(Fonte: DMAE).



Cada par de bocas de lobo é ligado a um PV, conforme observa-se na figura 8.3. O

espaçamento entre pares de bocas de lobo deve ser 50 m.

As caixas de ligação, observadas na figura 8.3, são usadas quando são necessárias bocas

de lobo intermediárias em uma quadra, para evitar chegar a um PV com mais de quatro

tubos. As caixas de ligação diferem de um PV por não serem visitáveis.

A distância máxima entre PV é referida na tabela 8.5, que vale para São Paulo. Cada

município costuma ter distâncias limite próprias, geralmente inferiores as da tabela 8.5.

Em Porto Alegre, por exemplo, o caderno de encargos do DMAE, estabelece a distância

entre PV no item 5.16, anexos 5.12 a 5.18. O referido caderno pode ser baixado pela

Internet do site do DEP ou do site da ABTC.

http://lproweb.procempa.com.br/pmpa/prefpoa/dep/default.php?p_secao=47

www.abtc.com.br/publicacoes/1.pdf

Tabela 8.5: Distância máxima entre PVs (fonte: DAEE/CETESB, 1980).

D(m) Distância máxima (m)

0,30 120

0,50 150

≥1,00 180

A chuva de projeto deve ser adotada para um período de retorno ou de recorrência de 5

anos; a sua duração, que se confundirá com o tempo de concentração, deve ser fixado

para as cabeceiras de rede em 10 minutos.

O tempo de percurso em cada trecho é dado pela expressão:

tp = L__

V . 60

onde:

tp = tempo de percurso, em minutos;

L = comprimento do trecho, em m;

V = velocidade no trecho, em m/s.

De uma curva Intensidade/Duração/Frequência, retira-se para 10 minutos e período de

retorno de 5 anos, a intensidade da chuva de projeto, e com a definição do coeficiente de

runoff e da área de drenagem, calcula-se a vazão a ser drenada. A medida que se avança

nos trechos, o tempo vem sendo acumulado (tempo de duração = tempo de concentração),

de forma que a intensidade da chuva diminui (é uma exponencial inversa). Quando se

encontra um PV que recebe concomitantemente vazões de vários trechos, não se somam

esses tempos, mas adota-se àquele de maior valor; isso leva a uma chuva de menor

intensidade, mas como as áreas drenadas vêm sendo acumuladas, a vazão cresce.

Para bacias externas grandes, pode-se adotar como tc = td inicial a: (Fórmula de Kirpich) 385,0

3

57

=

H

Ltc

onde:

L = comprimento do talvegue, em km;

H = máximo desnível ao longo de L, em km

http://lproweb.procempa.com.br/pmpa/prefpoa/dep/default.php?p_secao=47

http://www.abtc.com.br/publicacoes/1.pdf



O coeficiente de runoff varia de 0,10 a 0,95, sendo comum a adoção de valores como 0,60

e 0,70. As chuvas de projeto podem ser obtidas das curvas constantes do Manual de

Drenagem Urbana da CETESB, onde as mesmas constam em mm/min (basta transformá-

las em mm/h).

Exercício: Aqui será abordada a rotina de dimensionamento hidráulico de galerias

pluviais, considerando-se a planta apresentada, da cidade de Alegrete-RS. T = 5 anos;

c = 0,60 (runoff).

Obs: este exercício, aqui incompleto, será distribuído em versão impressa.

A1 = A4 = A7

A2 = A5 = A8

2A3 = A6 =A9

60m 60m 60m

A1 A4 A7

sarjeta

sarjeta

PV2 PV3 PV4

PV1 PV3-1 PV4-1

instituto de pesquisas hidrÁulicas universidade …avasan.com.br/pdf/iph_212_20182s-modulo2.pdf ·...

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