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SISTEMAS DE TRATAMENTO DE ÁGUA E ESGOTO
CURSO DE ENGENHARIA AMBIENTAL
UNIVERSIDADE FEDERAL DO PARANÁ
ESTRUTURA DO TRABALHO
E EXERCÍCIOS EXEMPLO
PROFESSOR DANIEL COSTA DOS SANTOS
CURITIBA 2018
1
ESTRUTURA DO TRABALHO
2
ENUNCIADO: Conceber os sistemas de saneamento para o Município Primavera,
seguindo as etapas conforme segue.
I DADOS INTRODUTÓRIOS
1 Caracterização da área de estudo
O cenário em questão é a área central do Município Primavera, situado no Paralelo 15,
distante 250 Km da costa do oceano Atlântico estando, em média, 210 m acima do nível
do mar. Registros históricos apontam que o Município Primavera teve sua origem na
ocupação de imigrantes por volta do século XIX, de áreas da bacia hidrográfica,
atualmente conhecida como Primavera. Isto caracterizou o município como
eminentemente rural até meados do século XX, quando começou a instalação de um
pólo industrial na região, à sudeste da área urbana. Este pólo industrial impulsionou a
economia local, cuja conseqüência foi a crescente urbanização do espaço. No entanto,
tal processo de urbanização foi planejado uma vez que no início do mesmo foram
estabelecidas algumas diretrizes para a ocupação do solo, as quais, posteriormente,
transformaram-se no Plano Diretor vigente até a atualidade.
O perfil econômico do município é composto por atividades primárias e secundárias. As
atividades primárias são essencialmente agrícolas, enquanto a atividade secundária
predominante é o agronegócio. Prevendo a expansão destas atividades, o Plano Diretor
do Município dispõe, em seu zoneamento, sobre a Zona Industrial. No município ocorre
anualmente a Festa do Produtor, onde vários tipos hortaliças, frutos e cereais são
comercializados a preços subsidiados para a atração de investimentos externos. No
entanto, trata-se também de um momento para o júbilo da cultura local, fato que
propicia o estreitamento de laços entre os habitantes e contribui para a construção da
identidade para o município.
As condições de saúde e educação públicas podem ser consideradas satisfatórias, sendo
reduzidas a mortalidade infantil e a taxa de analfabetismo, respectivamente. Isto reflete
ao fato que existem postos de saúde e hospitais em número que atende razoavelmente a
população, além de escolas que conseguem oferecer ensino com certa qualidade e de
forma democrática. Cabe ainda destacar que há suficiente rede de serviços em geral,
como bancos, restaurantes, hotéis, comércio, entre outras especialidades.
Referente aos aspectos naturais da região do Município Primavera, o solo é
predominantemente argiloso e com escassa cobertura vegetal nas margens dos rios,
tanto nativa quanto de plantio. O relevo é acidentado e os ventos predominam na
direção norte-sul, sentido norte. A temperatura média mínima é de 25oC e a média
máxima de 35oC. Quanto a hidrografia cabe destaque ao rio principal da região e a
represa próxima à área urbana.
Observar a carta topográfica da área sob estudo no Anexo I.
3
As quadras de número 01, 03 e 07 são compostas por residências unifamiliares com
densidade de 5 hab/domicílio. A quadra de número 02 é composta por edifícios
comerciais e uma escola. As quadras 04 e 05 são compostas por residências
multifamiliares de até 06 pavimentos, 04 apartamentos por pavimento e densidade igual
à 04 hab/domicílio. O condomínio fechado possui uma densidade igual à 5
hab/domicílio.
2 Caracterização da infraestrutura sanitária existente
Existem poucos poços artesianos instalados pela cidade que atendem pequenas redes de
distribuição. Estes sistemas têm funcionado de forma muito precária.
Na área urbana, no que se refere à infraestrutura sanitária, destaca-se que o sistema de
abastecimento de água é composto por poços artesianos que atendem pequenas redes de
distribuição. Observa-se que tais sistemas estão apresentando uma série de problemas
operacionais, principalmente aqueles referentes às perdas físicas de água nas redes de
distribuição. Uma das razões deste problema é que são redes antigas em FoF
o, condição
esta que também tem influenciado na qualidade da água potável oferecida à população,
o que tem suscitado muitas reclamações. Em síntese, trata-se de um sistema que
necessita ser totalmente recuperado.
Quanto ao esgotamento sanitário da área urbana, observa-se que não há sistema
coletivo, mas sim sistemas domiciliares em muitas residências, especificamente tanques
sépticos seguidos de sumidouro. Considerando que o solo é predominantemente
argiloso, a infiltração, e posterior percolação, não são adequadas. Logo, consideráveis
volumes dos efluentes dos tanques sépticos escoam pelo sistema de drenagem urbana
até serem descarregados nos rios.
Já o sistema de limpeza pública existe, mas não é eficiente, considerando que não há
coleta seletiva e que a disposição final dos resíduos é em um “lixão”. Além disso,
muitos resíduos são dispostos nas ruas, sendo que, após chuvas, são conduzidos às redes
de drenagem e, conseqüentemente, aos rios. Assim, sob influência da inserção indevida
do esgoto sanitário e da limpeza pública ineficiente, o sistema de drenagem urbano
apresenta uma série de problemas, causando desde enchentes em função de obstruções
nas tubulações até a poluição difusa sobre os rios.
3 Levantamento dos estudos e planos existentes
O município em questão não dispõe de estudos e planos detalhados para a concepção da
infraestrutura sanitária.
4 Estudo populacional e projeções das demandas
A população atual estimada para a área do município é de 2574 habitantes. A taxa
geométrica de crescimento populacional é de 2,0 %. A cobertura prevista é de 100% e o
alcance de 15 anos a partir de 2018. O método de previsão para estimativa é o
Geométrico, cuja formulação é a seguinte:
P = P0 (1 + g)T
,
4
sendo P a população ao final do alcance, Po a população inicial, g a taxa geométrica de
crescimento e T o alcance.
5 Estudo dos mananciais
5.1 Manancial Subterrâneo:
O único poço artesiano cadastrado na agência de águas local está descrito na Tabela
que segue:
Tabela: Características dos Poços Artesianos
Variáveis de Projeto
Poço Qout
(L/s)
NE
(m)
ND
(m)
P
(m)
T
(h)
Du
(m)
L
(m)
H
(m)
p1 10,2 67 50 112 24 --- 110 --- Qout: vazão outorgada; NE: nível estático; ND: nível dinâmico; P: profundidade do poço;
T: duração de adução; Du: diâmetro útil do poço; L: extensão da adutora conectada ao poço; H:
desnível da adutora conectada ao poço
Quanto à qualidade da água nesses poços, conforme boletim de resultados de análise
físico-química da água, os parâmetros destacados são os seguintes conforme Tabela
sequente:
Tabela: Qualidade da Água do Manancial Parâmetros Dados do
Manancial
Portaria 2914 / Ministério da Saúde
(VMP)
PH 7,9 6,5 a 8,5
Cor (UH) 5,0 5,0
Turbidez (UT) 3,6 1,0 *
Odor Não Objetável Não Objetável
Dureza Total mg/L CaCO3 28 500
* Segundo a Portaria em questão, “o VMP (valor máximo possível) de 5,0 UT é permitido em
pontos da rede de distribuição se for demonstrado que a desinfecção não é comprometida pelo uso
desse valor menos exigente.” Logo, será admitido neste trabalho que a desinfecção não está
comprometida e, isto posto, a água extraída e desinfectada é considerada boa para consumo.
5.2 Manancial Superficial:
Os possíveis pontos de outorga A, B e C apresentam as seguintes características:
a) Denominação da Bacia Hidrográfica: Primavera; Região: Cidade Primavera
b) Estimativa das Vazões Médias (Q’) e Vazões de Referência (Q95%): A
intensidade pluviométrica anual na região é na ordem de 1721,6 mm/ano. A bacia
hidrográfica tem como principal rio o Ribeirão Primavera, estando entre seus
afluentes principais o Córrego das Flores. Com as medidas históricas de vazões
nestes rios foi possível estimar vazões médias anuais por local de medição. Assim,
conforme ilustração em anexo, existem três pontos de medição de vazão: pontos A,
B e C. O ponto A está situado no Ribeirão Primavera a montante da foz do Córrego
das Flores e tem um Q’ medido de 1,97 m3/s e Q95% igual a 0,246 m³/s. O ponto B
está situado no Córrego das Flores, próximo à sua foz, e tem um Q’ medido de 0,65
m3/s e Q95% igual a 0,081m³/s. O ponto C se encontra no Ribeirão Primavera, à
5
jusante da foz do Córrego das Flores, e tem um Q’ medido de 2,85 m3/s e Q95%
igual a 0,356 m³/s.
c) Estimativa da Vazão Q outorgada:
A Agência de Águas local estabelece que, para o ponto de captação solicitado pela
concessionária, a vazão máxima a ser captada Q poderá ser 50% do Q95%
disponível na seção de captação, portanto:
Qoutorgável i = 0,5.(Q95%)i – Qnão disponível i
Qnão disponível i = Σ Qoutorgadas m + Σ Qoutorgadas j
Onde:
- Qoutorgável i é a vazão máxima que pode ser outorgada na seção i do corpo
hídrico;
- (Q95%)i é a vazão natural com permanência de 95% do tempo na seção i;
- Σ Qoutorgadas m é a somatória das vazões outorgadas a montante da seção i;
- Σ Qoutorgadas j é a somatória das vazões outorgadas a jusante, que dependem
a vazão na seção i.
Existe uma indústria que capta 20 l/s de água para seu consumo interno à montante
do ponto A.
d) Qualidade da Água:
Conforme a Resolução 357 do CONAMA o Ribeirão Primavera no ponto de
captação é considerado de Classe 02.
II DIRETRIZES PARA A RESOLUÇÃO
Seguir as seguintes etapas:
1ª Concepção do sistema de abastecimento de água
Conceber um sistema de abastecimento de água composto por dois
setores. O Setor 1 deve apresentar captação de água subterrânea
enquanto o Setor 2 deve utilizar a captação outorgada no Ribeirão
Primavera ou no Córrego das Flores .
2ª Estimativa das Vazões nos Trechos do Setor 02
Estimar as vazões nos trechos do Setor 02 considerando qu e o consumo per capita efetivo da população a ser admitido seja a média dos
respectivos consumos dos integrantes do grupo . O índice de perdas na
rede de distribuição deve ser considerado na ordem de I = 40%. Já para o
índice de perdas na ETA considerar I%ETA = 5,0 %. Para os coeficientes de
variação do consumo são admitidos os valores K1 = 1,2 ; K2 = 1,6 e K3 = 0,5. A partir
destas estimativas de vazões desenvolver e discutir o balanço hídrico Oferta x Demanda
para este Setor 2. Seguir a sequência do Exercício Exemplo I.
6
3ª Concepção e Dimensionamento da Rede de Distribuição do Setor 2
Conforme o Exercício Exemplo II, lançar a rede ramificada do sistema de captação de
água superficial e dimensioná-la a partir da estimativa do nível mínimo de água no
reservatório. Para a definição deste nível mínimo considerar o maior obtido dentre o
ponto mais elevado da rede e aquele mais distante do reservatório. Quanto ao material
da tubulação, utilizar PVC com coeficiente C = 140.
4ª Dimensionamento dos Volumes dos Reservatórios do Setor 2
Dimensionar os volumes dos reservatórios admitindo adução contínua entre a captação
e a ETA. Adotar a curva de consumo apresentada no Exercício Exemplo III.
5ª Dimensionamento do Sistema Elevatório entre os Reservatórios do Setor 2
Dimensionar a adutora de recalque entre os reservatórios do Setor 02 conforme
adaptações ao Exercício Exemplo V.
6ª Dimensionar a Adutora por Gravidade do Setor 2
Dimensionar a adutora entre a ETA e o reservatório inferior conforme Exercício
Exemplo IV.
7ª Desenvolvimento de Simulações sobre Medidas de Conservação de Água
8ª Concepção do sistema de esgotamento sanitário
Conceber um Sistema de Esgotamento Sanitário (SES) composto por rede
coletora, tratamento e disposição adequada, além de um sistema de
drenagem urbana (SDU). Seguir o Exercício Exemplo VII.
9ª Estimativa das Vazões de Projeto e Cargas de Poluentes do SES
Estimar as vazões de esgoto sanitário para o dimensionamento do sistema de
esgotamento. Conforme a 1ª Parte do Trabalho, o consumo per capita efetivo da
população fixa a ser admitido deve ser a média dos respectivos consumos dos
integrantes do grupo, enquanto tal consumo para a população flutuante seja 50
l/hab.dia. O coeficiente de retorno deve ser de 80,00 %. Para os coeficientes de
variação contribuição são admitidos os valores K1 = 1,2 e K2 = 1,6. Seguir o Exercício
Exemplo VIII.
10ª Concepção e Dimensionamento Parcial da Rede de Coleta
Para a rede de esgoto lançada na 1ª Etapa, dimensionar 03 trechos consecutivos a partir
de um trecho inicial. Quanto ao material da tubulação, utilizar PVC com coeficiente
Manning igual a 0,013. Seguir o Exercício Exemplo IX.
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11ª Avaliação da Capacidade Suporte dos Corpos Hídricos e Concepção do
Sistema de Tratamento de Esgoto
Avaliar a relação entre a disposição final do esgoto bruto e a capacidade suporte do
Ribeirão Primavera, sendo este já apresentado no enunciado. Considerando que as
cargas de poluentes afetarão o córrego a ponto de o mesmo deixar de atender a Classe
02, defina as eficiências de remoção (de DBO, P, N e Coliformes Termotolerantes) de
um sistema de tratamento de esgoto sanitário de maneira a manter o atendimento desta
classe. Seguir o Exercício Exemplo X além do Exercício Exemplo VIII no qual estão
estimadas as cargas dos poluentes.
12ª Concepção e Pré-Dimensionamento de Sistemas de Tratamento de Esgoto
No Município Primavera há previsão de construção no Setor 2 de um sistema público e
centralizado de esgotamento sanitário para o qual já concebido uma rede coletora. É
necessário neste momento definir qual será o sistema de tratamento de esgoto e, por fim,
a disposição final adequada. Portanto, conceber e dimensionar alternativas de sistemas
de tratamento de esgoto para, posteriormente, propor e representar graficamente o
sistema considerado mais adequado.
No Setor 1 o tratamento de esgoto deverá ser feito no lote e o efluente tratado será
lançado nas galerias de águas pluviais do setor, de forma que atenda à NBR 13969/97 –
Tanques Sépticos – Unidades de tratamento complementar e disposição final dos
efluentes líquidos - Projeto, construção e operação.
13ª Escolha do Sistema de Tratamento de Esgoto
Com base em critérios respectivos às variáveis econômicas, aos benefícios e à
capacidade de autodepuração do rio, hierarquizá-los sob o grau de importância e
escolher o sistema de tratamento de esgoto para a comunidade sob estudo. Justificar
detalhadamente a escolha, argumentando a respeito da hierarquização proposta e sobre o
impacto desta no processo decisório.
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EXERCÍCIOS EXEMPLO
Observação:
Estes exercícios não estão aplicados à estrutura do trabalho
9
EXERCÍCIO EXEMPLO I
ENUNCIADO: Conceber o sistema de abastecimento de água para o Município Y seguindo as etapas
conforme segue.
1 Caracterização da área de estudo
A população atual do município é de 20.550 habitantes, sendo 10.715 residentes na área urbana, 3.400
pessoas na área rural e aproximadamente 1.550 pessoas em uma área de ocupação irregular, conforme
censo recente. As respectivas taxas geométricas de crescimento populacional são 3,0, 4,0 e 5,0%. A
densidade populacional é maior na região central da área urbana, onde está localizada a principal parte
dos serviços.
2 Caracterização do sistema de abastecimento de água existente
Existem poucos poços artesianos instalados pela cidade que atendem pequenas redes de distribuição.
Estes sistemas têm funcionado de forma muito precária.
3 Levantamento dos estudos e planos existentes
O município em questão não dispõe de estudos e planos detalhados para a concepção de sistemas de
abastecimento de água. Todavia há o esboço de um estudo de concepção que prevê a elaboração de um
sistema de abastecimento de água composto por dois setores, estes denominados Setor 1 e Setor 2.
Para o Setor 01, que atenderia a área rural, está previsto 01 captação de água subterrânea, 02 adutoras, 01
reservatório e uma rede de distribuição. Já para o Setor 02, o qual atenderia a área urbana, prevê-se 01
captação superficial, 03 adutoras, 01 estação de tratamento de água, 01 reservatório e 01 rede de
distribuição. Para a Zona Industrial a ser consolidada, está prevista uma adutora própria de água bruta a
ser conectada na ETA deste Setor 02. Observar ilustração a seguir.
Setor 1 (S1):
p1 b
R
RD
Setor 2 (S2):
CAP
RIO
EE ETA
R
RD
4 Estudo populacional e projeções das demandas
A cobertura prevista é de 100% e o alcance de 10 anos a partir de 2017. O método de previsão para
estimativa é o Geométrico, cuja formulação é a seguinte:
P = P0 (1 + g)T
,
10
sendo P a população ao final do alcance, Po a população inicial, g a taxa geométrica de crescimento e e
T o alcance. Considerar que ao se analisar o histórico populacional, são encontrados vários g. Opta-se
pelo menor, pois a taxa de crescimento populacional tende a diminuir. Com estes dados, é possível a
determinação da população prevista para o alcance determinado. Assim, para os setores em questão, têm-
se as seguintes estimativas:
Setor 1 (S1): P2011 = 5.334 hab = P0 ; g = 3,0% a.a. ; P2021 = 7.169 hab = Pf
Setor 2 (S2): P2011 = 10.715 hab = P0 ; g = 3,0% a.a. ; P2021 = 14.440 hab = Pf
6 Estudo dos mananciais
6.1 Manancial Subterrâneo:
Consta do poço artesiano do S1, descrito na Tabela que segue:
Tabela: Características dos Poços Artesianos
Variáveis de Projeto
Poço Qout
(L/s)
NE
(m)
ND
(m)
P
(m)
T
(h)
Du
(m)
L
(m)
H
(m)
P1 10,2 67 50 112 24 --- 110 ---
Qout: vazão outorgada; NE: nível estático; ND: nível dinâmico; P: profundidade do poço;
T: duração de adução; Du: diâmetro útil do poço; L: extensão da adutora conectada ao poço; H:
desnível da adutora conectada ao poço
Quanto à qualidade da água nesses poços, conforme boletim de resultados de análise físico-química da
água, os parâmetros destacados são os seguintes conforme Tabela sequente:
Tabela: Qualidade da Água do Manancial
Parâmetros Dados do
Manancial
Portaria 2914 / Ministério da Saúde
(VMP)
PH 7,9 6,5 a 8,5
Cor (UH) 5,0 5,0
Turbidez (UT) 3,6 1,0 *
Odor Não Objetável Não Objetável
Dureza Total mg/L CaCO3 28 500
* Segundo a Portaria em questão, “o VMP (valor máximo possível) de 5,0 UT é permitido em
pontos da rede de distribuição se for demonstrado que a desinfecção não é comprometida pelo uso
desse valor menos exigente.” Logo, será admitido neste trabalho que a desinfecção não está
comprometida e, isto posto, a água extraída e desinfectada é considerada boa para consumo.
6.2 Manancial Superficial:
Suas características são as seguintes:
a) Denominação: Rio C / Região: Cidade Y
b) Estimativa da Vazão Média Q’: A intensidade pluviométrica anual na região é na ordem de
2100 mm/ano. A bacia hidrográfica tem como principal rio o Rio C, sendo seus afluentes principais
os Rios B e D, este último alimentado pelo Rio A. Com as medidas históricas de vazões nestes rios
foi possível estimar vazões médias anuais por local de medição. Assim, conforme ilustração em
anexo, considerando que a captação é no rio C o valor de Q’ medido é de 220,00 L/s.
e) Estimar a Vazão Mínima Q10,7: A equação para estimar a vazão mínima (de estiagem) é a
seguinte:
Q10,7 = C.XT.(A+B).Q’ ,
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sendo, C, A, B: parâmetros da equação; XT: constante função do período de retorno T; para T=10;
Portanto, para a região da Cidade Y, têm-se:
XT=X10= 0,632 ; A=0,4089 ; B=0,0332 ; C=0,75 ; Q10,7 = 46,10 L/s
f) Estimar a Vazão Máxima Q a ser Captada:
A Agência de Águas local estabelece que, para o ponto de captação solicitado pela concessionária, a
vazão máxima a ser captada Q poderá ser 50 % de Q10,7. Considerando, portanto,
Q = 50% Q10,7 , obtém-se Q = 23,05 L/s.
g) Qualidade da Água:
Conforme a Resolução 357 do CONAMA, e considerando apenas alguns parâmetros de qualidade
da água conforme a Tabela a seguir, a Classe do Rio C no ponto de captação é:
Tabela: Classificação CONAMA
Parâmetro Dados do
Manancial Concentrações Máximas (Conama / Res. 357)
Classe 01 Classe 02 Classe 03
pH 6,3 6,0 a 9,0 6,0 a 9,0 6,0 a 9,0
Cor (UH) 54 30 75 75
Turbidez (UT) 18 40 100 100
Odor/Sabor Objetável VA * VA VA
Coliforme Fecal
(org/100 ml) 230 200 1000 4000
Coliforme Total
(org/100 ml) 1400 1000 5000 20000
* VA: virtualmente ausente Classe: Uso:
Obs: Esta classificação tem caráter didático, a qual não considera todos os parâmetros exigidos
pela Conama / Res. 357.
6 Seleção dos mananciais passíveis de utilização e concepção das alternativas a serem estudadas
Em princíp io neste es tudo é anali sada apenas a al terna tiva apresentada no estudo de
concepção, i tem 3 , a qual , ra t i f ica -se, é composta pe los setores 1 e 2 . Neste sentido,
na sequência são est imadas as vazões de projeto para ambos os setores no intuito de
anal isar se os pontos de captação escolhidos poderão oferecer as vazões de
necessár ias .
6 .1 Dados prel iminares
O consumo per cap ita e fet ivo admit ido nes te es tudo é de qe =100 l /hab.dia, enquanto
o índ ice de perdas na rede de distr ibuição é na ordem de I=20%. Já o índice de
perdas na ETA é aproximadamente I%ETA = 3,0 %. Para os coeficientes de variação do consumo
são admitidos os valores K1 = 1,2 ; K2 = 1,6 e K3 = 0,5.
6 .2 Est imat iva das Vazões nos Trechos
Conforme os dados pre l iminares, o consumo per capi ta tota l q t é na ordem de:
qt = qe /(1 -I) = 125 L/hab.dia
Estimado o qt é possível estimar as vazões dos trechos de cada setor, conforme segue.
6.2.1 Setor 01
Considerando a adução de 24 horas por dia, obtém-se:
Q1 = Pf x qt x k1/86400 = 12,45 L/s
12
Q1 = 12,45 L/s
Q2 = Pf x qt x k1 x k2/86400
Q2 = 19,92 L/s
Q3 = Pf x qt x k1 x k3/86400
Q3 = 6,23 L/s
QER: hora de menor consumo na rede
QER = Q1 – Q3
QER = Pf x qt x k1 – Pf x qt x k1 x k3/86.400
QER = 6,22 L/s
QSR: hora de maior consumo na rede
QSR = Q2 – Q1 (hora de maior consumo na rede)
QSR = Pf x qt x k1 x k2 – Pf x qt x k1/86.400
QSR = 7,47 L/s
QSR > QER => logo, dimensionar trecho de adutora b – R para QSR (7,47 L/s).
6.2.2 Setor 02
Considerando a adução de 24 horas por dia, têm-se as seguintes vazões:
Q1: vazão média do dia de maior consumo
Q1 = Pf x qt x k1/86.400
Q1 = 14.400 x 125 x 1,2 /86.400 Q1 Q1 = 25,00 L/s
CAP EE ETA RES
Q1’ Q2
RD Q2: vazão média da hora de maior consumo do dia de maior consumo
Q2 = Pf x qt x k1 x k2/86.400
Q2 = 14.400 x 125 x 1,2 x 1,6/86.400 ; Q2 = 40,00 L/s
Q1’: vazão de demanda ; Q1’ - 3% Q1’ = Q1 ; Q1’ = Q1/0,97 ; Q1’ = 25,77 L/s
6.3 Comparativo Oferta x Demanda
A partir do comparativo Oferta x Demanda observa-se que para o Setor 1 a vazão outorgada atende a
vazão de demanda. No entanto, o mesmo não ocorre para o Setor 2, fato que implicará em uma análise
adicional sobre a concessão de outorga para o ponto em questão no rio C.
13
EXERCÍCIO EXEMPLO II: DIMENSIONAMENTO DAS REDES DE DISTRIBUIÇÃO
1 ENUNCIADO
Em um dado sistema de abastecimento de água, um reservatório R está atendendo uma rede de
distribuição, essa apresentada parcialmente a seguir. Suas características são: Comprimento Total da
Rede: 10 Km; QR-b = Q2 = 40 L/s e coeficiente C = 140 (PVC).
Pontos 4,5,6,7 e 8: Pontas de rede
: Indica continuidade da rede
Dados complementares, específicos aos trechos de interesse para a resolução desse problema, encontram-
se na tabela a seguir:
Trecho Comprimento
(m)
Cota Tubulação
Montante (m)
Cota Tubulação
Jusante (m)
3-8 110 102,0 100,0
3-5 100 102,0 100,5
3-7 100 102,0 100,0
2-3 110 99,5 102,0
2-4 100 99,5 99,0
2-6 100 99,5 97,5
b-2 110 96,8 99,5
R-b 250 97,0 96,8
Portanto, qual é o nível mínimo de água no reservatório para garantir a pressão de trabalho de 12,00 mca
no ponto crítico?
R
b
7
5
8
4
6
3
2
14
2 RESOLUÇÃO
1º. Cálculo da vazão em marcha (qm): qm = QT/LT = 40 L/s / 10.000m = 0,004 L/s.m
2º. Cálculo das vazões em cada ponto (QM = QMR + QJ):
Obs. 1: Se QJ = 0 => QF = QM/3 ; Se QJ ≠ 0 => QF = (QM + QJ)/2
Obs. 2: QM: Vazão de Montante; QJ: Vazão de Jusante; QMR: Vazão em Marcha;
QF: Vazão Fictícia no Trecho.
QJ de ponta de rede = 0,00 L/s
QM3-8 = QMR3-8 + QJ3-8 = qm x L3-8 + 0,00 = 0,004x110 = 0,44 L/s
QM3-5 = QMR3-5 + QJ3-5 = qm x L3-5 + 0,00 = 0,004x100 = 0,40 L/s
QM3-7 = QMR3-7 + QJ3-7 = qm x L3-7 + 0,00 = 0,004x100 = 0,40 L/s
QJ2-3 = QM3-5 + QM3-7 + Q M3-8= 0,44 + 0,40 + 0,40 = 1,24 L/s
QM2-3 = QMR2-3 + QJ2-3 = qm x L2-3 + 1,24 = 0,004x110 + 1,24 = 1,68 L/s
QM2-4 = QMR2-4 + QJ2-4 = qm x L2-4 + 0,00 = 0,004x100 = 0,40 L/s
QM2-6 = QMR2--6 + QJ2-6 = qm x L2-6 + 0,00 = 0,004x100 = 0,40 L/s
QJb-2 = QM2--4 + QM2—6 + QM2--3 = 0,40 + 0,40 + 1,68 = 2,48 L/s
QM b-2 = QM Rb-2 + QJ b-2 = qm x L b-2 + 2,48 = 0,004x110 + 2,48 = 2,92 L/s
3º. Estimativa e verificação dos diâmetros conforme a NBR 12218/1994 a qual estabelece a velocidade
máxima de 3,5 m/s. Tais estimativas constam na Tabela 01:
Tabela 1 - Velocidades e Vazões Máximas em Redes
D (mm) Velocidade (m/s) Vazão (l/s)
50
60
75
100
125
150
200
250
300
350
400
500
0,68
0,69
0,71
0,75
0,79
0,83
0,90
0,98
1,05
1,13
1,20
1,35
1,34
1,95
3,14
5,89
9,69
14,67
28,27
47,86
74,22
108,72
150,80
265,10
4º Cálculo da perda de carga unitária para cada trecho pela de equação Hazen-Williams:
J = (QF/0,279.C.D2,63
)^(1/0,54)
Esta análise deve ser feita considerando o ponto crítico da rede. Neste caso, o ponto 3:
J2-3 = (0,00146/(0,279x140x0,06^2,63))^(1/0,54) = 0,0056 mca/m
J2-4 = (0,00023/(0,279x140x0,05^2,63))^(1/0,54) = 0,00045 mca/m
J2-6 = (0,00023/(0,279x140x0,05^2,63))^(1/0,54) = 0,00045 m/m
Jb-2 = (0,0027/(0,279x140x0,075^2,63))^(1/0,54) = 0,0059 m/m
JR-b = (0,040/(0,279x140x0,25^2,63))^(1/0,54) = 0,0025 m/m
J3-8 = (0,00025/(0,279x140x0,05^2,63))^(1/0,54) = 0,00052 m/m
J3-5 = (0,00023/(0,279x140x0,05^2,63))^(1/0,54) = 0,00045 m/m
J3-7 = (0,00023/(0,279x140x0,05^2,63))^(1/0,54) = 0,00045 m/m
15
5º Cálculo da perda de carga total por trecho pela formulação:
H = J x L
H2-3 = J2-3 x L2-3 = 0,0060 x 110 = 0,66 mca
H2-4 = J2-4 x L2-4 = 0,0004 x 100 = 0,04 mca
H2-6 = J2-6 x L2-6 = 0,0004 x 100 = 0,04 mca
Hb-2 = J b-2 x L b-2 = 0,0060 x 110 = 0,66 mca
HR-b = JR-b x LR-b = 0,0025 x 250 = 0,63 mca
H3-8 = J3-8 x L3-8 = 0,0005 x 110 = 0,060 mca
H3-5 = J3-5 x L3-5 = 0,0004 x 100 = 0,04 mca
H3-7 = J3-7 x L3-7 = 0,0004 x 100 = 0,04 mca
6º Cálculo das cotas piezométricas (CP = pdisponível + Cota da Tubulação):
Esta análise deve ser feita considerando o ponto crítico da rede. Neste caso, ponto 3.
CP3 = CT3 + pmin = 102 + 12 = 114m.c.a.
CP2 = CP3 + H2-3 =114 + 0,66 = 114,66m.c.a.
CPb = CP2 + Hb-2 =114,66 + 0,66 = 115,32m.c.a.
CPR = CPb + HR-b =115,32 + 0,63 = 115,95 m.c.a. = NAmin do Reservatório
Calculado o NAmin do Reservatório, as cotas piezométricas são calculadas a partir deste tirando as
perdas de carga dos trechos correspondentes ao caminho da rede.
7º. Cálculo das pressões disponíveis (pdisponível = CP – Cota do Terreno)
A Tabela 01 a seguir apresenta os resultados deste dimensionamento.
Tabela 01: Resultados do Dimensionamento da Rede Ramificada
REDE RAMIFICADA
1 2 3-6 7 8 9 10 11
Trecho
L
m
Q (L/s) mm
J
m/m
AH
m.c.a
CT (m) CP (m.c.a.) pdisponível
QJ QMR QM QF M J M J M J
3-8 110 0,00 0,44 0,44 0,25 50 0,0005 0,06 102 100 114,0 113,9 12.0 13,9
3-5 100 0,00 0,40 0,40 0,23 50 0,0004 0,04 102 100,5 114,0 113,9 12.0 13,5
3-7 100 0,00 0,40 0,40 0,23 50 0,0004 0,04 102 100 114,0 113,9 12,0 14,0
2-3 110 1,24 0,44 1,68 1,46 60 0,006 0,66 99,5 102 114,7 114,0 15,16 12,0
2-4 100 0,00 0,40 0,40 0,23 50 0,0004 0,04 99,5 99 114,7 114,6 15,2 15,6
2-6 100 0,00 0,40 0,40 0,23 50 0,0004 0,04 99,5 97,5 114,7 114,6 15,2 17,1
b-2 110 2,48 0,44 2,92 2,70 75 0,006 0,66 96,8 99,5 115,3 114,7 19,0 15,2
R-b 250 40 0,00 40 40 250 0,0025 0,63 97 96,8 115,9 115,3 19,0 18,5
16
EXERCÍCIO EXEMPLO III: DIMENSIONAMENTO DO RESERVATÓRIO DE
DISTRIBUIÇÃO
ENUNCIADO
Dimensionar, pelos métodos aberto e empírico, o volume total do reservatório para o sistema do Setor 02
do sistema de abastecimento de água concebido para o Município Y. Desenvolver o dimensionamento
para a adução contínua e intermitente e, para o método da curva de consumo, utilizar a curva dada a
seguir, dentre outros dados.
DIMENSIONAMENTO PARA ADUÇÃO CONTÍNUA
1 Dados
Os dados sobre a curva de consumo, além do balanço hídrico em relação ao regime de adução contínua,
são apresentados na Tabela 01.
Tabela 01: Curva de Consumo e Balanço Hídrico para Adução Contínua
Horas Consumo Diário % % Adução
(24 horas)
Diferença (%)
+ -
0 – 2 3.35 8,33 4,98
2 – 4 3.35 8,33 4,98
4 – 6 5.00 8,33 3,33
6 – 8 9.20 8,33 0,87
8 – 10 12.05 8,33 3,72
10 – 12 11.70 8,33 3,37
12 – 14 12.05 8,33 3,72
14 – 16 10.80 8,33 2,47
16 – 18 11.70 8,33 3,37
18 – 20 9.60 8,33 1,27
20 – 22 6.20 8,33 2,13
22 – 24 5.00 8,33 3,33
18,75 18,79
Dentre aos dados já apresentados no Exercício I, para o Setor 02, cabe destacar a população final P =
14.400 hab, o consumo per capita total de qt = 125L/hab.dia e o coeficiente do dia de maior consumo k1 =
1,2. Logo, a vazão QETA-R, também já calculada, é de 25 L/s.
2 Dimensionamento
Volume Total Diário (Vt)
O Volume Total Diário (Vt) do reservatório é estimado, neste exemplo, pelos métodos Aberto e
Empírico, conforme segue:
Vn: Volume para Atendimento da Variação Normal de Consumo
. Curva de Consumo: Vn = 18,77 % . 2160 m³/dia = 405 m³/dia
. Senóide: Vns = [(K2-1)/π] x Q1 = (1,6 – 1)/ x (25 x 86.400)/1.000 = 412,53m³/dia
Vi: Volume de Incêndio
. Tsutiya: Vi = 34,10L/s x 30 min = 61,38m³
Vi = 0,0L/s, considerando população com reservatórios domiciliares.
Ve: Volume de Emergência
.Tsutiya: Ve = Vi = 61,38m³
.Azevedo Neto: Ve = 25% (Vn + Vi) = 116,85m³
.Francílio Paes: Ve = (Vn + Vi)/3 = 155,79m³
.NBR 12217/94: Ve = 0,2 x Vn = 81,00m³
Vt: Volume Total Diário
. Método Aberto: Vt = Vn + Vi + Ve = 405 + 61,38 + 81,00 m³ = 547,38m³ ≈ 547m³
. Método Empírico: Vt = 1/3 x Q1 = 1/3 x (25 x 86.4000)/1.000 = 720m³
17
Altura Total do Reservatório
A altura total (ht) do reservatório é dada pela seguinte formulação: ht = hs + hu + he + hl, sendo:
hs: altura de submergência, com as seguintes condições recomendadas: hs ≥ 0,5 x Dr ; ou hs ≥ 0,5 m
hu: altura útil, cujo equacionamento é o seguinte:
. hu = (4 . Vt) / ( . Dr2) , considerando o reservatório com formato circular;
. hu = Dr/2 , admitindo-se esta geometria econômica para a construção.
Logo, para Vt = 547m³, Dr = 11,12 m ≈ 12 m ; hu = 6,00 m.
he: altura correspondente ao diâmetro da tubulação de extravasamento, este de 100 mm.
hl: altura livre entre a geratriz superior da tubulação de extravasamento e a superfície interna da tampa do
reservatório, para a qual admite-se 200 mm.
Portanto, ht = 6,80 m
Níveis de Água no Reservatório
Os nível mínimo e máximo de água no reservatório, respectivamente Nmin e Nmax, são estimados
conforme segue:
NAmin do reservatório = 115,95 m, cuja extensão do barrilete EB é dada a seguir:
EB = NAmin - hs - CT = 18,45 m, sendo CT a cota da tubulação na conexão com o barrilete;
Logo, NAmax do reservatório = NAmin + hu = 121,95 m
DIMENSIONAMENTO PARA ADUÇÃO INTERMITENTE
1 Dados
Os dados sobre a curva de consumo, além do balanço hídrico em relação ao regime de adução contínua,
são apresentados na Tabela 02.
Tabela 02: Curva de Consumo e Balanço Hídrico para Adução Intermitente
Horas Consumo Diário % % Adução
(18 horas)
Diferença (%)
+ -
0 – 2 3.35 11,11 7,76
2 – 4 3.35 11,11 7,76
4 – 6 5.00 11,11 6,11
6 – 8 9.20 9,20
8 – 10 12.05 11,11 0,94
10 – 12 11.70 11,11 0,59
12 – 14 12.05 12,05
14 – 16 10.80 11,11 0,31
16 – 18 11.70 11,11 0,59
18 – 20 9.60 9,60
20 – 22 6.20 11,11 4,91
22 – 24 5.00 11,11 6,11
32,96 32,97
18
Identicamente a adução contínua, o Setor 02 apresenta população final P = 14.400 hab, o consumo per
capita total de qt = 125L/hab.dia e o coeficiente do dia de maior consumo k1 = 1,2, sendo a vazão QETA-R,
de 25 L/s.
2 Dimensionamento
Volume Total Diário (Vt)
O Volume Total Diário (Vt) do reservatório é estimado, neste exemplo, pelos métodos Aberto e
Empírico, conforme segue:
Vn: Volume para Atendimento da Variação Normal de Consumo
. Curva de Consumo: Vn = 32,97 % . 2160 m³/dia = 712 m³/dia
. Senóide: Vns = [(K2-1)/π] x Q1 = (1,6 – 1)/ x (25 x 86.400)/1.000 = 412,53m³/dia
Vi: Volume de Incêndio
. Tsutiya: Vi = 34,10L/s x 30 min = 61,38m³
Vi = 0,0L/s, considerando população com reservatórios domiciliares.
Ve: Volume de Emergência
.Tsutiya: Ve = Vi = 61,38m³
.Azevedo Neto: Ve = 25% (Vn + Vi) = 193,35m³
.Francílio Paes: Ve = (Vn + Vi)/3 = 257,79m³
.NBR 12217/94: Ve = 0,2 x Vn = 142,40m³
Vt: Volume Total Diário
. Método Aberto: Vt = Vn + Vi + Ve = 712 + 61,38 + 142,40 m³ = 915,78 m³ ≈ 916 m³
. Método Empírico: Vt = 1/3 x Q1 = 1/3 x (25 x 86.4000)/1.000 = 720m³
Altura Total do Reservatório
A altura total (ht) do reservatório é dada pela seguinte formulação: ht = hs + hu + he + hl, sendo
hs: altura de submergência, com as seguintes condições recomendadas: hs ≥ 0,5 x Dr ; ou hs ≥ 0,5 m;
será adotado hs = 0,5 m.
hu: altura útil, cujo equacionamento é o seguinte:
. hu = (4 . Vt) / ( . Dr2) , considerando o reservatório com formato circular;
. hu = Dr/2 , admitindo-se esta geometria econômica para a construção.
Logo, para Vt = 916m³, Dr = 13,26 m ≈ 13,5 m ; hu = 6,75 m.
he: altura correspondente ao diâmetro da tubulação de extravasamento, este de 100 mm.
hl: altura livre entre a geratriz superior da tubulação de extravasamento e a superfície interna da tampa do
reservatório, para a qual admite-se 200 mm.
Portanto, ht = 7,55 m
Níveis de Água no Reservatório
Os nível mínimo e máximo de água no reservatório, respectivamente Nmin e Nmax, são estimados
conforme segue:
NAmin do reservatório = 115,95 m, cuja extensão do barrilete EB é dada a seguir:
EB = NAmin - hs - CT = 18,45 m, sendo CT a cota da tubulação na conexão com o barrilete;
Logo, NAmax do reservatório = NAmin + hu = 123,50 m
19
EXERCÍCIO IV: DIMENSIONAMENTO DA ADUTORA POR GRAVIDADE
ENUNCIADO: Dimensionar a adutora por gravidade (A2) do Setor 02 do sistema de abastecimento de
água concebido para o Município Y.
DIMENSIONAMENTO
1 Dados
A caracterização técnica é apresentada na Tabela 01.
Tabela 01: Caracterização Técnica da Adutora por Gravidade (A2)
Adutora Tipologia
Cotas
(m) Ext.
(m) H
(m)
Q
(m³/s)
J
(m/m)
D
(mm)
Manancial Qualidade Inicial Final Calc. Nom.
ETA-R Superficial Potável 128,00 121,95 5000 6,05 0,025 ? ? ?
Especificações técnicas iniciais da tubulação e dados operacionais são apresentadas a seguir:
. Material da tubulação: PVC-PBA ; C=140 (tubo novo); Pressão Admissível: 100 mca; Classe: 20 ;
A representação gráfica desta adutora consta na Figura 01.
representação gráfica é apresentada conforme Figura a seguir.
Figura 01 : Representação Gráfica da Adutora por Gravidade (A2); Obs. 1: CT: Cota da Tubulação (m) ; CTR: Cota do Terreno (m); NA: Nível da Água (m); Obs. 2: Esquema sem escala e proporção.
2 Dimensionamento
O dimensionamento ocorre pela a equação de Hazen Williams, conforme segue:
. Cálculo de J total para cada trecho: J = ∆H / L = 6,05/5000 = 0,025 mca/m
. Cálculo do D: J = (Q/0,279.C.D2,63
)^(1/0,54); Dcalc.= 0,212 m ; DN = 250 m;
. Verificar a velocidade máxima.
ETA
R
A2 SA1
NAMIN = 115,95
Registro
de Parada
CTR = 97,8
CTR = 97,6
80 cm
Início RD:
ponto b
CTR = 128,50
Registro
de Parada
CT = 97,0
CT = 96,8
CT = 125,00
NA = 128,00
NAMAX = 121,95
20
EXERCÍCIO V: DIMENSIONAMENTO DA ADUTORA POR RECALQUE
ENUNCIADO: Dimensionar a adutora por recalque CAP - ETA através do método do diâmetro
econômico.
Dados: Conforme Figura 01em anexo,
Q = 25,77 L/s ; C = 130 (FOF
O) ; K = 1,2 ; KFOFO = 1,0
Custo de energia (CE): R$ 0,09 / kWh
Cota da Válvula de Pé com Crivo: 56,80 m
hgR = desnível geométrico recalque = 128,00 m – 89,00m = 39,00 m
hgS = desnível geométrico sucção = 89,00 m – 84,00 = 5,00 m
hgT = desnível geométrico total = 39,00 m + 5,00 m = 44,00 m
LR = comprimento de recalque = 44,00 m ; LS = comprimento de sucção = 7,00 m
Dimensionamento
1. Diâmetro Econômico: Decon = K x (Q)0,5
;
Decon =1,2 x (0,02577)0,5
; Decon = 0,192 m; Adota-se D = 200 mm;
2. DR = DE ; DS > DR
Estimado o diâmetro econômico, toma-se o “primeiro menor” e o “primeiro maior” diâmetros comerciais
para o desenvolvimento do estudo econômico, o qual se encontra na Tabela 01:
Cálculo para o Recalque
3 Velocidade: V = Q/A ; V = 0,02577/( x Di²/4) ;
V = 0,02577/( x (0,2-2x0,0049)²/4) ; V = 0,02577/( x 0,19²/4) ; V = 0,91 m/s
4 Perda de Carga Unitária: J = [Q/(0,279 x C x D2,63
)](1/0,54)
;
J = [0,02577/(0,279 x 130 x 0,1922,63
)]1,85
; J = 0,0046 mca/m
5 Perda de Carga Contínua: hpC = J x L ;
hpC = 0,0046 x 44 ; hpC = 0,20 m
6 Perda de Carga Localizada: hpL = 10 x V²/(2 x g) ;
hpL = 10 x 0,91²/(2 x 9,81) ; hpL = 0,42 m
7 Perda de Carga Total: hpT = hpC + hpL ;
hpT = 0,20 + 0,42 ; hpT = 0,62 m
8 Altura Manométrica: HMAN = hg + hpT ;
HMAN = 39 + 0,62 ; HMAN = 39,62 m
Cálculo para a Sucção
3 Velocidade: V = Q/A ;
V=0,02577/( x Di²/4) ; V = 0,02577/( x (0,25-2x0,0055)²/4); V = 0,02577/( x 0,239²/4) ; V = 0,57 m/s
4 Perda de Carga Unitária: J = [Q/(0,279 x C x D2,63
)](1/0,54)
;
21
J = [0,02577/(0,279 x 130 x 0,2392,63
)]1,85
; J = 0,0016 mca/m
5 Perda de Carga Contínua: hpC = J x L ;
hpC = 0,0016 x 7 ; hpC = 0,011 m
6 Perda de Carga Localizada: hpL = 10 x V²/(2 x g) ;
hpL = 10 x 0,57²/(2 x 9,81) ; hpL = 0,17 m
7 Perda de Carga Total: hpT = hpC + hpL ;
hpT = 0,011 + 0,17 ; hpT = 0,181 m
8 Altura Manométrica: HMAN = hg + hpT ;
HMAN = 5 + 0,18 ; HMAN = 5,18 m
Cálculo para o Conjunto Recalque-Sucção
9 Altura Manométrica Total: HMAN,T = HMAN,R + HMAN,S ;
HMAN,T = 39,62 + 5,18 ; HMAN,T = 44,80 m
10 Celeridade e Fase da Canalização: C’ = 9900/[48,3 + k x (D/e)]0,5
;
C’ = 9900/[48,3 + 1 x (0,19/0,0049)]0,5
; C’ = 1060,93 m/s ;
Obs: e = 4,90 mm para D = 200 mm, FOF
O; = 2 x L/C’ ; = 2 x 44/1048,71 ; = 0,083 s
11 Cálculo da Sobrepressão: SP = C’ x (V/g) x (/T);
SP = 1048,71 x (0,91/9,81) x (0,084/8) ; SP = 1,02 mca
12 Pressão Total:
PT = HMAN,T + SP ; PT = 44,80 + 1,02 ; PT = 45,82 mca
13-14 Potência da Bomba: PB = (Q x HMAN)/(75 x B) ; P = PB x M ;
Conforme catálogo de bombas centrígugas, obtém-se PB = 23,68 CV = 17,43 kW para B = 0,65;
Observar Figura 02. Para M = 0,7 obtém-se P = 23,68 x 0,7 ; P = 16,58 CV ; P = 12,19 kW.
Figura 02: Ponto de Trabalho
22
15 Energia Consumida por Dia: E = P x t ; E = 12,19 x 24; E = 292,56 kWh
16 Custo Anual do Consumo de Energia: CAE = E x CE x 365dias ;
CAE = 292,56kWh x (R$0,09/kWh) x 365 ; CAE = R$9.611/ano
17 Custo Total dos Tubos: CTT = LTT x CUT ; CTT = (R$100/m) x 44m ; CTT = R$4.400,00
18 Custo do Conjunto Moto-Bomba: CMB = 2 conjuntos x CCMB ; CMB = R$15.000,00
19 Custo Total de Investimento: CTI = CTT + CMB ; CTI = 4.400,00 + 15.000,00 ; CTI = R$19.400,00
20 Custo Financeiro: CF = CTI x 12% a.a. ; CF = 19.400 x 12% ; CF = R$2.328,00
21 Valor Presente para Reposição das Bombas: VpRB = CRMB/(1 + j)^n ;
VpRB = 15.000/(1 + 0,12)^8 ; VpRB = R$ 6.058,25
22 Valor Presente de Energia: VpE = CAE x [(1 + j)^(n – 1)/(j x (1 + j)^n] ;
VpE = 9.611 x [(1 + 0,12)^9/(0,12 x (1 + 0,12)^10)] ; VpE = R$ 54.303,05
23 Valor Presente Total: VpT = CTI + VpRB + VpE ;
VpT = 19.400 + 6.058,25 + 54.303,05 ; VpT = R$ 79.761,30
Tabela 01: Desenvolvimento do Estudo Econômico
1. Diâmetro (mm) D = Diâm. Econ. = D =
2. Recalque / Sucção 150 200 200 250 250 300
3. Velocidade (m/s) 1,66 0,91 0,91 0,57 0,57 0,39
4. J (mca/m) 0,020888
58
0,00488
6
0,0048 0,0016 0,0016
0,0006
5. hpC (mca) 0,91
0,034 0,21 0,011 0,07
0,004
6. hpL (mca) 1,40
2,31 0,42 0,42 0,17 0,17
0,24 0,079
7. hpT (mca) 2,31 0,45 0,63 0,18 0,24 0,084
8. HMAN (mca) 41,31 5,45 39,63 5,18 39,24 5,084
9. HMAN Total (mca) 46,76 44,81 44,32
10. C’ (m/s) 1.100,62 1.048,71 1.022,44
11. SP (mca) 1,86 1,02 0,64
12. PT (mca) 48,62 45,83 44,97
13. P (CV) 17,30 16,58
16,40
14. P (kW) 12,72 12,19 12,06
15. E (kW) 305,37 292,61 289,42
16. CAE (R$/ano) 10.031,29 9.612,22 9.507,34
17. CTT (R$) 2.860,00
4.400,00 4.620,00
18. CMB (R$) 12.000,00
15.000,00 18.000,00
19. CTI (R$) 14.860,00 19.400,00 22.620,00
20. CF (R$/ano) 1.783,20
2.328,00
2.714,40
21. VpRB (R$) 4.846,60
6.058,25 7.269,90
22. VpE (R$) 56.679,00
76.385
54.311,16
79,7 53.718,60
23. VpT (R$) 76.385,60
79.769,41
83.608,49
Menor Custo Global (R$) 76.385,60
O diâmetro de 200 mm apresentou o menor custo anual total, o qual deve ser adotado. Logo, a bomba é
de 16,58 CV, o rendimento de 65 % e o NPSH requerido de 4,00 m.
24 Determinação do nível mínimo de água no poço de sucção:
O nível mínimo de água (NA4) no poço de sucção é definido conforme segue:
23
NPSH d i s p ≥ NPSH r e q + 1m ; NPSH d i s p ≥ 5 ,0 m; NPSH d i s p = pa - pv - As - ps
Calcula -se As = pa - NPSH d i s p - pv - ps
Cálculo das perdas na sucção (ps):
perdas loca lizadas: h L = k . V2
=.. . . ;V (ado tado) = 1,5 m/s e k na Tabela 02,
2g
Tabela 02: Valores de k
Singular idade k
entrada na tubulação 0,5
válvula de pe com cr ivo 2,0
curva de 45º 2 x 0 ,3
redução excêntr ica 0 ,4
Total : 3 ,5
perdas dist r ibuídas ao longo da tubulação: dada a Fórmula Universal ,
g
V
D
LfhD
2
2
; D = f (Q; V=1,5 m/s) ,
Onde: D é aquele definido no d iâmetro econômico
fRD
k
f
52,2
7,3log2
1
sendo k = 0,0001, resul ta f =. . . . . . . . . . e h D =. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
Definição do NA mínimo:
A perda to tal na sucção é: ps = h L + hD = . . . . . . . . . . m
Altura da sucção : A s = pa - NPSH d i s p - pv - ps =. . . . . . . . . m, no máximo
Cota do NA m i n no poço de sucção : NA 4 = CEB – As =. . . . . . . . . . . m.
24
EXERCÍCIO VI: DIMENSIONAMENTO DA ESTAÇÃO DE TRATAMENTO DE ÁGUA
ENUNCIADO: Dimensionar a Estação de Tratamento de Água do sistema em questão, a qual deverá
atender a vazão de 50 L/s, sendo 25,77 L/s para a área urbana, conforme já estimado, e 24,23 L/s para
atender futura instalação de uma área industrial cuja adutora de água bruta ainda será instalada.
RESOLUÇÃO
1 Condicionantes
ETA convencional, utilizando mistura rápida e lenta mecanizada;
Floculadores e decantadores em uma mesma estrutura;
2 Dimensionamento
2.1 Tanque de mistura rápida com misturador de eixo vertical
Adotar:
Tempo de coagulação: tc = 20 s ;
Gradiente de coagulação: Gc = 1.000 s-1
hútil = 1,56 m
Resolução:
Volume do tanque de coagulação: Vc = 0,05 x 20 = 1 m³;
Potência do misturador rápido (Pr):
Pr = ( V Gc²) / 75 = (1,029 x 10-4
x 1 x 1.000²) / 75 = (102,9) / 75 = 1,37 ~ 1,5 CV
Dimensões do Tanque de coagulação: 0,8m x 0,8m x 1,56m (função das características do misturador);
Observar Figura 01.
Figura 01: Misturadores Rápidos de Eixo Vertical (coaguladores mecânicos)
2.2 Decantadores e Floculadores
Adotar:
Tempo de detenção no floculador: tf = 30 min
Número de floculadores: 02 por decantador
Taxa de escoamento superficial (TES) = Velocidade Vertical (V) = 30 m3/(m
2.dia)
Tempo de detenção no decantador: td na faixa de 2,5 a 3,5 h para TES =30 m3/(m
2.dia)
Relação comprimento/largura = 4
Gradimente de floculação: Gf = 111 s-1
25
2.2.1 Decantador
Observar a Figura 02:
Figura 02: Decantador Horizontal
As respectivas estimativas são apresentadas na sequência:
Área total de decantação (A):
A = Q / TES = (0,05 x 86.400) / 30 = 144 m²; observar que TES é a velocidade vertical V conforme
Figura 03.
Área de 01 decantador: A1d = 72 m²
Volume de 01 decantador: V1d = (Q x td) / nº decantadores
V1d = (0,05 x 3600 x 3) / 2 = 270 m³ para td de 3,0 h;
Profundidade útil: h = V1d / A1d
Profundidade útil = 270 / 72 = 3,75 m representa comprimento x largura
Relação (comprimento / largura) = 4
Sistema de equações:
C / L = 4 ; C x L = 72 m2
L = 4,24 m ; C = 16,97 m
Figura 03: Representação das Velocidades no Decantador Horizontal
26
2.2.2 Floculador
Volume de floculação (Vf):
Vf = 0,05 x 30 x 60 = 90 m³ ;
Volume de 01 floculador (V1f):
V1f = Vf / 4 = 22,5 m³ (02 floculadores por decantador totalizando 04 floculadores);
Altura útil do floculador é admitida igual a profundidade útil do decantador: hf = 3,5 m;
Area do floculador = V1f / hf; A = 22,5 / 3,5 = 6,42 m²
A largura deverá ser a metade da largura do decantador = 4,24 / 2 = 2,12m
Comprimento = 6,42 / 2,12 = 3,02 m
Potência do misturador lento (Pl):
Pl = ( V G²) / 75 = (1,029 x 10-4
x 22,5 x 111²) / 75 = 0,38 CV
Figura 04: Misturadores Lentos de Eixo Vertical (Floculadores)
2.3 Filtros Rápidos
Adotar:
Taxa de aplicação: TA = 150 m³/m² / dia;
Taxa de lavagem: Tl = 12 l / s . m²;
Tempo de lavagem: tl = 5 min;
Espessura da parede entre decantadores = 0,25 m
Espessura da parede entre filtros = 0,25 m
Resolução:
Área por filtro: A1F = (0,05 x 86400) / 150 x 3 = 9,6 m²
Para dispor ao longo dos decantadores a largura será:
largura do decantador x nº decantadores + espessura de parede entre dois decantadores;
4,24 x 2 + 0,25 = 8,73m
Largura por Decantador = (8,73 - 0,50) / 3 = 2,74m
Comprimento dos Decantadores = 9,6 / 2,74 ≈ 3,5 m
Vazão de lavagem dos filtros: Ql = A1F . Tl ; Q = 9,6 x 12 = 115,2 l / s
Volume de lavagem dos filtros: Vl = Ql x tl ; V = 5 x 60 x 0,115 = 35 m³
Majorando o Vl em 1,5, de forma suprir as outras necessidades da ETA, o Vl adotado será 52,5 m³.
Observar Figura 05.
27
Figura 05: Filtros Rápidos
2.4 Quantidade de sulfato por dia: Esta estimativa será apresentada posteriormente.
2.5 Desinfecção e Fluoretação: Dimensionar o sistema de desinfeção estimando o volume da câmara de
desinfecção e o consumo diário de cloro, assim como estimar o consumo diário de flúor.
Dados Iniciais
Conforme configuração da ETA convencional em questão, as unidades são a coagulação, a floculação, a
sedimentação, a filtração, a desinfecção e a fluoretação. Admite-se que a água filtrada terá a turbidez
inferior a 0,4 UNT e o pH = 7,0 para a temperatura de 10º C e vazão de 50 L/s.
Para tratamento convencional, a inativação esperada da Giárdia é de 0,5 log. O correspondente parâmetro
“Cl x tc" requerido para 0,5 log de inativação da Giárdia, de acordo com a literatura, é 19 mg/l x min.
Quanto as concentrações de cloro, a demanda é na ordem de 3,5 mg/l e o residual na saída da ETA é de
1,0 mg/l.
Para a estimativa do volume da câmara de desinfecção (tanque de contato) e da massa diária necessária de
cloro adotar um tempo de contato de 30 minutos. Já a concentração de flúor na água tratada deve ser
admitida em 0,9 mg/l, enquanto tal concentração na água bruta foi detectada na ordem de 0,1 mg/l.
Resolução
Dimensionamento tanque de contato para a desinfecção
1 Cálculo do volume: tc = V / Q ; V = Q . tc =0,05 m3 /s . 30 min . 60 s/ min = 90,0 m
3
2 Definição da geometria e das dimensões: As relações de forma admitidas são: C/L = 40 e H/L= 3,0.
Logo, V = L . 40 L . 3 L = 120 L3; Sendo V = 90,0 m
3, o valor de L = 0,90 m. Consequentemente, C = 36
m e H = 2,7 m. Com estes valores a câmara de desinfecção pode ser composta por 3 canais sendo cada
um de 12 m de comprimento por 0,9 m de largura.
3 Cálculo do consumo diário de cloro
A concentração de cloro a ser estimada é composta pelas parcelas referentes à quantidade que se tornará
inerte (demanda de cloro), à quantidade que efetivamente desinfectará a água no tanque (cloro reativo) e à
quantidade residual (cloro livre) que se destinará à rede de distribuição. Isto é, Cl = demanda de cloro +
cloro reativo + cloro residual. Isto posto, observar a Figura a seguir:
28
A demanda de cloro até a “break point” é admitida igual a 3,5 mg/l, enquanto a residual igual a 1,0 mg/l.
A concentração do cloro reativo é estimada pelo parâmetro Cl x tc conforme segue:
Cl x tc = 19,0 L/s . min e tc = 30 min. Portanto, 19 mg/l . min = Cl x 30 min; Cl = 0,63 mg/l
Sendo a vazão mássica de cloro dada pela seguinte equação:
MCl = Q . Cl / 1000 para Q em m3/dia e Ccl em mg/l. Assim,
MCl = 0,05 . 86400 . (3,5 + 1,0 + 0,63) / 1000 = 22,16 kg Cl / dia.
II Dimensionamento da unidade de fluoretação
Sendo a vazão mássica de flúor dada pela seguinte equação:
MF = Q . (Ft – Fb) / 1000 para Q em m3/dia e Ft e Fb em mg/l. Assim,
MF = 0,05 . 86400 . (0,9 – 0,1) / 1000 = 3,46 kg F / dia
OBSERVAÇÃO: EFICIÊNCIAS DE REMOÇÃO
Percentual de Remoção: (No / N) / No = 1 - 10-unidades log. de remoção
Tabela de Conversão
Unidades Log de Remoção Percentual de Remoção (%)
0,5 (1010
para 109,5
NMP/100ml) 68,38
1,0 (1010
para 109 NMP/100ml) 90,00
2,0 (1010
para 108 NMP/100ml) 99,00
3,0 (1010
para 107 NMP/100ml) 99,90
4,0 (1010
para 106 NMP/100ml) 99,99
29
EXERCÍCIO VII: CONCEPÇÃO DO SISTEMA DE ESGOTAMENTO SANITÁRIO
ENUNCIADO: Para o município sob estudo, conceber o sistema de esgotamento sanitário observando,
1º O sistema deve ser composto por rede coletora, tratamento e disposição final;
2º O sistema de esgoto a ser concebido poderá ser dividido em centralizado e descentralizados, conforme
necessidade.
3º O lançamento das redes de esgotamento sanitário devem, sempre que possível, evitar o uso de sistemas
elevatórios.
4º Para obterem-se menores volumes, e consequentemente custos, de escavação na execução da vala de
assentamento das tubulações, estas deveriam ser assentadas sob a menor profundidade possível e na
mesma declividade rua. No entanto isto nem sempre é possível pois a declividade de assentamento da
tubulação deve garantir a autolimpeza e, para tanto, a tensão trativa mínima deve ser garantida.
5º Conexões como o terminal de limpeza, o terminal de inspeção e limpeza e o poço de visita devem ser
previstos em uma rede coletora em situações de cabeceiras e de mudanças de direção, declividade, de
diâmetro, de material e de nível;
6º As distâncias recomendadas entre os poços de vista são as seguintes:
- 100 metros para tubulações de diâmetro de 150 mm;
- 120 metros para tubulações com diâmetros entre 200 e 600 mm;
- 150 metros para tubulações de diâmetro superior a 600 mm;
-
7º A localização da estação de tratamento de esgoto será definida em função:
- de, sempre que possível, receber o esgoto coletado na rede por gravidade a fim de minimizar os
custos com estações elevatórias;
- da capacidade suporte do corpo hídrico no ponto de disposição do esgoto tratado.
30
EXERCÍCIO VIII: ESTIMATIVA DAS VAZÕES E DAS CARGAS DE POLUENTES DO
ESGOTO SANITÁRIO
Enunciado
A área urbana do Município Vale Verde está em uma bacia hidrográfica cujo rio principal é denominado
Rio Socorro. Para esta área urbana foi projetado um sistema separador absoluto de esgotamento e
drenagem pluvial. No entanto, apesar da rede coletora de esgoto implantada, não há tratamento do
mesmo. E a rede de drenagem pluvial não funciona satisfatoriamente pois à mesma são direcionados
esgoto de forma clandestina e resíduos sólidos dispostos inadequadamente sobre o solo. Dado este
quadro, objetiva esta atividade a estimativa das cargas de poluentes presentes no esgoto sanitário gerado
na área urbana em questão. A estimativa destas cargas é fundamental para avaliar a capacidade suporte do
Rio Socorro, assim como para conceber o sistema de tratamento de esgoto, se necessário. Observar
Figura 01 em anexo.
1 Dados Introdutórios
Para estimar as vazões de contribuição de esgoto e as respectivas concentrações e cargas de Demanda
Bioquímica de Oxigênio (DBO), Fósforo Total (P), Nitrogênio Amoniacal Total (N) e Coliformes
Termotolerantes (Cterm), faz-se necessário considerar os seguintes dados:
População Inicial: Pi = 10.715 hab.; População Final: Pf = 14.400 hab.
Consumo de Água Efetivo Per Capita: qe = 100 L/hab. Dia
Coeficiente de Retorno: C = 0,8
Coeficiente K1 = 1,2; Coeficiente K2 = 1,5
Taxa de Contribuição de Infiltração Inicial: TIi = 0,1 L/s.Km;
Taxa de Contribuição de Infiltração Final: TIf = 0,1 L/s.Km
Contribuição Singular (Frigorífico de Carne Suína e Bovina): QSi: 5,0 L/s ; QSf = 5,0 L/s
Extensão da Rede Coletora Inicial: Li = 10 Km ; Extensão da Rede Coletora Final: Lf = 10 Km
DBO do Esgoto Doméstico: DBO = 250 mg/L ; DQO do Esgoto Doméstico: DQO = 500 mg/L
DBO do Esgoto Industrial: DBO = 1000 mg/L ; DQO do Esgoto Industrial: DQO = 2000 mg/L
DBO da Água de Infiltração: DBO = 10 mg/L ; DQO da Água de Infiltração: DQO = 20 mg/L
Fósforo Total do esgoto doméstico = 10 mg/l; Fósforo Total do efluente da indústria = 40 mg/l; Fósforo
Total da água de infiltração = 3,0 mg/l;
Nitrogênio Amoniacal Total do esgoto doméstico = 40 mg/l; Nitrogênio Amoniacal Total do efluente da
indústria = 50 mg/l; Nitrogênio Amoniacal Total da água de infiltração = 2,0 mg/l;
Coliformes termotolerantes do esgoto doméstico = 1 x 10 Cterm/100 ml; Coliformes termotolerantes da 7
indústria = 1 x 10 Cterm /100 ml; Coliformes termotolerantes água de infiltração = 1 x 10 Cterm /100 ml 6
2
Os parâmetros DBO, P, N e Cterm foram elencados nesta análise face a importância dos mesmos em
termos de impacto ambiental.
A DBO mede indiretamente a quantidade de matéria orgânica biodegradável no esgoto a qual,
dependendo carga de lançamento sobre o curso hídrico, pode causar a depleção de oxigênio dissolvido e,
consequentemente, reduzir e eliminar formas de vida.
O fósforo total é um nutriente que, dependendo de sua carga lançada no corpo hídrico, pode causar
eutrofização. No esgoto sanitário o fósforo total apresenta-se na forma de fosfatos, estes podendo ser
inorgânicos ou orgânicos. Os fosfatos inorgânicos são encontrados nas espécies ortofosfatos e polifosfatos
e originam-se dos detergentes e alguns produtos químicos utilizados nas edificações. Destaca-se que da
concentração de fósforo total do esgoto doméstico aproximadamente 50,00 % pode ter origem dos
detergentes. Já os fosfatos orgânicos têm origem fisiológica.
O nitrogênio total na água apresenta-se nas formas orgânica, amoniacal total, estas predominantes, além
do nitrito e do nitrato. O nitrogênio orgânico é devido a presença de proteínas, aminoácidos e uréia
presentes na água. O nitrogênio amoniacal, oriundo da hidrólise da uréia, é composto pela amônia e pelo
31
íon amônio, sendo este último predominante para valores de pH inferior a 8,0, condição esta comum em
muitos corpos hídricos naturais. Cumpre ainda destacar que a amônia, ao sofrer a oxidação, transforma-se
em nitrito e consequentemente em nitrato. Este processo é denominado nitrificação o qual consome
oxigênio do corpo hídrico caracterizando, portanto, a DBO nitrogenada.
Os coliformes termotolerantes podem indicar a presença de matéria fecal na água, uma vez que incluem
os coliformes fecais. De qualquer forma, o parâmetro definitivo é a Escherichia Coli, esta do grupo
coliforme de origem fecal.
2 Estimativa da Vazão de Projeto
Faz-se necessário estimar a vazão média de final de plano, conforme equação a seguir:
Qfmed = QD + QI + QS para final de plano, sendo,
Qfmed: vazão média de final de plano de esgoto sanitário; QD: vazão de esgoto doméstico; QI: vazão de
infiltração; QS: vazão de contribuição singular;
Reescrevendo a equação da Qfmed em termos das expressões de suas parcelas, obtém-se a seguinte
formatação:
Qfmed = (Pf . qe . C / 86400) + (TIf . Lf) + QSf , cujas variáveis foram previamente apresentadas.
Procedendo as estimativas,
QD= 14.400 . 100 . 0,8 = 13,33 l/s = 1.152 m³/d
86400
QI= TI x LRE = 0,1 x 10 = 1,0 l/s = 86,4 m³/d
QS = 5,0 l/s = 432 m³/d
Logo para Qfmed, obtém-se: Qfmed = 19,33 L/s
3 Estimativa das Cargas e Concentrações de Poluentes do Esgoto Sanitário Bruto
3.1 Cargas e Concentrações de DBO
Estimar a carga e a concentração de DBO do esgoto sanitário bruto, assim como a população equivalente
(Pe) à indústria. Destaca-se que o parâmetro população equivalente consta do número de habitantes que
produzem uma determinada carga, que neste caso será a da indústria. As respectivas formulações
matemáticas constam a seguir:
1000)/(
)/()/( 3 diamLmg
DBO
QDBOdiaKgC
;
)./(
)/(
)(054,0 diahabkg
diakgDBO
hab
CPe
Dado isto, estima-se:
CDBO/D= 250 mg/L . 1152 m³/d = 288 kg.DBO/d
1000
CDBO/I = 10mg/L . 86,4m³/d = 0,86 kg.DBO/d
1000
CDBO/S = 1000mg/L . 432m³/d = 432 kg.DBO/d
1000
A carga de DBO total é a seguinte: CDBO/ES = CDBO/D + CDBO/I + CDBO/S= 720,86 kg.DBO/d
Logo, a DBO/ES é dada por: DBOES (mg/L) = 1000 . CDBO/ES ÷ Qfmed ; CDBO : kg DBO / dia ; Qfmed :
m3 / dia,
32
DBOES (mg/L) = 1000 . 720,86 = 431,55mg/L
1670,4
Observar que neste exemplo a DBO de 431,55 mg/L é a concentração a ser tratada na estação de
tratamento a ser concebida.
Para a população equivalente referente à carga de DBO exclusivamente da indústria, tem-se:
Pe = (432,00 kg.DBO/d) / (0,054 kg/hab.dia) = 8.000 habitantes.
Ou seja, a carga de DBO de uma população de 8.000 habitantes, para uma taxa de 0,054 kg DBO/hab.dia,
equivale a toda a carga de DBO produzida pela indústria.
3.2 Carga e Concentração de Fósforo Total
Estimar a carga e a concentração de fósforo total P do esgoto sanitário bruto conforme a sequência
observada para as respectivas estimativas para DBO. Assim:
CP/D= 10,0 mg/L . 1152 m³/d = 11,52 kg.DBO/d
1000
CP/I = 3,0 mg/L . 86,4m³/d = 0,26 kg.DBO/d
1000
CP/S = 40 mg/L . 432m³/d = 17,28 kg.DBO/d
1000
A carga de P é a seguinte: CPES = CP/D + CP/I + CP/S = 29,06 kg.P/d
Logo, a PES é dada por: PES (mg/L) = 1000 . CP/ES ÷ Qfmed ; CP : kg P / dia ; Qfmed : m3 / dia,
PES (mg/L) = 1000 . 29,06 = 720,86 = 17,40 mg/L
1670,4 1670,4
Observar que neste exemplo a PES de 17,40 mg/L é a concentração a ser tratada na estação de tratamento
a ser concebida.
3.3 Carga e Concentração de Nitrogênio Total
Estimar a carga e concentração de nitrogênio total N do esgoto sanitário bruto conforme a sequência
observada para as respectivas estimativas para DBO. Assim:
CN/D= 40,0 mg/L . 1152 m³/d = 46,08 kg.DBO/d
1000
CN /I = 2,0mg/L . 86,4m³/d = 0,17 kg.DBO/d
1000
CN /S = 50,0 mg/L . 432m³/d = 21,6 kg.DBO/d
1000
A carga de N é a seguinte: CNES = CN/D + CN/I + CN/S= 67,85 kg.N/d
Logo, a NES é dada por: NES (mg/L) = 1000 . CNES ÷ Qfmed ; CN : kg N / dia ; Qfmed : m3 / dia,
NES (mg/L) = 1000 . 67,85 = 40,62 mg/L
1670,4
Observar que neste exemplo NES de 40,62 mg/L é a concentração a ser tratada na estação de tratamento a
ser concebida.
33
3.4 Cargas e Concentrações dos Coliformes Termotolerantes (Cterm)
Estimar a carga e concentração de Cterm do esgoto sanitário bruto conforme a sequência observada para as
respectivas estimativas para DBO. Assim:
CCterm /D = 1.107 Cterm/100 ml . 1152 m³/d = 1,152.10
14 Cterm/d
1.10-4
m3
CCterm /I = 1.102 Cterm/100 ml . 86,4m³/d = 86,4.10
6 Cterm/d
1.10-4
m3
CCterm /S = 1.106 Cterm/100 ml . 432m³/d = 4,32.10
12 Cterm/d
1.10-4
m3
A carga de Cterm é a seguinte: C Cterm ES = CN/D + CN/I + CN/S= 1,195.1014
Cterm/d
Logo, a Cterm ES é dada por:
Cterm ES (mg/L) = C Cterm /ES ÷ Qfmed ; Cterm : kg Cterm / dia ; Qfmed : m3 / dia,
Cterm ES (mg/L) = 1,195.1014
Cterm = 7,15.10
10 Cterm = 7,15.10
10 Cterm = 7,15.10
6 Cterm/100 ml
670,4 m3 . d m
3 (1.10
4 . 1.10
2) ml
Observar que neste exemplo a Cterm ES de 7,15.106 Cterm/100 ml é a concentração a ser tratada na estação
de tratamento a ser concebida.
34
EXERCÍCIO IX: DIMENSIONAMENTO DE REDE COLETORA DE ESGOTO
Enunciado: O Bairro Pé de Alface, localizado no Munícipio Vale Verde e cuja respectiva planta
topográfica consta na Figura 01, não contém rede coletora de esgoto. Portanto, conceber a rede coletora
de esgoto para este bairro e estimar o diâmetro do trecho 1-2 da mesma, verificando suas condições de
autolimpeza por meio do princípio da tensão trativa.
Figura 01: Planta Topográfica do Bairro
Dados: Os dados são os seguintes,
População Inicial: Pi = 2000 hab.; População Final: Pf = 3500 hab.;
Comprimento (projeção horizontal) do Trecho: L = 120 m;
Cota de Montante do Terreno: CTm = 101,00 m; Cota de Jusante do Terreno: CTj = 100,50 m;
Consumo de Água Efetivo Per Capita (qe) = 160 L / hab . dia;
Coeficiente de Retorno = 0,8; K1 = 1,2; K2 = 1,5;
Taxa de Infiltração Inicial : Ti = 0,15 L/s.Km; Taxa de Infiltração Final : Tf = 0,10 L/s.Km;
Extensão Inicial da Rede: Li = 2877 m; Extensão Final da Rede: Lf = 4050 m;
A ilustração genérica de um trecho da rede coletora é apresentada na Figura 02 a seguir.
Figura 02: Ilustração Genérica de um Trecho de Rede
99
98
97
96
95
Rio Morto
100
35
Resultados
Os resultados são os seguintes,
a) Vazão de Início de Plano (QDi): QDi = (K2 . Pi . qe . C) / 86400; QDi = 4,44 L/s;
b) Vazão de Final de Plano (QDf): QDf = (K1. K2 . Pf . qe . C) / 86400 ; QDf = 9,33 L/s;
c) Taxa de Contribuição Linear Inicial : TLi = ( QDi / Li) + Ti ; TLi = 0,0017 L/s/m;
d) Taxa de Contribuição Linear Final : TLf = ( QDf / Lf) + Tf ; Tlf = 0,0024 L/s/m;
e) Vazões no Trecho: QM, QT, QJ
Montante: QMi = 0,0 l/s ; QMf = 0,0 l/s;
Ao longo do trecho: QTi = TLi . Li = 0,204 L/s; QTf = TLf . Lf = 0,288 l/s;
Jusante: QJi = 0,204 L/s; QJf = 0,288 L/s;
Obs.: Conforme NBR 9649/1986 assumir Qmin = 1,5 l/s;
f) Declividade do Terreno (It): It = 0,0042 m/m;
g) Declividade da Tubulação (Itub): Itub = 0,0055 Qimax -0,47
, sendo Qi de jusante em L/s;
Itub = 0,0045 m/m;
Obs.: Qimax = QJi = 0,204 l/s < Qmin = 1,5 l/s; Logo assumiu-se Qimax = 1,5 l/s;
h) Diâmetro: D = [0,0463 . (Qfmáx / Io 0,5
)]0,375
, para Qfmax em m3/s e de jusante, D em m e Io, a qual a
declividade de assentamento da tubulação, sendo o maior valor entre It e Itub. Desta forma Io = 0,0045
m/m; D = 0,076 m; Logo, pela norma, D = 100 mm;
Obs.: Qfmáx = QJf = 0,288 l/s < Qmin = 1,5 l/s; Logo assumiu-se Qfmáx = 1,5 l/s;
i) Definição das lâminas: (y/D)i ; (y/D)f (Obter estes valores na Tabela de Manning)
(y/D)i ; Q/(Io)0,5
= 0,0015/(0,0045)0,5
= 0,022; (y/D)i = 0,450;
(y/D)f ; Q/(Io)0,5
= 0,0015/(0,0045)0,5
= 0,022; (y/D)f = 0,450;
j) Definição do Raio Hidráulico: RHi e RHf
RHi = β . D(m) ; para (y/D)i = 0,450 tem-se β = 0,234; logo, RHi = 0,0234 m;
RHf = β . D(m) ; para (y/D)f = 0,450 tem-se β = 0,234; logo, RHf = 0,0234 m;
Obs.: Os valores de β devem ser obtidos na tabela da página 73 da apostila.
k) Estimativa da Tensão Trativa (σ) : = . RHi . Io (kgf / m2)
sendo = 1000 kgf / m3, RHi = 0,0234 m;
σ = 0,105 kgf/m2 > min = 0,100 kgf / m
2, logo ocorre autolimpeza!
l) Estimativa das Velocidades: Vi e Vf
Para Q/(Io)0,5
há a razão V/(Io)0,5
conforme a Tabela de Manning. Assim,
Vi: Q/(Io)0,5
= 0,022 corresponde a V/(Io)0,5
= 6,28; Logo, Vi = 0,42 m/s;
Vf: Q/(Io)0,5
= 0,022 corresponde a V/(Io)0,5
= 6,28; Logo, Vf = 0,42 m/s;
m) Verificação das Velocidades Máxima e Mínima: Vmax e Vmin
Vmax = 5,0 m/s > Vf = 0,42 m/s ; Confere!
Vmin = 0,6 m/s > Vi = 0,42 m/s ; Não Confere! Todavia priorizar a verificação da tensão trativa.
n) Verificação da Velocidade Crítica: Vc
Vc = 6,0 (g . RHf)0,5
= 2,87 m/s > Vf = 0,42 m/s; Logo não há expansão da seção líquida.
36
EXERCÍCIO X: AVALIAÇÃO DA CAPACIDADE SUPORTE DOS CORPOS HÍDRICOS E
ESTIMATIVA DA EFICIÊNCIA DO TRATAMENTO DE ESGOTO
Enunciado
Avaliar a capacidade suporte do Rio Socorro presente no Município Vale Verde ao receber esgoto
sanitário bruto gerado em sua área urbana. A avaliação desta capacidade deverá ser referenciada ao
definido pela Resolução 357 do CONAMA, considerando que o rio em questão está enquadrado como
Classe 03.
1 Dados Introdutórios
Os dados introdutórios sobre o Rio Socorro estão apresentados em suas características hidrológicas,
hidráulicas e de qualidade da água. Quanto as características hidrológicas e hidráulicas, para o ponto de
disposição do esgoto no Rio Socorro a sua vazão de estiagem QR é dada pela seguinte expressão de
Q10,7:
Q10,7 = C.XT.(A+B).Q’ , sendo,
C, A, B: parâmetros da equação; XT: constante função do período de retorno T; para T=10. Portanto, para
a região do Município Vale Verde, têm-se os seguintes dados e conseqüentes resultados:
XT=X10=0,632 ; A=0,4089 ; B=0,0332 ; C=0,75 ; Q’ = 235,8 L/s
Q10,7 = 0,75 x 0,632 x (0,4089 + 0,0322) x 235,8 = 49,41 L./s
Logo, QR = Q10,7 = 49,41 L./s = 4269 m3/d = 0,0494 m³/s,
sendo QR a vazão de estiagem do Rio Socorro no ponto de lançamento do esgoto.
Para o ponto de lançamento de esgoto no rio cabe destaque igualmente as seguintes variáveis: V = 0,18
m/s ; H = 1,2 m,
Sendo,
V: Velocidade média do rio no ponto de lançamento em condições de estiagem;
H: Altura média da lâmina do rio no ponto de lançamento em condições de estiagem.
Demais dados respectivos a qualidade da água do Rio Socorro são os seguintes:
DBOR = 2,0 mg/L ; ODR = 8,2 mg/L ; TR = 12oC ;
CtermR = 1.101Cterm/100 ml; PR = 0,10 mg P/ L ; NR = 11,5 mg N/L
Sendo,
R: rio; DBO: Demanda bioquímica de oxigênio; OD: Oxigênio dissolvido; T: Temperatura; P: Fósforo
total; N: Nitrogênio amoniacal total; Cterm: Coliformes termotolerantes;
2 Estimativas para a Avaliação da Capacidade Suporte do Rio Socorro
2.1 Avaliação da Capacidade de Recuperação de OD do Rio
Esta avaliação será desenvolvida com base no Modelo Streeter Phelps o qual busca reproduzir o
comportamento do oxigênio dissolvido ao longo do rio, conforme a Figura 01:
37
Figura 01: Curva Referente ao Comportamento do Oxigênio Dissolvido
Desta forma, além do valor já estimado de DBO do esgoto bruto de 431,55 mg/L, conforme o exercício
Estimativas das Vazões de Projeto e das Cargas de Poluentes do Esgoto Sanitário, admitir que a OD
é de 0,5 mg/l e que K1 = 0,10/d. Isto posto, seguir a rotina de dimensionamento:
2.1.1 Equacionamento para Disposição do Esgoto Bruto
1º Aplicação da Equação da Mistura para determinar DBO, OD e T de mistura (M):
Var. = (Var.R . QR + VarES. Qf med) / ( QR + Qf med) ; Var. : mg/L ; Qf med: L/s
TM = (12ºC x 49,41 + 17ºC x 19,33) / (68,74) = 13,41ºC
DBOM = (2,0 x 49,41 + 431,55 x 19,33) / (68,74) = 122,79 mg/L
ODM = (8,2 x 49,41 + 0,5 x 19,33) / (68,74) = 6,03mg/L
2º Estimar Taxa de Desoxigenação K1 e de ReaeraçãoK2 :
K1 = K120 .( 1,047 T-20
) ; K2 = 2,2 . (V / H 1,33
) ; K1 e K2: (dia-1
) ; V: m/s; H: m
K1 = 0,10 (1,047 13,41 – 20
) = 0,0739 /d ;K2 = 2,2 (0,18 / 1,2 1,33
) = 0,31 /d
3º DBO Carbonácea Última no Ponto de Mistura(Lo):
DBOt = Lo(1-10-K.t
); DBOt e Lo: mg/L; Lo= DBO5 / (1–10 -5 x 0,07395
) = 214,32 mg/L
4º Déficit Inicial de OD (Do): Do = ODr – ODmist. ; Do = 8,2 – 6,03 = 2,17 mg/L
5º Tempo Crítico (tc):
tc = [(K2 – K1)-1
] . log { [ K2/K1] . [ 1 – [ Do (K2 - K1) / (K1. Lo) ] ]}
tc = [ (0,31 – 0,071)-1
] . log {[0,31/0,07].[1- [2,17 . (0,31-0,07)/0,07 . 214,32]}
tc = [ (4,17) ] . log {[4,43].[1- 0,034]} = 4,17 . log 3,46 = 2,63 d
38
6º Distância onde Ocorre o ODmin (Cc):
Cc = V . tc = 0,18 x 2,63 x 86400 = 40,93 km
7o Estimar ODmin:
ODmin = OD sat. – Dc
Dc = (K1/K2).Lo.(10 – K1.tc
); Dc = (0,0739/0,31) x 214,32 x (10-0,07 x 2,63
) = 33,44 mg/L
8o
ODc = 8,2 – 33,44= 0,00 mg/l; OD negativo significa sua ausência no rio!
2.1.2 Equacionamento para Disposição do Esgoto Tratado
Dado que a DBO do esgoto bruto é de 431,55 mg/L e admitindo que a eficiência de remoção de DBO do
tratamento concebido seja na ordem de 90 %, a DBO efluente é de 43,16 mg/l. Considerar também que a
OD é de 4,5 mg/l e que K1 = 0,10/d. Isto posto seguir a rotina de dimensionamento já apresentada, cujos
resultados são apresentados na sequência.
1º Aplicação da Equação da Mistura para determinar DBO, OD e T de mistura (M):
Var. = (Var.R . QR + VarES. Qf med) / ( QR + Qf med) ; Var. : mg/L ; Qf med: L/s
TM = 13,41ºC
DBOM = 13,57 mg/L
ODM = (8,2 x 49,41 + 4,5 x 19,33) / (68,74) = 7,16 mg/L
2º Estimar Taxa de Desoxigenação K1 e de Reaeração K2 :
K1 = K120 .( 1,047 T-20
); K2 = 2,2 . (V / H 1,33
);K1 e K2: (dia-1
) ; V: m/s ; H: m/s
K1 = 0,10 (1,047 13,41 – 20
) = 0,0739 /d
K2 = 2,2 (0,18 / 1,2 1,33
) = 0,31 /d
3º DBO Carbonácea Última no Ponto de Mistura(Lo):
DBOt = Lo (1-10-K.t
); DBOt e Lo: mg/L; Lo = DBO5 / (1–10 -5 x 0,07395
) = 23,69 mg/L
4º Déficit Inicial de OD (Do):
Do = ODr. – ODmist. ; Do = 8,2 – 7,16 = 1,04 mg/L
5º Tempo Crítico (tc):
tc = [(K2 – K1)-1
] . log { [ K2/K1] . [ 1 – [ Do (K2 - K1) / (K1. Lo) ] ]}
tc = [ (0,31 – 0,071)-1
] . log {[0,31/0,07].[1- [1,04 x (0,31-0,07)/0,07 . 23,69]}
tc = 2,36 d
6º Distância onde Ocorre o ODmin (Cc):
Cc = V . tc = 0,18 x 2,36 x 86400 = 36,70 km
7oEstimar ODmin:
ODmin= OD sat. – Dc; Dc = (K1 / K2). Lo . (10 – K1.tc
);
Dc = (0,07039/0,31) x 23,69 x (10-0,07 x 2,36
) = 3,78 mg/L
8º ODc = 8,2 – 3.78 = 4,42 mg/l
As ilustrações destas curvas estão apresentadas na Figura 02.
39
Figura 02: Curvas de Oxigênio Dissolvido para Cenários sem Tratamento e com Tratamento de
Esgoto
Logo, a configuração de tratamento de esgoto que promova 90,00 % de remoção de DBO será o
suficiente para manter o rio na Classe 03 da Resolução 357 do CONAMA pois ODc = 4,42 mg/l > ODC3
= 4,0 mg/l.
40
2.2 Avaliação da Capacidade de Suporte de Cargas de Fósforo e Nitrogênio no Rio
2.2.1 Critérios de Avaliação
Serão considerados os respectivos limites postos pela Resolução 357 do CONAMA para Classe 03 a
saber, PC3 ≤ 0,15 mg P /L e NC3 ≤ 13,3 mg N /L para pH ≤ 7,5.
2.2.2 Rotina de Equacionamento
2.2.2.1 Cargas de P e N afluentes ao Rio
Admitir as cargas de P e N do esgoto bruto já estimadas no exercício Estimativas das Vazões de Projeto
e das Cargas de Poluentes do Esgoto Sanitário para ponto de lançamento de esgoto.
2.2.2.2 Estimativa das Concentrações de P e N no Ponto de Lançamento do Esgoto Bruto
Considerando a situação do lançamento de esgoto sanitário bruto no rio, isto é, sem tratamento, e
aplicando a Equação das Misturas, estima-se as concentrações de P e N no ponto de mistura conforme
segue:
PM = (PR . QR + PES. Qfmed) / (QR + Qfmed) ; P : mg/L ; Qfmed: L/s,
PM = (0,10 . 49,41 + 17,40 . 19,33) / (49,41 + 19,33) = 4,96 mg P/L;
NM = (NR . QR + NES. Qfmed) / (QR + Qfmed) ; N : mg/L ; Qfmed: L/s,
NM = (11,5 . 49,41 + 40,62 . 19,33) / (49,41 + 19,33) = 19,69 mg N/L;
2.2.2.3 Estimativa das Eficiências de Tratamento do Esgoto Bruto para Remoção de P e N
Dados os limites da Resolução CONAMA 357 para P e N, Classe 03, e considerando que estes são
inferiores às concentrações estimadas no ponto de mistura quando do lançamento do esgoto bruto, as
respectivas eficiências de tratamento do esgoto sanitário são as seguintes:
PEST . 19,33 + 0,10 . 49,41 = 0,15 . 68,74 ; PEST = 0,28 mg/l
ERP (%) = PES – PEST / PES = (17,40 – 0,28) / 17,40 = 0,9839 = 98,39 %
NEST . 19,33 + 11,5 . 49,41 = 13,33 . 68,74
ERN (%) = NES – NEST / NES = (40,62 – 18,67) / 40,62 = 0,5404 = 54,04 %
Sendo PEST a concentração de fósforo total do esgoto tratado e NEST a concentração de nitrogênio
(amoniacal) do esgoto tratado.
Outra análise possível é o quanto deve ser reduzido de fósforo e nitrogênio no PONTO DE MISTURA,
quando do lançamento do esgoto bruto, diante dos dados os limites da Resolução CONAMA 357 Classe
03. Esta análise é apresentada a seguir:
ERP (%) = PES – PC3 / PES = (4,96 – 0,15) / 4,96 = 0,97 = 97,00 %
ERN (%) = NES – NC3 / NES = (19,69 – 13,133) / 19,69 = 0,32 = 32,00 %
2.3 Avaliação do Decaimento Bacteriano no Rio
2.3.1 Critérios de Avaliação
Serão considerados os respectivos limites postos pela Resolução 357 do CONAMA para Classe 03 a
saber, Cterm. ≤ 4000 Cterm / 100 ml.
2.3.2 Equacionamento
2.3.2.1 Equacionamento para Disposição do Esgoto Bruto
41
No ponto de mistura, a concentração de coliformes termotolerantes é dada pela equação das misturas,
conforme segue:
CtermM = (CtermR . QR + CtermES. Qfmed) / (QR + Qfmed);
CtermM e CtermR: NMP/100 ml ;Qfmed:L/s
CtermM = (1.101 x 49,41 + 7,15.10
6 x 19,33) / (49,41 + 19,33) = 2,1.10
6Cterm/100ml
Aplicando a Lei de Chick, dCterm/dt = - Kb . Cterm para o regime hidráulico tipo pistão, o qual pode ser
aplicado em rios, tem-se: Cterm = CtermM .e-Kb.t
, sendo,
Cterm: concentração de coliformes termotolerantes (Cterm/100ml);
CtermM: concentração de coliformes no ponto de mistura (Cterm/100ml);
Kb: coeficiente de decaimento bacteriano (d-1
);t: tempo (dias).
Corrigindo-se o coeficiente de decaimento bacteriano para a temperatura de mistura, obtem-se:
Kb20 = 1,0/d ; Kbt = Kb20 x 1,07(13,41 – 20)
= 0,64/d ;
Logo, construir a curva de decaimento bacteriano para o rio até o mesmo apresentar concentração de
coliformes termotolerantes igual ou menor aquela permitida para um corpo hídrico Classe 03 da
Resolução 357 do CONAMA, valor este de 4000 Cterm/100ml. Portanto, aplicando a Lei de Chick:
4.103 = 2,1 .10
6 .e
-0,64.t
ln(4.103 / 2,1.10
6) = ln e
-0,64.t;(e = 2,718281; loge (U
n) = n . logee ; ln = loge; ln e = 1,0)
- 6,26 = - 0,64t . ln e ; t = 9,78 dias.
Observar Figura 03 em Anexo.
2.3.2.2 Equacionamento para Disposição do Esgoto Tratado
Para que o limite Cterm ≤ 4000 Cterm / 100 ml posto pela Resolução 357 do CONAMA seja atendido, o
valor máximo de CtermES deve ser:
CtermES = CtermM . (QR + Qfmed) – CtermR . QR
Qfmed
CtermES = 4.103 . 68,74 – 1.10
1 . 49,41 = 1,42 . 10
4 Cterm/100 ml.
19,33
2.3.3 Estimativa da Eficiência de Tratamento do Esgoto Bruto para Remoção de Cterm.
Para finalizar, a partir da concentração de 4000 Cterm/100 ml deve ser definida a eficiência necessária para
o processo de desinfecção do esgoto.
ERCterm (%) = CtermES – Cterm C3 / Cterm ES
42
EXERCÍCIO XI: DIMENSIONAMENTO DE SISTEMA DESCENTRALIZADO DE
TRATAMENTO DE ESGOTO COM TANQUE SÉPTICO E COMPLEMENTARES
1 ENUNCIADO
No Município Vale Verde há previsão de construção de um conjunto habitacional que estará localizado
em uma região desprovida de sistema público e centralizado de esgotamento sanitário. Desta forma, para
este conjunto habitacional deve ser concebido um sistema descentralizado de esgotamento sanitário o qual
composto por rede coletora, tanque séptico com tratamento complementar e, por fim, de disposição final
adequada. Portanto, conceber e dimensionar alternativas de sistemas compostos por tanque séptico
seguido de tratamentos complementares para, posteriormente, propor e representar graficamente o sistema
considerado mais adequado.
2 DADOS
Considerar:
- 05 pessoas por residência na área a ser atendida;
- 40 residências a serem atendidas;
- Contribuição Per Capita de Esgoto (C): apesar da NBR 7229 apresentar este valor, conforme Tabela
01 da mesma, utilizar nesta aplicação seus próprios valores de qe e CR para definir a contribuição per
capita de esgoto.
- DBO do esgoto bruto = 260 mg/l
- P total do esgoto bruto = 10 mg/l
- N total do esgoto bruto = 40 mg/l
- Cterm. = 1 x 10 Cterm/100 ml 7
- Média do mês mais frio na região t = 12oC;
- Intervalo entre limpezas do tanque séptico é considerado de 01 ano;
- Terreno argiloso com baixa permeabilidade;
- Lençol freático com nível baixo;
- Não há limitação de área para a construção do sistema de tratamento.
3 RESOLUÇÃO
3.1 Dimensionamento da Fossa Séptica
3.1.1 Volume: V = 1000 + N (C .T + K . Lf)
V: volume útil, em litros;
N: número de pessoas ou unidades de contribuição;
C: contribuição per capita de esgoto, em L / pessoa .dia; (Tabela 01/NBR 7229);
T: tempo de detenção, em dias; (Tabela 02/NBR 7229)
K: taxa de acumulação do lodo digerido, em dias, equivalente ao tempo de acumulação de lodo fresco;
(Tabela 03/NBR 7229)
Lf: contribuição do lodo fresco, em L / pessoa dia; (Tabela 01/NBR 7229).
C = 100 L/hab.dia, Tabela 01/NBR 7229;
Td = 12h, Tabela 02/NBR 7229;
Lf = 1,0, Tabela 01/NBR 7229;
k = 65, Tabela 03/NBR 7229
Contribuição diária: 200 x 100 = 20.000 L/dia = 20 m3/dia;
V = 24.000 L = 24 m³
3.1.2 Altura: A Altura h é função do volume útil V, conforme Tabela 04/NBR 7229.
Tabela 04/ NBR 7229 ; Profundidade útil de 1,80 a 2,80m
Adota-se h = 2,80 m e A = V/h ; A = 8,57 m²
3.1.3 Definição da Geometria e Número de Câmaras do Tanque Séptico (conforme NBR 7229): É adotado o tanque de câmara única dada a sua simplicidade construtiva quando comparado ao de câmara
43
dupla em série. E a forma adotada é a circular dado o fato que o tanque cilíndrico ocupa menor perímetro
que o tanque retangular, conforme será constatado no item seguinte.
3.1.4 Área e Largura ou Diâmetro (conforme NBR 7229): Área A = V / h (m2); Largura Mínima:
0,80 m; Compr. / Larg.:Máx. 4:1, Mín. 2:1; Diâmetro Mínimo: 1,10 m
Tanque Prismático: C x L = A = 8,57 ; C/L deve situar-se entre 2,0 a 4,0 conforme a NBR 7229. Adota-
se C/L = 4,0 ; 4L x L = 8,57 ; L = 1,46 m ; C = 5,87 m. Logo, o perímetro é 14,66 m.
Tanque Circular: Conforme a NBR 7229, D 2h ; Logo, A = 8,57 = x R² ; R = 1,65m ; D = 3,3 < 5,6
(2h) ; confere ! O perímetro é 2R = 10,37 m.
As tabelas supracitadas são apresentadas a seguir.
Tabela 1: Contribuição Diária de Esgoto (C) e de Lodo Fresco (Lf) por Tipo de Prédio e de
Ocupante
Prédio Unidade Contribuição, de esgotos (C) e
lodo fresco (Lf)
Ocupantes Permanentes:
- Residência
Padrão alto
Padrão médio
Padrão baixo
- Hotel
- Alojamento provisório
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
160
130
100
100
80
1
1
1
1
1
Ocupantes temporários
Fábrica em geral
Escritório
Edifícios públicos ou comerciais
Escolas e locais de longa permanência
Bares
Restaurantes e similares
Cinemas, teatros e locais de curta permanência
Sanitários públicos
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
70
50
50
50
6
25
2
480
0,30
0,20
0,20
0,20
0,10
0,10
0,02
4,0
TABELA 2: Período de Detenção dos Despejos, por Faixa de Contribuição Diária
Contribuição diária (L) Tempo de detenção
Dias Horas
Até 1500 1,00 24
1501 - 3000 0,92 22
3001 – 4500 0,83 20
4501 – 6000 0,75 18
6001 – 7500 0,67 16
7501 – 9000 0,58 14
Mais que 9000 0,50 12
TABELA 3: Taxa de Acumulação Total de Lodo (K), em Dias, por Intervalo Entre Limpezas
e Temperatura do Mês Mais Frio
Intervalo entre limpezas (anos) Valores de K por faixa de temperatura ambiente (t), em °C
t 10 10 t 20 t > 20
1 94 65 57
2 134 105 97
3 174 145 137
4 214 185 177
5 254 225 217
TABELA 4: Profundidade h Útil Mínima e Máxima, por Faixa de Volume Útil
Volume útil (m³) Profundidade útil mínima (m) Profundidade útil máxima (m)
Até 6,0 1,20 2,20
6,0 – 10,0 1,50 2,50
Mais que 10,0 1,80 2,80
44
As dimensões dos tanques sépticos são apresentadas nas Figuras 01 a seguir.
Figura 01: Vistas lateral e em planta de tanque séptico
a 5 cm; b 5 cm ; c = 1/3 h; h = altura útil; h = altura interna útil
L = comprimento interno total; W = largura interna total ( 80 cm) ; Relação L/W: entre 2:1 e 4:1
3.2 Dimensionamento do Tratamento Complementar
Dado que o esgoto a ser tratado é efluente de um tanque séptico, observar as condicionantes a seguir por
tipo de tratamento complementar.
3.2.1 Sumidouro: Área de Absorção do Esgoto (A): A = ПR2 + 2ПR . h = Q / Cinf, sendo R, h e Q o
raio, a altura útil e a vazão afluente do sumidouro, respectivamente. O volume é o seguinte: Volume do
Sumidouro (V): V = ПR2 . h
Portanto, conforme a Tabela A a seguir, Cinf = 40 L/m².dia e para Qdiária = 20.000 L, obtém-se:
A = Q/Cf = 500 m²
h
45
TABELA A: Possíveis Faixas de Variação do Coeficiente de Infiltração
Faixa Constituição provável
dos solos
Coeficiente de
Infiltração (l/m² dia)
1
Rochas, argilas compactas de cor branca, cinza ou preta,
variando a rochas alteradas e argilas medianamente compactas
de cor avermelhada.
Menor que 20
2
Argilas de cor amarela, vermelha ou marrom medianamente
compactas, variando a argilas pouco siltosas e/ou arenosas.
20 a 40
3
Argilas arenosas e/ou siltosas, variando a areia argilosa ou
silte argiloso de cor amarela, vermelha ou marrom.
40 a 60
4
Areia ou silte argiloso, ou solo arenoso com húmus e turfas,
variando a solos constituídos predominantemente de areia e
siltes.
60 a 90
5
Areia bem selecionada e limpa, variando até areia grossa com
cascalhos.
Maior que 90
Considerando a forma circular pelas razões já expostas para o tanque séptico:
D = 3,00 m e profundidade h = 2,80 m; A = área lateral + área do fundo;
A = 2 x x R x h + x R²; A = 2(1,5) . 2,8 + . (1,5)² ; A = 33,45m² ;
Número de Sumidouros: 500 / 33,45 = 15 sumidouros.
A Figura 02 apresenta os detalhes do sumidouro.
Figura 02: Detalhes do Sumidouro
3.2.2 Vala de Infiltração
Considerando o Cinf, tem-se: A = Q / Cinf ; A = C . L + 2 (C . H),
sendo C o comprimento, L a largura da vala e H a altura útil da vala. Considerar que a área A de
infiltração consta da área lateral (abaixo da tubulação de entrada) acrescida da área do fundo da vala.
Portanto, conforme a Tabela A já apresentada, Cinf = 40 L/m².dia e para Qdiária = 20.000 L, obtém-se:
A = Q/Cinf = 500 m².
46
Para A = C . L + 2 (C . H) e para L = 1,0 m e H = 0,5 m, obtém-se A = 2 . C. Logo, C = 250 m. Para um
comprimento por vala de 10 m, o número de valas é de 25 unidades. Observar a Figura 03 que detalha a
vala de infiltração.
Figura 03: Detalhamento da Vala de Infiltração
3.2.3 Vala de Filtração seguida de Caixa de Cloração
A Taxa de Aplicação TA é obtida pela seguinte equação: A = Q / TA ; C = A / L , sendo TA a taxa de
aplicação, C o comprimento e L a largura útil da vala. Admitir que a área de filtração é a área do fundo
da vala. O parâmetro TA é de 100 l/m².dia, conforme a NBR 13969, a qual específica para tratamento de
efluentes de tanques sépticos. Para Qdiária = 20.000 l/dia, obtém-se: A = Q/TA = 200 m²,
sendo A = C . L e para L = 1,0 m obtém-se C = 200 m. Para um comprimento por vala de 20 m, o número
de valas é de 10 unidades. A Figura 03 apresenta o esquema da seção transversal de uma vala de filtração.
Figura 03: Seção Transversal de uma Vala de Filtração
Na sequência estão previstas 02 caixas de cloração sendo que cada uma recebe o efluente de 05 valas de
filtração Desta forma, para a vazão de 20 m3/dia, que corresponde a aproximadamente 0,24 l/s, estimou-
se o volume de cada caixa além da quantidade de cloro a ser aplicada.
Especificamente quanto a quantidade de cloro, assumiu-se que a demanda de cloro é de 0,7 mg/l, que está
previsto o emprego de um composto com 30,0 % de cloro e que deve-se prever a manutenção de um
residual de 0,5 mg/l após a desinfecção. Desta forma o volume da caixa cloradora e a quantidade de cloro
a ser utilizada na desinfecção são estimados conforme segue.
A vazão a ser tratada, já estimada, é de 0,24 l/s = 14,4 l/min = 0,0144 m³/min. O volume V da caixa
cloradora, para um tempo de contato entre o cloro e esgoto em torno de 45 minutos, é o seguinte:
V = 14,4 l/min . 45 min = 648 l;
Como foi concebido que 01 caixa de cloração atende 05 valas de filtração, têm-se assim 02 caixas de
cloração com o volume de 320 l cada. Observar Figura 05.
47
Figura 05: Detalhe de 01 Caixa Cloradora
Para estimar a quantidade de cloro a ser aplicada contemplar as seguintes etapas:
1ª Estimativa da concentração do composto de cloro no esgoto
Estima-se incialmente a concentração do composto de cloro no esgoto (Concentração CP/es) por meio da
seguinte expressão:
Concentração CP/es = (Concentração Demanda de Cloro + Concentração Cloro Residual) mg/l
Massa de Cloro Ativo (g)
Massa do Composto (g)
ou,
Concentração Demanda de Cloro + Concentração Cloro Residual 30 % Composto (Cloro)
Concentração CP/es 100 % Composto
logo,
Concentração CP/es = (0,7 mg/litro + 0,5 mg/litro) = 4,0 g composto/m³ de esgoto,
0,3
sendo 1,0 mg/l = 1,0 g/m3.
Já a vazão mássica do composto QMCP/es a ser aplicada no esgoto é a seguinte:
QMCP/es = Qes x Concentração CP/es = 0,0144 m³/min x 4,0 g/m³ = 0,0576 g composto/min
2ª Preparo da solução desinfectante
Na sequência, para preparar a solução desinfectante à 2,0 % de composto, este deve ser diluído em água.
Por exemplo, para preparar 100 litros desta solução desinfectante faz-se necessário adicionar 2,0 kg do
composto a 98 litros de água. E para estimar a concentração do composto na solução (Concentração CP/s)
observar:
Concentração CP/s = 2000 g / 100 litros = 20 g/l
Ou seja, cada litro de solução desinfectante tem 20 g de composto.
Dado que o percentual de cloro ativo do composto é de 30 % conforme já enunciado, a concentração
efetiva de cloro na solução desinfectante (Concentração Cl/s) é a seguinte:
Concentração Cl/s = Concentração CP/s . % Cloro Ativo no Composto
Concentração Cl/s = 20 g/ l . 30 % = 6,0 g / l
Portanto, para a vazão mássica do composto QMcp de 0,0576 g/min, já calculada, a vazão da solução
desinfectante Qs a ser aplicada ao esgoto é dada pela seguinte formulação:
48
Qs = QMcp / Concentração Cls = 0,0576 g/min / 6,0 g / l = 0,0096 l / min.
Considerando que deverá ser preparado 20 litros de solução (Vs), esta será suficiente para garantir a
desinfecção do esgoto pela seguinte duração de tempo T:
T = Vs / Qs = 20 / 0,0096 l/min = 2083 min = 34 h.
Observações sobre produtos:
“Água sanitária é o produto da diluição em água do hipoclorito de sódio. A fórmula é NaClO. Produto
mineral resultante de produção industrial. É produzido a partir da reação de gás cloro misturado com
solução de hidróxido de sódio (soda cáustica). Sua concentração de cloro ativo situa-se na faixa de 15
%. A concentração da água sanitária varia de 2 a 2,5% de cloro ativo (20 a 25 g/l). Como as águas
sanitárias Super Candida e Q’Boa são comercializadas em embalagens de 1 litro (1.000 cm³) ou de 2
litros (2.000 cm³), a quantidade de cloro ativo em cada embalagem é de 20 g a 25 g (embalagem de 1
litro) ou de 40 g a 50 g (embalagem de 2 litros).”
https://www.tratamentodeagua.com.br/artigo/manual-das-aguas-sanitarias/
O CLOR IN “é uma linha de produtos que tem como princípio ativo o dicloro-s-triazinetione de sódio,
aprovado pela ANVISA, FIOCRUZ, Instituto Adolf Lutz, principais universidades brasileiras e diversas
organizações internacionais de saúde.” O CLOR IN Granulado é um “desinfetante de uso
exclusivamente profissional, derivado clorado orgânico, indicado para o tratamento microbicida de água
para fins industriais e consumo humano. Excelente alternativa para a desinfecção de águas de processo,
efluentes domésticos e industriais, viveiros, estábulos, canis, pocilgas e indústrias de um modo geral.
Suas características: São grânulos de coloração branca e odor característico de cloro. Teor de cloro
ativo: 55% p/p. Solubilidade de 25 g em 100 ml de água a 25 ºC. Dosagem recomendada: 20 g para
cada 10.000 litros de água. As embalagens são em sacos de 1 kg e bombonas plásticas de 50 kg.”
https://www.marconsultoria.com/clorin
3.2.4 Filtro Anaeróbio seguido de Wetlands
Conforme a NBR 13969, para a estimativa do volume do filtro anaeróbio observar:
Volume: V = 1,6 . N .C . T e Área: A = V/H, sendo:
V: volume útil, em litros;
N: número de pessoas ou unidades de contribuição;
C: contribuição per capita de esgoto, em l/pessoa.dia; (Tabela 01/ NBR 7229);
T: tempo de detenção, em dias; (Tabela 02/ NBR 7229);
H: altura útil, a qual admitida em 1,60 m conforme a NBR 13969.
Td = 0,5 dia ; C = 100 l / hab.dia ; N = 200 pessoas
V = 1,6 x N x C x Td ; V = 1,6 x 200 x 100 x 0,5 ; V = 16.000 l = 16,0 m³
A = 16/1,6 = 10,0 m² ; 10,0 m² = x R² ; D = 3,57 m
Observar a Figura 06.
49
Figura 06: Sistema Tanque Séptico seguido de Filtro Anaeróbio (NBR 13969)
Para o sistema de wetlands sequente as características adotadas são as seguintes:
. fluxo sub-superficial;
. escoamento em pistão;
. meio filtrante composto por brita;
. macrófita: Typha spp. (Taboa).
Para ilustração, observar a Figura 07 a seguir:
: Fluxo do esgoto
Figura 07: Perspectiva de um wetlands.
A área superficial (horizontal) do sistema wetlands é estimada pela seguinte equação:
50
sendo,
As = área superficial, m2;
Q = vazão de projeto, m3/d;
Ca = concentração afluente, neste caso de DBO, mg/l;
Ce = concentração efluente esperada, neste caso de DBO, mg/l;
K = coeficiente de remoção de DBO (1/d) para a temperatura do líquido, ºC;
Hliq = altura do liquido no interior do leito filtrante, m;
n = porosidade do meio filtrante, %.
Admitindo que o conjunto tanque séptico – filtro anaeróbio tenha eficiência de 65,00 % na remoção de
DBO, a DBO afluente Ca ao wetlands é de 260,00 x 0,35 = 91,00 mg/l. Como já apresentado, a DBO
efluente esperada Ce é de 50 mg/l.
Conforme CONLEY; DICK; LIOW (1991) apud SEZERINO et. al. (2015), o coeficiente K20 de remoção
de DBO para 20º C pode variar de 0,21 a 2,92/d. Portanto, conforme MELO & LINDNER (2013), é
adotado o valor de 1,1/d para 20º C. Para adequar a estimativa de K para outra temperatura, 12º C no
caso, utiliza-se a seguinte conversão:
K = K20 (1,07) (t – 20º C)
; K = 1,1 (1,07) (12 – 20º C)
= 0,64/d para 12o C.
Quanto à geometria SEZERINO et. al. (2015) observam que a altura H máxima do leito filtrante
registrada em pesquisas brasileiras é de 1,5 m. Já o valor da altura do líquido Hliq no meio filtrante deve
ser inferior ao H de maneira a evitar a presença deste líquido na superfície do mesmo. Assim, neste
dimensionamento serão adotadas as alturas H = 1,00 m para o leito filtrante e Hliq = 0,70 m, de acordo
com adaptação de MELO & LINDNER (2013). Já a porosidade n adotada para o meio filtrante de brita é
de 35 %, sendo a porosidade a relação entre o volume dos poros entre as britas e o volume total do meio
filtrante.
Desta forma, dadas às considerações anteriores, destacando a vazão estimada de 20 m3/d, a área
superficial é estimada em As = 76,38 m2. Para esta área e para a altura útil de Hliq = 0,70 m, o volume é
de 53,47 m3. Estimados a área e o volume, cumpre verificar o tempo de detenção, o qual dado pela
seguinte expressão:
Td = (n . V) / Q
Sendo,
Td: tempo de detenção, d; V: volume do meio filtrante, m3. Em decorrência, Td = 0,94 dias. SEZERINO
et. al. (2015) registram que os valores de Td variam entre 0,5 e 12,3 dias, conforme levantamento em
estudos nacionais.
Supondo 02 wetlands em paralelo, cumpre definir geometria de cada unidade. Os autores da Costa et al.
(2013), apud SEZERINO et. al. (2015), adotaram a relação de forma Comprimento (C) / Largura (L) C /
L igual a 8,0, em seu estudo. Não obstante, MELO & LINDNER (2013) utilizaram C/L = 3,0. O
importante, ressalta-se, é garantir o fluxo em pistão. Assim, neste estudo C/L é admitido igual a 4,0.
Logo, sendo em cada wetlands a área A1 = As / 2 , tem-se:
A1 = C . L = 38,19 m2 ; C / L = 4,0. Resolvendo, C = 12,36 m; L = 3,09 m;
3.2.5 Filtro Biológico Aeróbio (FB) e Decantador Secundário (DS) seguido de Filtro Lento de Areia
Nesta concepção o filtro biológico com decantador é considerado o tratamento secundário. Portanto, para
dimensionar o filtro biológico é usual trabalhar com o parâmetro Taxa de Aplicação Hidráulica (TAH),
taxa esta que pode ser baixa, média ou alta. Os filtros de baixa taxa apresentam TAH de 1,0 a 4,0
m3/m
2.dia, os de média taxa apresentam TAH de 4,0 a 10,0 m
3/m
2.dia, enquanto aqueles de alta taxa
apresentam valores de 10 a 60 m3/m
2.dia. Neste dimensionamento será admitida uma TAH alta na ordem
de 35 m3/m
2.dia. Já a altura do filtro (H) é admitida de 1,5 m. Isto posto, segue o dimensionamento:
a) Área da seção transversal do FB: Área A = Q / TAH, sendo A a área da seção transversal do filtro
biológico.
A = 20 m³/dia = 0,57 m2
35 m³/m².dia
51
b) Volume V e Diâmetro D do FB: Para a área de 0,57 m2, V = 0,86 m
3 e D = 0,85 m;
c) Verificação do desempenho do FB em termos de Carga Orgânica Volumétrica (COV) de DBO:
Admitindo que o tanque séptico apresente 50 % de eficiência de remoção de DBO, logo a DBO do
esgoto tratado pelo mesmo é na ordem de 130 mg/L. Desta forma,
COV = Q (m³/dia) x DBO (mg/L) = 20 x 130 = 3,02 kg. DBO !!!
(1000 x V ) 1000 x 0,86 m³.dia
A faixa recomenda é de 0,6 a 1,8 kg DBO /m³.dia e o valor obtido ultrapassa o limite superior da
mesma indicando que o FB trabalhará com sobrecarga. Faz-se necessário rever a TAH adotada.
Portanto, alterando a TAH para 10 m3/m
2.dia, obtém-se:
A = 2,0 m2 ; V = 3,0 m
3, D = 1,59 m e COV = 0,87 kg DBO /m³.dia. Ok!
A Figura 08 apresenta detalhes do filtro biológico.
Figura 08: Corte do Filtro Biológico
d) Área do Decantador Secundário: ADS
TES = Q/ADS, sendo TES a Taxa de Escoamento Superficial e ADS a área do decantador secundário. O
valor de TES encontra-se na faixa de 16 a 24 m3/m
2.dia, para vazão média de esgoto. Portanto, a área é
ADS = 20 / 16 = 1,25 m² e o diâmetro D = 1,26. M
A Figura 09 apresenta uma configuração apresentando o decantador secundário na sequência do filtro
biológico. Cabe destacar que nesta configuração o decantador primário é o próprio tanque séptico. Outro
ponto a ser destacado é o volume de lodo gerado pelo filtro biológico, o qual significativo na operação e
manutenção do mesmo. Assim, a geração de lodo deve ser considerada na escolha do sistema de
tratamento.
Figura 09: Configuração Tanque Séptico (Decantador Primário), Filtro Biológico e Decantador
Secundário
e) Filtro Lento de Areia para a Desinfecção:
Considerando a Taxa de Filtração TF = Q / A e adotando um valor de TF = 1,7 m³/m².dia para a mesma, à
área A da seção transversal do filtro estima-se,
52
A = 20,0 = 11,76 m²
1,7
O diâmetro do filtro é estimado em D = 3,87 m. Para a altura útil H de 1,50 m, conforme Figura 10, m o
volume é de 17,6 m3. Tal figura apresenta a vista em corte do filtro lento de areia a ser instalado após um
decantador secundário.
Figura 10: Decantador Secundário e Filtro Lento de Areia
4 PROPOSIÇÃO DO SISTEMA
Propor o sistema considerado mais adequado com base em critérios diversos como a área necessária para
instalação, as eficiências de remoção dos parâmetros, os custos de implantação, operação e manutenção, a
contribuição estética para o ambiente urbano, dentre outros entendi
decantador Secundário
esgoto tratado
53
EXERCÍCIO XII: DIMENSIONAMENTO DE SISTEMA CENTRALIZADO DE
ESGOTAMENTO SANITÁRIO
ENUNCIADO
No Município Vale Verde há previsão de construção de um sistema público e centralizado de
esgotamento sanitário para o qual já concebido uma rede coletora. É necessário neste momento definir
qual será o sistema de tratamento de esgoto e, por fim, a disposição final adequada. Portanto, conceber e
dimensionar alternativas de sistemas de tratamento de esgoto para, posteriormente, propor e representar
graficamente o sistema considerado mais adequado.
DADOS
Os dados introdutórios necessários já foram assumidos e estimados anteriormente, os quais seguem
reproduzidos:
Qeb (Qfmed) = 19,33 l/s;
Qmin (média de início de plano, Qimed) = 15,92 l/s;
Qimax (máxima de início de plano) = 20,88 l/s.
DIMENSIONAMENTO
Isto posto, na sequência é apresentado o dimensionamento do tratamento preliminar, do sistema de
bombeamento e de configurações alternativas de sistema de tratamento.
I Gradeamento
Será admitida a instalação de uma grade média a qual será dimensionada para a vazão máxima de início
de plano (Qimax). Para tal grade, portanto, será considerado o espaço (e) entre barras igual a 2,5 cm e a
espessura (a) da barra igual a 1,0 cm, cuja limpeza será manual. Observar a figura seguinte:
Dadas estas condicionantes, a etapa seguinte é estimar a área livre Alg entre as aberturas da grade
conforme a seguinte equação:
Alg = Qmax / Vg = 0,0278 m2
sendo Vg a velocidade admitida na grade limpa e na ordem de 0,75 m/s.
A partir da estimativa da Alg é necessário estimar a lagura livre total Blg entre as aberturas da grade,
conforme segue:
Blg = Alg / Hg = 0,1392 m ≈ 14,00 cm
54
sendo Hg a altura da lâmina de água na grade, a qual adotada igual a 0, 20 m.
O próximo passo é estimar o número de espaços Ne entre as grades observando a seguinte equação:
Ne = Blg / e = 5,6 ≈ 6 espaços
Já o número de barras Nb é igual a Ne - 1. Logo, Nb = 5 barras
Enfim, a largura Bc do canal no qual a grade está adaptada pode ser estimada.
Bc = Ne . e + Nb . a = 20 cm
II Caixa de Areia
1.1 Dados Específicos
Foram admitidas as seguintes condicionantes:
Número de caixas de areia (nc) = 2 caixas de areia em paralelo;
Largura de 01 caixa de areia (L) = 0,4 m;
Velocidade máxima (Vmax) = 0,3 m/s.
A figura a seguir ilustra uma caixa de areia.
1.2 Dimensionamento
Para a estimativa das dimensões de uma caixa de areia incialmente pode ser aplicada a seguinte
expressão:
TES = Qeb / (nc . C . L);
sendo TES a taxa de escoamento superficial e C o comprimento de uma caixa de areia. O valor de TES
pode ser adotado entre 600 a 1.300 m3/m
2/dia. Nesta aplicação, sendo TES = 1000 m
3/m
2/dia, obtém-se:
C = Qeb / (nc .TES . L) = 2,09 m
Para a definição da altura H da lâmina de esgoto na caixa de areia aplica-se a equação da continuidade,
conforme segue:
QEB/nc = VH . Av = VH . L . H sendo AV a área da seção transversal ao escoamento. Logo,
H = Qeb / (2 . 0,3 . 0,4) = 0,0806 m = 8,06 cm.
55
Todavia, por questões construtivas, adota-se H = 10,00 cm.
Para fins de verificação deve ser observada a faixa C = 22,5 H a 25,0 H, a qual redunda no intervalo C =
2,25 a 2,5 m. Como pode ser observado, o valor de C encontrado não atende. Recomenda-se reduzir
TES e reiniciar a estimativa.
III Estação Elevatória
Dados da Estação Elevatória
Vazões: Qeb (Qfmed) = 19,33 l/s ; Qmin (Qimed) = 15,92 l/s;
Qimax (máxima de início de plano) = 20,88 l/s;
Cota do Eixo da Bomba: CEB = 6,5 m;
Níveis do Poço de Sucção: Nmin = 2,5 m; Nmax = 3,5 m;
Níveis da Unidade de Tratamento: Nmin = 10,0 m ; Nmax = 15,5 m;
Comprimento da Tubulação de Recalque: Lr = 100 m;
Comprimento da Tubulação de Sucção: Ls = 5,5 m.
Resolução
1 Número de Bombas (NB)
O NB é dado pela seguinte expressão:
NB = n + r
sendo n o número de bombas em operação normal (simultânea) e r o número de bombas reservas.
2 Volumes do Poço de Sucção
Para a estimativa destes volumes, as variáveis de dimensionamento são:
Qeb (Qfmed) = 19,33 l/s;
Qmin (Qimed) = 15,92 l/s;
Qimax (início de plano) = 20,88 l/s;
Qb (vazão nominal da bomba) = 20 l/s;
TI (tempo de intermitência de acionamento de 01 bomba) = 10 min.;
TD (tempo de detenção de esgoto no poço de sucção) = 30 min.;
A vazão Qeb é a vazão afluente ao poço de sucção e varia com o tempo enquanto a vazão Qb é aquela
aduzida pela bomba em sua capacidade plena e é constante ao longo do tempo. É importante destacar que
Qb deve ser maior que Qeb para que o esgoto não transborde o poço.
O TI é o tempo de intermitência é o tempo entre duas partidas sucessivas de uma bomba, tempo este
composto pelo tempo de funcionamento TF e o tempo de parada TP, ou seja:
TI = TF + TP sendo,
O TF é o tempo de funcionamento da bomba, ou seja, o tempo de esvaziamento do volume útil do poço
de sucção, volume este limitado pelos seus níveis máximo e mínimo. O TP é o tempo de parada da bomba
para que ocorra o preenchimento do volume útil, isto é, para que o nível de esgoto atinja o nível máximo
no poço de sucção.
Dado isto, o objetivo é estimar o volume mínimo (Ɣmin) do poço de sucção o qual é estimado pela
seguinte equação:
Ɣmin = TImin . Qb / 4
sendo TImin o mínimo tempo de intermitência possível, para o qual recomenda-se 10 min. Considerando
a equação anterior, obtém-se para Ɣmin:
Ɣmin = (10 min . 60 s . 20,00 l/s) / (4 . 1000) = 3,0 m3
56
Já o TD consta do tempo máximo que o esgoto pode ficar detido no poço de sucção de maneira a evitar
deposição excessiva de sólidos e as decorrentes septicidade e geração de odores. O TD máximo admitido
nas estimativas é de 30 minutos, conforme a NBR 12208. Mendonça (2016) recomenda 20 min para TD.
Neste sentido, admitido o TD é possível estimar o volume máximo (Ɣmax) do poço de sucção, cuja a
equação é a seguinte:
Ɣmax = TD . Qmin = (15 min . 60 s . 15,92 l/s) / 1000 = 14,3 m3;
Neste exemplo foi admitido TD = 10 min. Observar que o Ɣmax é locado entre o nível médio, dentre
aqueles máximo e mínimo, e a base do poço de sucção. A vazão Qmin, por sua vez, é utilizada nesta
equação pois conduz a um maior tempo de detenção. Desta forma, considerar que a Qmin seja a vazão
média de início de plano (Qimed).
Enfim, sobre o motor elétrico que aciona a bomba, cabe uma observação adicional. O tempo mínimo
entre duas partidas consecutivas de um motor deve ser de 06 minutos, ou seja, tal motor pode sofrer no
máximo 10 partidas por hora. Este procedimento é importante no intuito de evitar o sobreaquecimento do
motor.
3 Estimativa dos Diâmetros das Tubulações
Alguns autores utilizam a equação de Bresse para a estimativa do diâmetro de recalque Dr, qual seja:
Dr = K . (Qeb)0,5
Sendo D em m e Qeb em m3/s. Admitindo K = 1,2, logo, Dr = 0,1668 m = 166,84 mm ≈ 200 mm
O diâmetro de sucção é usualmente adotado como 01 diâmetro comercial ao de recalque. Logo, Ds = 250
mm. Estimado o Dr faz-se necessário verificar a velocidade de recalque de acordo com a recomendação
da NBR 12208 cuja faixa recomendada é 0,60 m/s < Vr < 3,0 m/s. Aplicando a equação da continuidade,
obtém-se Vr = 0,62 m/s. No entanto, conforme Crespo (2001), a equação de Bresse normalmente
utilizada para o dimensionamento de elevatórias de água “limpa” não é recomendável para o
dimensionamento de tubulações de recalque de esgoto dadas suas impurezas. Além disto, cabe adicionar,
a equação de Bresse é recomendada para aduções contínuas e não aduções intermitentes, que é o caso das
elevatórias de esgoto. Portanto, Crespo (2001) pondera que o usual para este dimensionamento é
considerar as faixas recomendáveis de velocidade, conforme tabela a seguir:
Trechos das Tubulações Faixas de Velocidades V (m/s)
Sucção 0,6 – 0,8
Recalque Curto 2,0 – 2,5
Recalque Intermediário 1,0 – 2,0
Recalque Longo 0,6 – 1,0
Assim, com base nas faixas de velocidade apresentadas, é possível estimar os diâmetros dos trechos das
tubulações. A equação utilizada é a da continuidade, cujos resultados são os seguintes:
Trecho Qeb (m3/s) V (m/s) D (mm)
Sucção 0,01933 0,7 187,51 ≈ 200
Recalque 0,01933 1,5 128,09 ≈ 150
Neste trabalho serão admitidas as considerações de Crespo (2001) dadas as justificativas apresentadas. E,
não obstante, as velocidades estimadas para o recalque e para a sucção atendem a NBR 12208.
4 Altura Manométrica
Nesta aplicação será utilizada a Equação de Hazem-Williams dada sua maior praticidade e aceitável
precisão para o porte de diâmetros em questão. Serão estimadas, portanto, as perdas de carga contínuas e
localizadas para posteriormente definir a altura manométrica total do sistema elevatório.
57
4.1 Tubulação de Recalque
Perda de Carga Unitária:
J = [Q/(0,279 x C x D2,63
)](1/0,54)
; J = [0,01933/(0,279 x 130 x 0,1502,63
)]1,85
; J = 0,00898 mca/m
Perda de Carga Contínua: hpC = J x L ; hpC = 0,00898 x 100 ; hpC = 0, 90 m
Perda de Carga Localizada: hpL = 10 x V²/(2 x g) ; hpL = 10 x 1,5²/(2 x 9,81) ; hpL = 1,15 m
Perda de Carga Total: hpT = hpC + hpL ; hpT = 0,90 + 1,15 ; hpT = 2,05 m
Altura Manométrica: HMANr = hg + hpT ; HMAN = 9,00 + 2,05 ; HMAN = 11,05 m
4.2 Tubulação de Sucção
Perda de Carga Unitária:
J = [Q/(0,279 x C x D2,63
)](1/0,54)
; J = [0,01933/(0,279 x 130 x 0,2002,63
)]1,85
; J = 0,0022 mca/m
Perda de Carga Contínua: hpC = J x L ; hpC = 0,0022 x 5,5 ; hpC = 0,012 m
Perda de Carga Localizada: hpL = 10 x V²/(2 x g) ; hpL = 10 x 0,7²/(2 x 9,81) ; hpL = 0,25 m
Perda de Carga Total: hpT = hpC + hpL ; hpT = 0,012 + 0,25 ; hpT = 0,26 m
Altura Manométrica: HMANs = hg + hpT ; HMAN = 4,0 + 0,26 ; HMAN = 4,26 m
4.3 Conjunto Recalque-Sucção
Altura Manométrica Total: HMAN,T = HMANr + HMANs ; HMANt = 11,05 + 4,26; HMANt = 15,31 m
5 Especificação do Conjunto Motobomba
Especificação da Bomba e Verificações Complementares: Os dados são Qeb= 19,33 l/s e HMANt = 15,31
mca. Com estes dados procede-se a especificação da bomba centrífuga pela observação das curvas das
mesmas apresentadas pelos fabricantes e pela curva do sistema elaborada pelo projetista. Logo, por estas
curvas especificar as respectivas marca, potência, vazão, altura manométrica e potência.
58
Curva
Luva
Curva
Válvula de
Retenção
Válvula de Pé
de Crivo
Eixo da
Bomba
bomba
Poço de
Sucção
Eixo da
Válvula
da válvula
Registro de
Válvula
H
D ETE
Eixo da ETE
Curva
59
IV Configurações de Sistemas Primário, Secundário e Terciário
Configuração 1: Preliminar, Lagoa Anaeróbia, Lagoa Facultativa e Lagoa de Maturação
1 Dados Gerais:
QEB = 19,33 L/s = 1670,4 m³/dia;
DBO/EB = 431,55 mg/L ; OD/EB = 0,5 mg/L ;
TEB = 120C ;
K1 = 0,10 / dia (p/ 200C).
2 Dimensionamento de uma Lagoa Anaeróbia
2.1 Dados Específicos
QEB = 1670,4 m³/dia; DQO/EB = 863,10 mg/L ; DBO/EB = 431,55 mg/L
2.2 Rotina de Dimensionamento
a) Admitir que a eficiência na remoção da DBO para as lagoas anaeróbias seja até 50% para
temperaturas inferiores a 20o C até 60% para temperaturas superiores a 20
o C. Logo, a Concentração
de DBO efluente é função da equação:
E = (DBO/EB – DBOefl) / (DBO/EB) , para E = 50 %
b) CODBO afluente: CODBO/EB = DBO/EB(mg/L).QEB(m3/dia)/1000 = = 720,86 kg DBO/dia
c) Adoção da Taxa de Aplicação Volumétrica (Lv): Lv = 0,1 DBO/m3.dia
Obs: Usualmente adota-se Lv entre 0,1 kg DBO/m3.dia e 0,3 kg DBO/m
3.dia.
d) Estimativa do Volume Requerido: V = CODBO / Lv = 7208,6 m3
e) Verificação do Tempo de Detenção: Td = V / Q = 4,32 dias
Verificação: Td deve estar entre 03 a 06 dias
f) Estimativa da Área Requerida: A = V / H = 1802,15 m2 para H = 4,0 m.
Obs: Usualmente adota-se H entre 4 à 5 m.
g) Dimensões da Área Total Necessária: Supondo 02 lagoas em paralelo, sendo a relação Comprimento
(C) / Largura (L) = 1,0, em cada lagoa tem-se a área A1.
Logo: A1 = A / 2 ; A1 = C . L ; C / L = 1,0
Resolvendo, C = 30 m ; L = 30 m
A área total AT necessária é a área líquida somada à área de influência e de taludes. Assim sendo,
usualmente estima-se que AT seja de 25 á 33 % superior a área líquida. Logo, AT = 1,33 . A = 2397 m2 ;
60
3 Dimensionamento de uma Lagoa Facultativa
3.1 Dados Específicos: QE = 1670,4 m³/dia; DBO = 215,78 mg/l
3.2 Rotina de Dimensionamento
a) DBO Afluente: Tendo o tratamento anterior uma eficiência de 50 %, logo a DBO remanescente a ser
tratada pela lagoa facultativa é de 215,78 mg/l. Todavia, considerando que a eficiência na remoção da
DBO para as lagoas facultativas seja na ordem de 80 %, verificar se esta lagoa atenderá o esperado,
onde a DBO efluente deverá ser igual 43,76 mg / l, conforme capacidade de autodepuração do rio.
b) Carga orgânica afluente: CODBO = DBO (mg/L) . Q (m3/dia) / 1000 = 360,43 kg DBO/dia
c) Carga orgânica superficial aplicada (COSa)
. COSa = CODBO / A
. COSa = 285,71 . H. 1,085T-35
= 87,51 kg DBO / ha . dia
- Valores de H: 1,5 a 3,0m
- Valores de T : Média do mês mais frio: 12 – 14 C
- Adotar: H = 2,0m e T = 12C
- Obs: Existe uma série de valores e equações sugeridos para COSa .
d) Área mínima para tratamento (área líquida): A = CODBO / COSa = 4,12 ha;
e) Volume: V = A x H ; Como 1,0 ha = 10000 m2, então: V = 82.372 m
3;
f) Verificação do Tempo de Detenção: Td = V / Q = 49,31dias
Verificação: Td deve estar entre 15 a 45 dias;
g) Dimensões: Supondo 02 lagoas em paralelo, sendo a relação Comprimento (C) / Largura (L) = 2,5
,em cada lagoa tem-se a área A1. Logo: A1 = A / 2 ; A1 = C . L; C / L = 2,5. Resolvendo, C =
226,94 m; L = 90,77 m;
h) Área Total Necessária: A área total AT necessária é a área líquida somada à área de influência e de
taludes. Assim sendo, usualmente estima-se que AT seja de 25 á 33 % superior a área líquida. Logo,
AT = 1,33 . A = 5,48 ha.
i) DBO Efluente: DBO = 43,16 mg/l para 80,00% de eficiência de remoção de DBO na lagoa
facultativa.
4 Dimensionamento de um sistema de Lagoa de Maturação
4.1 Dados Específicos
QE =1670,4 m³/dia; DBO = 43,16 mg/l para 80,00% de eficiência de remoção de DBO na lagoa
facultativa.
Tempo de detenção (Td) de 12 dias;
Altura (H) = 1,0 m;
4.2 Rotina de Dimensionamento
a) Volume V: Cálculo do Volume: TdQV ; V = 20045 m3;
b) Área Horizontal A: Considerando-se a altura, temos a área A = 20045 m2
c) Coeficiente de Decaimento Bacteriano Kb: Para estimar o Coeficiente de Decaimento Bacteriano Kb,
tem-se a seguinte equação:
Kb20 = 0,917 . H -0,877
. Td -0,329
, para 20º C. = 0,4049/d
61
Para adequar a estimativa de Kb para outra temperatura, utiliza-se a seguinte conversão:
Kbt = Kb20 . (1,07) (t - 20oC)
= 0,24/d
d) Parâmetro kb . Td e dimensões da lagoa
No entanto, para se definir as dimensões da lagoa, é necessário estimar o produto Coeficiente de
Decaimento Bacteriano x Tempo de Detenção. Para o Td adotado e para o Kbt estimado, encontra-se Kbt
x Td = 2,83. Para uma eficiência de remoção de coliformes Ec = 90,00%, teremos uma relação
comprimento / largura (C/L) 4,0 Logo, A = C . L = 20045 m² ; L = 70,79 m ; C = 283,16 m;
e) Área Total da Lagoa AT:
A área total AT necessária é a área líquida somada à área de influência e de taludes. Assim sendo,
usualmente estima-se que AT seja de 25 á 33 % superior a área líquida. Logo, AT = 1,33 . A = 26.660 m2.
f) Volume de lodo VL:
O volume de lodo gerado a ser tratado para o conjunto lagoa anaeróbia, facultativa e maturação, conforme
Sperling, 2005, é de 55 a 160 l/hab/ano (Sperling, 1998). Para o último ano (para 14.400 hab) é estimado:
VL = 0,1 m3/hab.ano x 14.400 hab = 1440 m
3/ano.
5 Esboçar a configuração do sistema em planta.
Configuração 02: DAFA, Filtro Biológico com Decantador Secundário e Disposição Superficial no
Solo
1 Dados Gerais:
QEB = 19,33 L/s = 1670,4 m³/dia ; DBO/EB = 431,55 mg/L ; OD/EB = 0,5 mg/L ; TEB = 120C; K1 =
0,10 / dia (p/ 200C)
2 Dimensionamento de um Digestor Anaeróbio de Fluxo Ascendente (DAFA)
2.1 Dados Específicos: QEB = 1670,4 m³/dia, QEB máx. = 30 l/s = 2592,00 m3/dia para K1=1,2 e
K2=1,5. DBO/EB = 431,55 mg / L; DQO/EB = 863,10 mg/l
A ilustração de um DAFA consta na Figura 01.
62
Figura 01: Representação de um Digestor Anaeróbio de Leito Fluidizado
2.2 Rotina de Equacionamento
a) Carga Orgânica de DQO = QEB(m3/dia).DQO/EB(mg/L)/1000 = 1441.72 kgDQO/d
b) Arbítrio do Tempo de Detenção (Td) : Td = 0,42 dias = 10 horas
Temperatura do
Esgoto (ºC)
Tempo de Detenção Hidráulica
Média Diária Para Duração de Qmáx. de 4 a 6h
16-19 > 10 - 14 > 7 - 9
20-26 > 6 - 9 > 4 - 6
>26 > 6 > 4
Fonte:CHERNICHARO, 1997.
c) Volume do Reator Biológico (V): V = QEB . Td = 702 m3
d) Adoção da Altura do Reator ( H ) : H = 5,0 m; (Faixa Usual: 3,0 à 6,0 m)
e) Área do Reator Biológico: A = V / H = 140 m2
f) Diâmetro do Reator: A = ПD2 / 4 ;
D = 13,37 m 13,50 m; Para D = 13,5 m, Ac = 143 m², Vc = 715 m³, Td = 0,43 h.
Obs: arredondar D, calcular nova área (corrigida), novo volume (corrigido) e Td (corrigido).
g) Verificação da Carga Orgânica Volumétrica de DQO (COV):
É a quantidade de matéria orgânica aplicada diariamente ao reator, por unidade de volume do mesmo.
Observar que a carga orgânica volumétrica não é um parâmetro restritivo de projeto dada a natureza do
esgoto doméstico, o qual usualmente apresenta reduzida carga orgânica quando comparado a certos
efluentes industriais. Normalmente, a COV de DQO é inferior a 3,0 Kg DQO / m3. dia.
COV = QEB (m3/dia) . DQO/EB (mg / L ) / V (m
3) . 1000 = 2,06 Kg DQO / m
3 . dia Faixa Aceitável :
5,0 – 15,0 Kg DQO / m3 dia (NUVOLARI, 2003)
h) Verificação das Velocidades: Vméd= QEB / A = 0,5 m/h;
Vmáx = QEBmáx / A = 0,77 m/h ;
63
Vazão Afluente Velocidade Superficial (m/h)
Vazão Média 0,5 - 0,7
Vazão Máxima 0,9 - 1,1
Picos Temporários < 1,5
(*) Picos de vazão com duração entre 2 e 4 horas
Fonte: CHERNICHARO, 1997.
Caso as velocidades não verificarem, adota-se novo Td para então se fazer um novo dimensionamento.
i) Estimativa da Eficiência E de Remoção da DQO e DBO:
EDQO = 100 ( 1 – 0,68 . Td -0,35
) = 70,00 % ; EDBO = 100 ( 1 – 0,70 . Td -0,50
) = 78,21 %
m) Estimativa das Concentrações de DQO e DBO efluentes:
DQOEFL = DQO/EB – ( EDQO . DQO) / 100 ; DQOEFL = 258,93 mg/L
DBOEFL = DBO/EB – ( EDBO . DBO) / 100 ; DBOEFL = 94,03 mg/L
n) Volume de Lodo a ser Tratado (Sperling, 1998) no último ano (para 14.400 hab):
VL = 0,15 m3/hab.ano x 14.400 hab = 2160 m
3/ano.
3 Filtro Biológico
3.1 Dados Específicos:
Considere o filtro biológico sendo um tratamento secundário e trabalhe com uma TAH igual a 35
m3/m
2.dia e uma altura de 1,8 m. Dimensione também o decantador secundário. Os dados são: QE =
19,33 L/s = 1670,4 m³/dia; DQO = 258,93 mg/l ; DBO = 94,03 mg/L; A Figura 02 apresenta do detalhe
do filtro biológico.
Figura 02: Corte do Filtro Biológico
3.2 Rotina de Dimensionamento
3.2.1 Filtro Biológico
a) Área A = Q / TAH, sendo A a área da seção transversal do filtro biológico.
A = QE / TAH = 47,72 m² 48,00 m² para TAH = 35,00 m3/m
2/dia
b) Diâmetro: D = 7,82 m 8,00 m
c) Volume Útil = Vu = A . h ; Vu = 48.1,8 = 86,40 m3
d) Verificar a COV de DBO.
COVDBO = CDBO / Vu = (94,03.1670,4/1000)/86,40; COVDBO = 1,82 kgDBO/m³.dia
Faixa : 0,6 a 1,80 COVDBO
64
e) Volume de Lodo a ser Tratado (Sperling, 1998) no último ano (para 14.400 hab):
VL = 1,3 m3/hab.ano x 14.400 hab = 18720 m
3.
3.2.2 Decantador Secundário
A representação de um decantador secundário é apresentado na Figura 03.
Figura 03: Decantador Secundário
A rotina de dimensionamento é apresentada na sequência.
a) Área: TES = Q / ADS , sendo TES a Taxa de Escoamento Superficial e ADS a área do decantador
secundário. O valor de TES encontra-se na faixa de 16 a 24 m3/m
2.dia, para vazão média de esgoto.
b) Estime a área e o diâmetro do decantador secundário: ADS = 1670,4 / 20 = 83,52 m²; D = 10,31 m
c) DBO Efluente: DBOefl = 14,10 mg/l para eficiência de remoção de DBO de 85% no Filtro Biológico.
4 Dimensionamento de um sistema de disposição superficial
4.1 Dados Específicos
QE = 1670,4 m³/dia; QEB máx= 2592,00 m3/dia
DBO = 14,10 mg/l para eficiência de remoção de DBO de 85% no Filtro Biológico.
qL (taxa de aplicação linear) = 0,40 m³/h.mlargura
Dt (período de aplicação) = 8,0 horas/dia
L (comprimento da rampa) = 100,00 m
f ( frequência de aplicação) = 5,0 dias/semana
Observar a Figura 04.
65
Figura 04: Disposição Superficial de Esgoto
4.2 Rotina de Dimensionamento
A = QE . L / (qL . Dt) ; A = 52200 m²
Afinal (devido a frequência de aplicação, 5 dias por semana)
Afinal = 7/5
A = 73080 m
2 ≈ 73000 m
2
A área definida no dimensionamento refere-se à área total de aplicação no solo. Como o período de
aplicação é de 8 horas por dia, a aplicação deverá ser feita em 3 ciclos. Assim, 1/3 da área total será
para cada período de 8 horas, resguardando, evidentemente, a freqüência de aplicação de 5 dias por
semana.
Adotando-se; B (largura) = 30,0 m
Afinal = 73000 m² (7,3 ha) e área por painel = 100 . 30 = 3000 m2
No de Painéis = 24,33 ≈ 25 painéis
CDBO/A = (14,10 mg /l x 1670,4 m³/dia) /1000/7,3 ha = 3,23 kg/ha.dia
5 Esboçar a configuração do sistema em planta.
66
EXERCÍCIO XII: DEFINIÇÃO DO SISTEMA DE TRATAMENTO DE ESGOTO
I ENUNCIADO
Com base em critérios respectivos às variáveis econômicas, aos benefícios e à capacidade de
autodepuração do rio, hierarquizá-los sob o grau de importância e escolher o sistema de tratamento de
esgoto para a comunidade sob estudo. Justificar detalhadamente a escolha, argumentando a respeito da
hierarquização proposta e sobre o impacto desta no processo decisório. Os dados de entrada sobre o
esgoto são os seguintes:
. Qfmed= 19,33 l/s; Qfmáx. = 30,00 l/s ;
. DBO = 431, 55 mg/l ; P = 7,0 mg/l ; N = 45,00 mg/l
. Concentração de coliformes fecais no afluente (secundário): N0 = 1*109 NMP / 100 ml
. Concentração de coliformes fecais no afluente (secundário): N0 = 1*106 NMP / 100 ml
II MATRIZ DE SELEÇÃO
Tabela 01: Definição do Sistema mais Viável
Critérios Sistema
2 1 3
Componentes RALF+FB+DS/+DSS LA+LF+LM DP+LAC+DS/+TC
Área (m2) 140+48+84+73000 2397+54800+26660 42+104+104+18
Energia Consumida
(kW/hab.ano)
10 x 14400 =
144000
0,00
22 x 14400 =
316800
DBO efl (mg/l) < 14,10 < 43,46 10,00
Ef. Remoção DBO (%) 80-93/80-90 80-85 85-93
Ef. Remoção P (%) 35/35 50 35/0
P efl (mg/l)
Ef. Remoção CT (%) 90-99/99-99,9 99,9-99,999 90-99 / 99,999
CT efl (mg/l)
Custo Implantação (R$) 135 x 14400 =
1.944.000
75 x 14400 =
1.080.000
150 x 14400 =
2.160.000
Lodo Bruto (m3/ano) 290 x 14.400 /1000 =
4176
107,5 x 14.400 /1000 =
1548
2050x 14.400 /1000 =
29520
III CRITÉRIOS
1º Limites da Resolução 357 / CONAMA para a Classe 03:
DBO5 ≤ 10 mg/l ; P ≤ 0,15 mg/l ; Coliformes Termotolerantes ≤ 4000 organismos / 100 ml (ao
abastecimento para consumo humano, após tratamento convencional ou avançado)
2º Limites da Resolução 430 / CONAMA:
Art. 21. Para o lançamento direto de efluentes oriundos de sistemas de tratamento de esgotos sanitários
deverão ser obedecidas as seguintes condições e padrões específicos:
...
d) Demanda Bioquímica de Oxigênio-DBO 5 dias, 20°C: máximo de 120 mg/L, sendo que este limite
somente poderá ser ultrapassado no caso de efluente de sistema de tratamento com eficiência de remoção
mínima de 60% de DBO, ou mediante estudo de autodepuração do corpo hídrico que comprove
atendimento às metas do enquadramento do corpo receptor.
3º Custos (baseados em SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de Esgotos,
pg. 340,Volume 01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG):
67
UASB+FB+DSS: R$ 135,00 / hab (Implantação); R$ 9,50 /hab/ano. (O & M)
LA+LF+LM: R$ 75,00 / hab (Implantação); R$ 4,00 /hab/ano. (O & M)
LAC+ CLORO: R$ 150,00 / hab (Implantação); R$ 18,00 /hab/ano. (O & M)
LAAE+CLORO: R$ 105,00 / hab (Implantação); R$ 18,00 /hab/ano. (O & M)
4º Energia Consumida (baseados em SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento
de Esgotos, pg. 340,Volume 01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG):
UASB+FB: 8,0 a 12,0 kWh/hab.ano (adotado 10,0 kWh/hab.ano)
DSS: não consome
LA+LF+LM: 0,0 kWh/hab.ano
LAC: 18,0 a 26,0 kWh/hab.ano (adotado 22,0 kWh/hab.ano)
LAAE: 20,0 a 35,0 kWh/hab.ano (adotado 28,0 kWh/hab.ano)
TC/CLORO: não gera
5º Lodo Bruto (baseados em SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de
Esgotos, pg. 340,Volume 01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG):
UASB+FB: 180-400 L/hab.ano (adotado 290 L/hab.ano)
DSS: não significativo
LA+LF+LM: 55-160 L/hab.ano (adotado 107,5 L/hab.ano)
LAC: 1100-3000 L/hab.ano (adotado 2050 L/hab.ano)
LAAE: 1200-2000 L/hab.ano
TC/CLORO: não gera
Obs: Para valores não estimados, pesquisá-los na bibliografia a seguir sugerida:
.SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de Esgotos, pg. 340,Volume
01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG;
.NUVOLARI, A. et al. Esgoto Sanitário. FATEC-SP-CEETEPS. São Paulo. 2003.