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Universidade Federal do Paraná
Setor de Tecnologia
Departamento de Hidráulica e Saneamento
Caderno de Saneamento Ambiental
Capítulo 4: Sistemas de Drenagem Urbana e Esgotamento Sanitário
Professor Daniel Costa dos Santos
Curitiba, 2016
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Apresentação do Tema Saneamento Ambiental
Este texto, composto por dois volumes, consta de uma compilação de um conjunto
textos e documentos referentes as atividades a serem desenvolvidas na disciplina
Saneamento Ambiental. Assim sendo, além de serem tratados os temas pertinentes aos
módulos em questão, temas afins também serão tratados como o Desenvolvimento,
Meio Ambiente, Uso Racional da Água, além de questões Sociais, Políticas e
Econômicas. O destaque destes temas correlatos é fundamental para viabilizar o
enfoque sistêmico sobre o cenário sócio-político estabelecido, de maneira que se possa
melhor entender o papel do Saneamento Ambiental no mesmo.
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Capítulo 04
Sistemas de Drenagem Urbana e Esgotamento Sanitário
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I Considerações Iniciais
O Brasil é extremamente deficitário em sistemas de esgoto tanto nas áreas urbanas
quanto nas áreas rurais. Dados do IBGE demonstram que a cobertura de esgoto tratado
no território nacional é de 44,50 %, sendo 51,10 % da população urbana e 15,80% da
população rural. Tal realidade é acintosamente refletida no quadro epidemiológico da
população brasileira pois, segundo dados do IBGE, é alta a mortalidade infantil por
diarréia , patologia esta fortemente associada às condições da infra-estrutura sanitária.
Neste ponto, questões cotidianas relacionadas ao ciclo do uso da água devem ser
ressaltadas. Muitas comunidades pequenas, por exemplo, mesmo já tendo resolvido a
questão da potabilização da água com o uso de sistemas de tratamento de água
adequados, sabe-se que estes tornar-se-ão ineficientes na medida da crescente
degradação dos mananciais através do lançamento de esgoto bruto sobre os mesmos.
Consta de uma questão tanto de sustentabilidade ambiental, como também de saúde
pública, onde a necessidade premente de promoção de ambas é indiscutível.
Não obstante, é denotado o esforço do quadro científico brasileiro no sentido de
encaminhar soluções de tratamento de esgoto eficazes e econômicas. Cabe citar o
grande número de pesquisas objetivando, por exemplo, o aprimoramento dos reatores
anaeróbios e das lagoas de estabilização. O mesmo pode ser dito em relação aos filtros
biológicos em geral, onde a respectiva diversidade de modelos propicia o atendimento
de finalidades específicas.
Isto posto, procura este trabalho contribuir nesta empreitada de melhor atender a
população brasileira em suas necessidades relativas a Saúde Pública e Salubridade
Ambiental. Para tanto, o mesmo propõe o desenvolvimento de um sistema híbrido de
tratamento de esgoto, o qual deve conter características de fossa séptica e lagoa de
polimento em uma única unidade. A intenção é atender as pequenas comunidades,
principalmente aquelas de baixa renda, as quais normalmente estão mais expostas às
doenças e a ambientes degradados.
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II Sistema de Drenagem Urbana
Introdução
Em áreas urbanas são comuns as enchentes e a poluição difusa, problemas estes que
afetam seriamente a saúde pública e o meio ambiente. As causas destes problemas são
várias, cabendo destaque a dinâmica de ocupação do solo, a redução do tempo de
concentração, que aumenta a vazão de pico podendo causar enchentes à jusante, e a
ineficiência dos sistemas de drenagem. Assim, a realidade pós-ocupação de uma bacia
pode diferir em muito de sua realidade pré-ocupação, em termos da sua capacidade de
drenagem de águas pluviais, principalmente se o tipo de ocupação for delineado por
acentuada impermeabilização.
De maneira a lidar com estes problemas, o objetivo da infraestrutura de drenagem
urbana historicamente focou o escoamento rápido das águas pluviais para os fundos de
vale, evitando assim empoçamentos e enchentes nas áreas urbanas. Em termos técnicos,
o objetivo desta abordagem tradicional de concepção de sistemas de drenagem urbana
foi reduzir ainda mais o tempo de concentração da água na bacia hidrográfica
(considerar que o tempo de concentração já fora reduzido em função da
impermeabilização decorrente do processo de ocupação do solo) pelo aumento da
velocidade do escoamento superficial. E tal aumento foi propiciado tanto pela
microdrenagem quanto pela macrodrenagem, conceitos estes a serem abordados na
sequência.
No entanto, tal filosofia de redução do tempo de concentração, a qual balizadora das
concepções dos sistemas de drenagem, apresentou problemas associados como a
elevação das vazões, em especial aquelas respectivas às chuvas intensas, o aumento da
erosão, dentre outros. Percebeu-se, portanto, que a revisão desta abordagem tradicional
fazia-se necessária no sentido de, pelo contrário, aumentar o tempo de concentração.
Dado este princípio, para o planejamento adequado para a ocupação do solo assumiram
importância condicionantes como a manutenção de regiões ribeirinhas não urbanizadas,
o controle e redução da poluição difusa, além da redução do risco de enchentes, do
processo de erosão e do processo de assoreamento.
Tipologia
As intervenções de drenagem urbana podem seguir a abordagem tradicional e, ou, a
abordagem da sustentabilidade. Não obstante, quanto a abrangência física, tais
intervenções ocorrem nas fontes, pela microdrenagem e pela macrodrenagem. As fontes
são basicamente os lotes cujo tipo de ocupação define o tipo de sistema de drenagem a
ser concebida. A microdrenagem abrange unidades desde os coletores prediais de águas
pluviais e sarjetas até bueiros (bocas de lobo) e galerias. Já a macrodrenagem enfoca os
fundos de vale, os cursos urbanos de água e reservatórios naturais e artificiais.
1.Tipologia sob a abordagem tradicional
Nas fontes as ações de drenagem ocorrem nos lotes onde, pela abordagem tradicional,
prevê-se a instalação de sistemas drenagem de águas pluviais tanto para prédios quanto
para estacionamentos, dependendo do tipo de ocupação do lote. A microdrenagem é
composta por rede primária urbana, sarjetas, bocas de lobo e galerias enquanto a
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macrodrenagem atende tais sistemas de microdrenagem. A Figura a seguir ilustra o
detalhe de uma rede de microdrenagem.
Figura: Detalhe de uma Rede de Microdrenagem
Observação: BL: boca de lobo; CL: caixa de ligação; PV: poço de visita
2 Tipologia sob a abordagem da sustentabilidade
A abordagem embasada na premissa da sustentabilidade objetiva o retardo do
escoamento superficial de maneira a aumentar o tempo de concentração e de reduzir a
vazão de enchente. Para tanto, medidas que controle na entrada da água pluvial nas
galerias, que aumentem a infiltração e que promovam a detenção e retenção em
reservatórios, o retardo do escoamento nos rios e córregos e a derivação de escoamentos
podem propiciar o aumento do tempo de concentração.
Microdrenagem
A seguir são apresentados aspectos importantes para a concepção, projeto e
dimensionamento de uma rede de microdrenagem.
1 Fatores Hidrológicos
1.1 Período de Retorno (T):
O período de retorno T é um parâmetro utilizado para a definição das intensidades
pluviométricas de projeto. Valores de referência usuais são apresentados na tabela a
seguir conforme magnitude da obra e tipo de ocupação da área.
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Tabela: Períodos de Retorno para diferentes ocupações da área
Tipo de obra Tipo de ocupação da área T (anos)
Residencial 2
Comercial 5
Microdrenagem Áreas c/ edifícios de serv. ao público 5
Aeroportos 2 – 5
Áreas comerciais e artérias de tráfego 5 – 10
Macrodrenagem Áreas comerciais e residenciais 50 – 100
Áreas de importância específica 500
Fonte: adaptado de Azevedo Netto, 1998.
1.2 Tempo de concentração (tc)
O tempo de concentração é o tempo de percurso de um determinado volume de água
precipitado desde o ponto mais distante da bacia hidrográfica até a seção de drenagem
sob estudo.
1.3 Intensidade Pluviométrica
Intensidade pluviométrica é a relação entre a altura da lâmina pluviométrica e o tempo
de formação desta lâmina. Consta de um parâmetro que depende das condições locais e
é função também do período de retorno.
2 Coeficiente de Escoamento Superficial (C)
O Coeficiente de Escoamento Superficial C representa o percentual do volume que
escoa superficialmente em relação aquele precipitado. O equacionamento é o seguinte:
C = Ves / Vtp,
sendo Ves o volume que escoa superficialmente e o Vtp o volume total precipitado.
Para a estimativa de C para uma área composta por sub-áreas com diferentes perfis de
ocupação é utilizada a média ponderada conforme segue:
onde n corresponde as sub-áreas.
3 Elementos de Captação e Transporte
3.1 Sarjetas
Sarjetas são canais formados por faixas da via pública e o meio-fio, de seções
triangulares, os quais normalmente dimensionados por meio da determinação de sua
capacidade hidráulica (máxima vazão de escoamento) a fim de ser comparada com a
vazão de drenagem de projeto. Tal comparação permite dimensionar tanto as sarjetas
quanto as bocas de lobo. A capacidade das sarjetas pode ser estimada pela fórmula de
Manning, com n = 0,016 (concreto rústico):
A
CnAnC
2/13/2 IRn
AQ H
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Sarjeta triangular
Ao adaptar a equação de Manning para a seção triangular da sarjeta, tem-se:
Qo= 375. I 1 /2
. (z/n). yo8/3
sendo,
Qo: capacidade de uma sarjeta em l/s;
yo: altura máxima de água na guia,
z : inverso da declividade transversal,
I : inclinação longitudinal da sarjeta (do greide da rua),
n : coeficiente de rugosidade de Manning,
Observar que z = yo /wo, onde,
wo - largura máxima do espelho d'água.
ParaQo em m³/s e yo em m a equação de Manning assume a forma:
Qo= 0,375. I 1 /2
. (z/n). yo8/3
De maneira a ajustar a capacidade das sarjetas às condições reais de escoamento que
incluem obstruções causadas por resíduos retidos no gradeamento da boca de lobo,
recomenda-se a adoção dos fatores de redução conforme tabela a seguir:
Tabela: Fatores de redução de escoamento das sarjetas
Declividade da sarjeta - % Fator de redução
0,4 0,50
1-3 0,50
5,0 0,50
6,0 0,40
8,0 0,27
10 0,20
Fonte: adaptado de Azevedo Netto, 1998.
Cumpre observar que geralmente as guias têm 0,15m de altura e se admite um
enchimento máximo variando de 0,10 a 0,13m. Considerando o valor de 0,13 m para a
lâmina e a declividade transversal da via pública de 3%, valor usual para ruas de 10m
de largura, tem-se:
A = 0,280 m² ; P = 4,302 e RH = 0,065m
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Isto posto, decorre que a capacidade da sarjeta depende apenas da declividade
longitudinal da rua.
3.2 Bocas de Lobo
Bocas de lobo são elementos instalados na sarjeta para drenar águas das chuvas quando
a capacidade desta é ultrapassada. Quanto a tipologia, a boca de lobo pode ser de
sarjeta ou mista, esta última quando a sarjeta é combinada com a guia. Para a boca de
lobo de sarjeta, na equação acima L é considerado o próprio perímetro P da área livre
do orifício, em metros. Já para a boca de lobo mista sua capacidade é a somatória das
vazões estimadas tanto para a guia quanto para a sarjeta. Não obstante, como previsto
para a estimativa da capacidade da sarjeta, para a boca de lobo igualmente são
introduzidos os fatores de redução conforme tabela a seguir.
Neste sentido, para efeito de dimensionamento, a boca de lobo é admitida como um
vertedor de parede espessa cuja equação para estimar sua capacidade é a seguinte:
sendo:
L: comprimento da abertura (m)
H: altura da água nas proximidades (m) – 0,13m no caso padrão de sarjetas
Tabela: Fatores de redução do escoamento para bocas de lobo
Localização
das sarjetas
Tipo de boca de lobo Percentual permitido
sobre o valor teórico
de guia 80
Ponto Baixo com grelha 50
combinada 65
de guia 80
Ponto grelha longitudinal 60
Intermediário grelha transversal ou longitudinal com
barras transversais
60
combinada 110% dos valores
indicados para a grelha
correspondente
Fonte: adaptado de Azevedo Netto, 1998.
3.3 Tubos de Ligação (TL)
Tubos de ligação são conexões entre as bocas de lobo e os poços de visita ou as caixas
de ligação.
3.4 Poços de Visita (PV)
Os poços de visita são conexões que permitem o acesso às galerias para fins de inspeção
e desobstrução das mesmas. Para tanto, são normalmente localizadas nos encontros de
condutos assim como nas mudanças de seção, de declividade e de direção.
2371,1 HLQ
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3.5 Galerias
As galerias são tubulações coletivas que drenam águas oriundas dos sistemas prediais
de águas pluviais e das bocas de lobo. Para a estimativa da capacidade de uma galeria as
vazões a serem drenadas devem ser estimadas e, tratando-se de microdrenagem, o
método racional pode ser utilizado.
Q = C . I . A
A estimativa de C para cada trecho da galeria é dada pela seguinte equação:
A intensidade pluviométrica I é função do tempo de concentração e do período de
retorno. O tempo de concentração tc é considerado igual a duração da chuva t. Portanto
para dimensionar o primeiro trecho da galeria o tc é o mesmo da área à montante do
inicio da mesma. Para os trechos sequentes o tc será a soma dos tc dos trechos anteriores
com tempo de percurso tp do trecho anterior, conforme formulação que segue:
tc = tc (anterior) + tp
sendo:
tp = L/v
L = comprimento do trecho anterior
v = velocidade real de escoamento do trecho anterior
Estimada a vazão por trecho, para o dimensionamento do diâmetro têm-se as seguintes
equações a partir da equação de Manning:
D = 1,511 (n.Q.I-1/2
)3/8
(para lâmina = 0,9D);
D = 1,511 (n.Q.I-1/2
)3/8
(para seção plena).
sendo,
Q: vazão a ser drenada;
I:declividade do trecho da galeria
Não obstante, para dimensionar as galerias, os seguintes critérios que devem ser
considerados conforme Azevedo Netto, (1998):
diâmetro mínimo das seções circulares: sugerido 300 mm;
dimensão mínima na seções retangulares: sugerido altura de 0,50 m;
o dimensionamento das seções circulares deve ser à seção plena ou y = 0,95 D;
o dimensionamento das seções retangulares deve prever a altura mínima livre de
0,10 H (H = altura);
velocidade mínima: sugerido 0,75 m/s;
velocidade máxima: sugerido 5,0 m/s;
declividade econômica é considerada a declividade do terreno;
An
CnAnC
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Medidas de Controle
As medidas de controle, ou compensatórias, buscam corrigir, reverter ou prever
problemas relacionados às enchentes e à poluição difusa dos cursos hídricos, problemas
estes consequência da ocupação e impermeabilização do solo. Diante deste contexto,
tais medidas podem ser estruturais ou não estruturais, conforme discorrido na sequência.
1 Medidas Estruturais
As medidas estruturais configuram-se basicamente por obras e são classificadas em
vários tipos quanto ao princípio, à localização e à abrangência.
Quanto ao princípio, as obras podem ser convencionais ou não convencionais. As
convencionais preveem o rápido afastamento das águas pluviais pela implantação de
galerias e canais, tamponamento de córregos, ajustes de traçado, aumento das
declividades, etc. As obras não convencionais objetivam o retardo do escoamento por
intervenções como o controle de entrada, o aumento da infiltração, a detenção e, ou,
retenção em reservatórios, o retardo do escoamento nos rios e córregos, a derivação de
escoamentos e os diques.
Com relação à localização, as medidas podem ser na fonte, nas vias de circulação e à
jusante. Na fonte as obras, com o objetivo de retardar o escoamento para a rede de
drenagem, ocorrem nos lotes, sejam nas áreas edificadas ou não edificadas. Nas vias
públicas de circulação o propósito é retardar o escoamento para o corpo receptor cujas
medidas podem ocorrer em calçadas, vias de tráfego, parques, dentre outros elementos
da infraestrutura instalada. As obras à jusante, que igualmente objetivam o retardo do
escoamento para o corpo receptor, podem ser reservatórios instalados tanto em série
quanto em paralelo.
Referente à abrangência, as medidas podem ser intensivas ou extensivas. As medidas
intensivas são localizadas podendo ser de aceleração do escoamento como a canalização
de cursos d’água, de retardamento do escoamento via implantação de reservatórios e
recuperação de calhas naturais e de desvio do escoamento pela execução de tuneis de
derivação e canais de desvio. As medidas extensivas são distribuídas como, por
exemplo, a execução de pequenos reservatórios distribuídos pela bacia, a recomposição
da cobertura vegetal e o controle da erosão.
A partir desta tipologia geral é possível engendrar uma tipologia mais técnica e
específica que possibilite a caracterização das medidas estruturais não convencionais,
estas de grande interesse dadas as demandas da sustentabilidade ambiental. Desta forma
tais medidas podem ser classificadas em medidas de controle de entrada, de infiltração,
de detenção e de retenção.
As medidas estruturais não convencionais de controle de entrada objetivam amortecer a
vazão de entrada nas galerias das águas oriundas dos lotes. Assim, são possíveis
medidas como coberturas verdes, reservatórios de detenção, reservatórios de
armazenamento, etc. Já as medidas estruturais não convencionais de infiltração podem
ocorrer nos lotes por meio de poços, irrigação de jardins, etc, enquanto nas vias públicas
tais medidas poderão ser pela implantação de áreas de infiltração, valas de infiltração,
lagoas de infiltração, bacias de percolação e pavimentos porosos. As medidas estruturais
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não convencionais de detenção e retenção podem ocorrer na fonte via reservatórios
domiciliares, reservatórios em quadras de esporte (secos) e praças (lagos) para a
melhoria da qualidade da água, ou à jusante via bacias de detenção para o controle de
cheias (seco) e bacias de retenção de usos múltiplos para controle de cheias (ocupação
permanente), além da melhoria da qualidade da água.
2 Medidas Não Estruturais:
As medidas não estruturais abrangem diversas iniciativas que incluem programas,
normatização e regulamentação pela legislação. Desta forma, diversas medidas são
possíveis como a educação ambiental visando o controle da poluição difusa e da erosão,
a regulamentação do uso e ocupação do solo, o seguro-enchente, a previsão de
enchentes, os sistemas de alerta, entre outras possibilidades.
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III Sistema de Esgotamento Sanitário
Introdução
O Sistema de Esgotamento Sanitário basicamente é composto pela coleta, tratamento e
disposição final do esgoto sanitário. Dessa forma, o sistema pode ser o Unitário, no qual
escoam tanto o esgoto sanitário quanto águas pluviais, ou o Separador Absoluto, onde o
Sistema de Esgoto Sanitário é totalmente separado do Sistema de Drenagem Urbana.
Em função de uma série de questões técnicas e de segurança sanitária, a norma
brasileira recomenda o sistema separador absoluto. O sistema separador absoluto, o
mesmo é composto por rede coletora, estação de tratamento de esgotos e disposição
final. Segundo Alem Sobrinho, Tsutiya, 1999, o sistema separador absoluto é
basicamente utilizado no Brasil, pois basicamente apresenta as seguintes vantagens:
apresenta menos custo quando comparado ao sistema unitário;
proporciona maior flexibilidade na execução por etapas, quando comparado a
execução do sistema unitário;
reduz o custo para drenagem das águas fluviais em função das mesmas não
requerem tratamento e, portanto, poderem ser lançadas em cursos hídricos mais
próximos;
não requer, necessariamente, a pavimentação das vias públicas, condição essa
importante para o bom funcionamento do sistema unitário;
é reduzida a extensão de tubulações de grandes diâmetros, uma vez que não faz-
se necessário a construção de falésias em todas as ruas, como seria no caso do
sistema unitário.
No entanto, no caso da utilização do sistema único, a rede coletora deve ser
dimensionada para receber um esgoto com características diferentes daquelas
normalmente previstas para o dimensionamento do sistema separador, além de ser
necessário ainda atender critérios específicos para diâmetros mínimos, declividades
mínimas, lâminas máximas e mínimas de escoamento, velocidades de início e final de
plano, tensão trativa, etc. Tais critérios serão apresentados na sequência.
Caracterização do Esgoto
1 Caracterização Quantitativa do Esgoto
1.1 Vazão de Projeto
A vazão de projeto varia com a região, as atividades, os hábitos, as condições sociais e
econômicas, a disponibilidade de água, entre outras variáveis. Basicamente, é composta
por esgoto doméstico, água de infiltração e contribuições singulares como indústrias,
espaços públicos, etc. Faz-se necessário estimar a vazão de início e de final de plano,
conforme equações a seguir:
Qi = QDi + QIi + QSi para início de plano;
Qf = QDf + QIf + QSf para final de plano,
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Sendo,
Q: vazão total;
QD: vazão de esgoto doméstico;
QI: vazão de infiltração;
QS: vazão de contribuição singular;
i: indica início de plano;
f: indica final de plano.
Para o dimensionamento do dimensionamento do sistema de esgotamento sanitário,
devem ser conhecidas as vazões de início (QDi) e de final (QDf) de plano.
1.2 Vazão de Esgoto Doméstico (QD)
As variáveis pertinentes para definir a vazão de projeto são população, contribuição per
capita, coeficiente de retorno esgoto/água e coeficiente variação de vazão. A população
precisa ser definida para o início e para o final de plano. Para o final de plano, os
métodos de previsão populacional que podem ser utilizados são o aritmético,
geométrico e regressão. A contribuição Per Capita (qc) é função do consumo efetivo de
água per capita (qe) e do coeficiente de retorno. Com relação ao Coeficiente de Retorno
(C), sua expressão básica é a seguinte:
C = volume de esgoto coletado pela rede
volume de água abastecida
Normalmente, seus valores variam entre 0,6 e 0,9. Não obstante, na falta de valores
obtidos em campo, a NBR 9649 recomenda o valor de 0,8. Já os Coeficientes de
Variação de Vazão devem ser considerados pois a vazão de esgoto doméstico varia com
a hora do dia, época do ano, temperatura e precipitação atmosférica. Portanto,
coeficientes de variação de vazão devem ser considerados, quais sejam:
k1 : coeficiente de máxima vazão diária
k1=maior vazão diária verificada no ano
vazão média diária anual
k2: coeficiente de máxima vazão horária
k2= maior vazão observada num dia
vazão média horária do mesmo dia
k3 : coeficiente de mínima vazão diária
k3= menor vazão diária verificada no ano
vazão média diária anual
A NBR 9649 apresenta os valores k1 = 1,2 ; k2 = 1,5 e k3 = 0,5. Desta maneira, as
equações básicas são as seguintes:
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QDimed = Pi . qe . Ci / 86400
QDimax = K2 . Pi . qe . Ci / 86400
QDfméd = Pf . qe . Cf / 86400
QDf max = K1 .K2 .Pf . qe . Cf / 86400
Com essas vazões, é possível a determinação de coeficientes para o dimensionamento
das redes coletoras, quais sejam o coeficiente de contribuição linear TL = QD / L e o
coeficiente de contribuição por área TA = QD / A. No cálculo dessas taxas, considerar
condições de início e fim de plano.
1.3 Vazão de Água de Infiltração (QI)
A água de infiltração na rede coletora tem origem no lençol freático e, ou, na
precipitação pluviométrica. Os pontos de infiltração da água do lençol freático na rede
são as juntas, as paredes dos condutos, os poços de visita, os tubos de inspeção e
limpeza, os terminais de limpeza, as caixas de passagem, as estações elevatórias, etc. No
entanto, o acesso das águas pluviais á rede pode ser acidental ou clandestino. De
maneira a estimar a vazão de água de infiltração na rede coletora, utiliza-se o parâmetro
Taxa de Infiltração, o qual é função do material da rede, do tipo de solo, do nível do
lençol freático, da qualidade de execução, do tipo de junta, entre outras variáveis. Dados
usuais sobre taxas de infiltração são os seguintes:
. acima do lençol freático: TI = 0,02 l / s km
. abaixo do lençol freático: TI = 0,10 l / s km
A NBR 9649 recomenda a faixa de 0,05 a 1,0l / s km.
As vazões são as seguintes:
QIi = TIi .Li
Qif = TIf . Lf
sendo,
TI: Taxa de infiltração;
L: Comprimento da Rede;
i: início de plano;
f: final de plano.
1.4 Vazões de Contribuições Singulares (QS)
A vazão das contribuições singulares deve ser medida, ou estimada, caso a caso. Além
disso, o regime de variação da mesma também necessita ser conhecido, pois consta de
um dado importante para o dimensionamento da rede coletora. No caso específico das
indústrias, estudos preliminares fazem-se importantes no intuito de definir, além da
vazão e seu regime de variação, a necessidade, ou não, de prévio tratamento do esgoto
na própria planta industrial antes de ser lançado à rede coletora coletiva. Observar que o
esgoto industrial necessita de pré-tratamento quando são nocivos à saúde, quando
interferem no sistema de tratamento coletivo de esgoto, quando obstruem tubulações e
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equipamentos, quando podem agredir as tubulações, assim como quando estão à
temperaturas elevadas.
1.5 Determinação da Vazão de Projeto
A vazão projeto pode ser determinada através de estimativas em função das
contribuições médias de esgoto, dos coeficientes de variação, das taxas de infiltração
das contribuições singulares, além das condições do início fim do plano. Não obstante, a
vazão de projeto pode ser determinada com a utilização de hidrogramas que medem
vazões e registram as variações temporais das mesmas. As respectivas equações são as
seguintes:
Qimed = (Pi . qe . Ci / 86400) + TIi . Li + CSi
Qimax = (K2 .Pi . qe . Ci / 86400) + TIi . Li + CSi
Qf med = (Pf .qe .Cf / 86400) + TIf .Lf + CSf
Qf max = (K1 .K2 .Pf .qe .Cf / 86400) + TIf .Lf + CSf
2 Caracterização Qualitativa do Esgoto
O esgoto é caracterizado por suas características físicas, químicas e microbiológicas.
Tais características estão apresentadas na sequência.
2.1 Características físicas
Como características físicas, destaca-se a matéria sólida, a temperatura, o odor, a cor e a
turbidez. O Esgoto contém aproximadamente 0.08% de matéria sólida e 99,92% de
água. A temperatura é um parâmetro importantíssimo, pois rege uma série de reações
bioquímicas que ocorrem no tratamento do esgoto. A cor e turbidez igualmente são
características importantes, uma vez que estão relacionadas às concentrações de sólidos
dissolvidos e suspensos, respectivamente. A matéria sólida classifica-se conforme
segue.
Sólidos Orgânicos
Sólidos Sedimentáveis
Sólidos Minerais
Sólidos
Em Suspensão
Sólidos Orgânicos
Sólidos não Sedimentáveis
Sólidos Totais Sólidos Minerais
Sólidos Orgânicos
Sólidos Coloidais
Sólidos Minerais
Sólidos
Dissolvidos
Sólidos Orgânicos
Sólidos Dissolvidos
Sólidos Minerais
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2.2 Características químicas
2.2.1 Natureza dos Compostos Químicos
O esgoto é composto de matéria orgânica e inorgânica. Os compostos orgânicos são
uma combinação de carbono, hidrogênio e nitrogênio, assim distribuídos:
Compostos de proteínas (40 a 60%): produzem nitrogênio e contém carbono,
hidrogênio, nitrogênio, oxigênio, fósforo, enxofre e ferro.
Carboidratos (25 a 50%): contém carbono, hidrogênio e oxigênio (açúcares,
amido, celulose, fibra de madeira).
Gordura e óleos (10%).
Surfactantes: moléculas orgânicas formadoras de espuma.
Fenóis: compostos orgânicos causadores de gosto à água, os quais são
oriundos dos despejos industriais.
Pesticida: toxicidade
Quanto aos compostos inorgânicos, encontram-se na forma de areia e minerais
dissolvidos.
2.2.2 Parâmetros Químicos
2.2.2.1DBO
É a quantidade de oxigênio utilizada por uma população mista de microrganismos
durante a oxidação aeróbia da matéria orgânica contida no esgoto. A Curva de DBO x
Tempo, tem-se a seguinte formulação:
)101.( ktt LDBO
Essa formulação é ilustrada na seguinte ilustração.
Figura: DBO em função do tempo em dias (eixo das abcissas)
A DBO carbonácea ocorre em função da seguinte reação:
Matéria Orgânica + O2 CO2 + H2O + Matéria Orgânica Dissolvida + Nutrientes
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Próximo ao 10º dia se desenvolvem bactérias nitrificantes responsáveis pela nitrificação
a qual é um processo de oxidação da N-NH3 ao N-NO3. Ocorre em duas etapas:
1º: 2 NH3 + 3 O2 (nitrossomas) 2 NO2- + 2 H
+ + 2 H2O
2º: 2 NO2- + O2 (nitrobacter) 2 NO3
-
Portanto, o consumo de OD ocorre tanto pela oxidação da matéria orgânica carbonácea
quanto pela nitrificação. Observar ainda que a DBO mede o consumo de OD,
exclusivamente dos microrganismos, para a oxidação da matéria orgânica
biodegradável, além do eventual consumo pela nitrificação.
2.2.2.2 DQO
A DQO mede o consumo de oxigênio durante a oxidação química da matéria orgânica,
esta tanto biodegradável quanto não biodegradável, assim como de alguns compostos
inorgânicos também. O oxidante utilizado na tese de DQO é o dicromato de potássio
(K2 Cr2 O7). Uma vez que a oxidação é exclusivamente química, ou seja, não havendo
nitrificação, logo a DQO é relativa tão somente a M.O carbonácea. A relação DQO /
DBO pode ser de 1,7 a 2,4 para esgoto bruto e em torno de 3,0 para esgoto
tratado.Observar que o esgoto tratado apresenta menor concentração de M.O.
biodegradável, pois parcela substancial da mesma é removida no tratamento. Isto
explica a maior relação DQO/DBO para o mesmo quando comparada àquela referente
ao esgoto bruto.
2.2.2.3 Nitrogênio
O nitrogênio apresenta-se na atmosfera, esse seu reservatório natural, em grande parte
na forma molecular (gasosa – N2) e em parcela menos expressiva como amônia, NH3.
Por meio de descargas atmosféricas e pela ação de alguns microrganismos fixadores,
como bactérias e algas, o mesmo é extraído da atmosfera. Não obstante, alguns
microrganismos também absorvem o nitrogênio nas formas de amônia e de nitrato, os
quais são imobilizados nas células na forma de nitrogênio orgânico. Outra atuação dos
microrganismos é na desnitrificação, processo no qual do nitrato (NO3-) é utilizado o
oxigênio (O2) para a oxidação da MO e, então, é liberada o N2 para a atmosfera. A
desnitrificação ocorre na fase anóxica, a qual é aquela onde não há OD, mas há NO3 e
MO para ser oxidada.
No ciclo do nitrogênio, além da ação dos microrganismos já comentada, há também a
ação das plantas e dos animais. As plantas absorvem o nitrogênio na forma inorgânica
[amoniacal (NH4+) ou nitrato (NO
-3)], ou na forma orgânica [uréia (NH4)
2CO], o qual é
imobilizado na forma orgânica. Quanto aos animais, já absorvem o nitrogênio
imobilizado (orgânico) em plantas e outros animais. No entanto, nos dejetos destes
animais é liberado também o nitrogênio orgânico o qual é transformado em nitrogênio
amoniacal pelos microrganismos decompositores. O nitrogênio amoniacal então é
nitrificado a NO-3, forma esta disponível a microrganismos e plantas.
Essas formas de nitrogênio podem indicar alguns cenários ambientais, conforme segue:
Nitrogênio Orgânico: compõe proteínas animais e vegetais, indica poluição
recente.
19
Nitrogênio Amoniacal: forma inorgânica de N, resultado da atuação dos
decompositores heterótrofos sobre o nitrogênio orgânico.
Nitrito: (NO2-) Resultado da oxidação de amônia (NH3).
Nitrato (NO3-) Resultado da oxidação do nitrito.
2.2.2.4 Fósforo
Usualmente, as formas de interesse ambiental são os ortofosfatos, polifosfatos e fósforo
orgânico.
2.3 Características Biológicas
Os principais são bactérias, fungos, protozoários, vírus, algas e grupos de plantas e de
animais. A atuação das bactérias é na decomposição, enquanto a atuação das algas é nas
lagoas de estabilização, via oxidação aeróbia e redução fotossintética. Não obstante,
ocorre em algumas situações o florescimento de algas em mananciais hídricos devido ao
aporte nos mesmos de esgoto com elevadas concentrações de nutrientes. Como
indicadores de poluição, são medidas as concentrações as bactérias do grupo coliformes.
3 Características Quanti-Qualitativas
Constam de parâmetros que associam características quantitativas e qualitativas do
esgoto. É o caso da Carga Orgânica (CDBO; CSS), da População Equivalente (Pe) e da
População Hidráulica Equivalente (PHE). A Carga Orgânica é um parâmetro utilizado
para projetar processos de tratamento de esgoto. É apresentado em DBO ou SS.
População Equivalente é o número de habitantes que produzem uma carga orgânica
igual ao esgoto de uma determinada indústria, enquanto que a População Hidráulica
Equivalente é o número de habitantes que produzem uma vazão igual a de uma
determinada indústria.
As respectivas formulações matemáticas constam a seguir:
dia
L1000
L
mg
dia
m
L
mgC
3
DBO dia.1000
Kg
dia
g
dia
L1000mgCDBO
1000
QDBO)dia/Kg(C
)dia/m()L/mg(
DBO
3
)dia.hab/g(
)dia/kg(DBO
)hab(54
CPe
)dia.hab/m(
)dia/m(
)hab(HE
3
3
2.0
QP
Isolando a DBO:
DBO (mg/L) = 1000 . CDBO / Q ; CDBO : kg DBO / dia ; Q : m3 / dia,
20
Observar que a DBO do esgoto bruto, assim como a vazão, contém as parcelas de
esgoto doméstico, do esgoto industrial e da infiltração. Logo, a CDBOe a Q são dadas
pelas seguintes equações, respectivamente:
CDBO = CDBO/ED + CDBO/I + CDBO/CS
Q = QED + QIA + QIB
Outro parâmetro importante é a População Equivalente, PE, que apresenta a seguinte
equação:
PE = CDBO/CS / CDBO/Pessoa
Rede de Coleta
1 Componentes e Tipologia
A rede coletora é um conjunto de canalizações que coleta e conduz os esgotos
sanitários. É composta por tubulações e acessórios, quais sejam:
a) Tubulações: Coletor Secundário, Coletor Tronco, Interceptor e Emissário;
b) Acessórios: Usualmente são os seguintes: Sifões Invertidos, Poços de Visita
(P.V.), Terminal de Limpeza (TL) e Terminal de Inspeção e Limpeza (TIL).
A rede coletora pode ser classificada quanto à macro-estrutura e quanto a micro-
estrutura. Quanto à macro-estrutura, tem-se:
a) Perpendicular: coletores tronco independentes e perpendiculares ao curso da
água, com ou sem interceptor;
b) Leque: para terrenos acidentados;
c) Distrital e Radial: necessita recalque, como em cidades planas.
Quanto a micro-estrutura, divide-se em redes simples ou dupla, onde na rede simples a
tubulação é lançada sob a via de tráfego, enquanto na rede dupla é lançada uma
tubulação sob cada passeio.
A figura a seguir ilustra uma rede coletora de esgoto.
21
Fonte: http://www.skyscrapercity.com/showthread.php?t=589794
2 Dimensionamento
2.1 Requisitos Hidráulicos e Sanitários
Para o dimensionamento de uma rede coletora é importante atender requisitos
hidráulicos e sanitários. Nesse contexto, é importante destacar:
As tubulações devem ter a capacidade de conduzir vazões máximas e mínimas;
As tubulações são dimensionadas para que o regime de escoamento seja livre em
coletores e interceptores e forçado em sifões invertidos e linhas de recalque. Nos
emissários, o escoamento pode ser livre ou forçado;
Deve ser garantida a autolimpeza das tubulações. Para tanto, no
dimensionamento, podem ser adotados dois critérios para verificação, quais
sejam, o Critério da Velocidade e o Critério da Tensão Trativa. O Critério da
Velocidade estabelece uma velocidade mínima de transporte da matéria sólida,
sendo que essa velocidade deve ser tal que garanta que a lâmina mínima seja
sempre atendida. A Tensão Trativa é a tensão tangencial exercida sobre a parede
do tubo pelo líquido escoando, onde o valor crítico da mesma, denominado
Tensão Trativa Crítica, é aquele valor mínimo capaz de iniciar o movimento das
partículas depositadas nas tubulações. Para ambos critérios, é fundamental haver
uma declividade mínima na tubulação;
O atendimento da declividade mínima da tubulação, propiciando assim a
autolimpeza nas tubulações, é importante também para evitar ou minimizar a
22
geração de sulfeto de hidrogênio (H2S) na mesma. Isso pode ocorrer, pois a
matéria orgânica ao estagnar-se no fundo da tubulação pode entrar em
decomposição anaeróbia, condição essa geradora de H2S.
Nos trechos da rede coletora onde é previsto o escoamento livre, deve ser
garantido que a lâmina máxima seja atendida de maneira a propiciar um espaço
para o escoamento dos gases e para evitar trechos sob escoamento forçado;
A velocidade máxima deve ser obedecida a fim de não causar abrasão nos tubos.
2.2 Equações Básicas e Critérios de Dimensionamento
2.2.1 Vazões de Projeto para Rede Coletora
É importante definir a vazão de início e de final de plano, conforme equações
apresentadas no Item 1.5. As vazões máximas de início de plano são importantes para
definir a capacidade de autolimpeza das tubulações. As vazões médias de final de plano
são determinantes para avaliar a capacidade de autodepuração do corpo hídrico receptor
e para definir e dimensionar o sistema de tratamento de esgoto. A vazão máxima de
final de plano é importante para definir os diâmetros dos trechos da rede coletora.
2.2.2 Taxas de Contribuição
As equações são as seguintes:
a) Cálculo de Taxa de Contribuição Linear Inicial (TLi): TLi = (QDi / Li) + Ti
b) Cálculo de Taxa de Contribuição Linear Final (TLf): TLf = (QDf / Lf) + Tf
Podem ser estimadas também as Taxas de Contribuição por Área, tanto inicial quanto
final.
2.2.3 Vazões de Projeto para Trechos de Tubulação
Devem ser estimadas as vazões de montante, de jusante e de contribuição, conforme
equações seguintes.
a) Vazão de Montante: QMi = somatório das vazões iniciais de montante
QMf = somatório das vazões finais de montante
b) Vazão de Contribuição no Trecho: inicial: QTi = TLi . Lt
final: QTf = TLf . Lt
onde: Lt é o comprimento do trecho.
c) Vazão de Jusante: inicial: QJi = QMi + QTi
final: QJf = QMf + QTf
Considerar que, conforme norma, o a vazão mínima deve ser de 1,5 l/s em cada trecho
de tubulação da rede.
23
2.2.4 Determinação da Declividade I:
Calcular a declividade mínima da tubulação e a declividade do terreno. Para Imin, tem-
se Imin = 0,0055.(Qimax)-0,47
, onde Qimax é em L/s e I é em m/m. A maior entre as
duas declividades calculadas será a declividade I de projeto. Cabe destacar que tal
equação foi construída em função da equação de Manning, a qual V = (RH2/3
. I1/2
) / n.
2.2.5 Determinação do Diâmetro:
Determinar o diâmetro para Qfmax , Y/D = 0,75 e n = 0,013 , conforme norma. Logo,
para D tem-se D = [0,0463. (Qfmax/ I0,5
)]0,375
, sendo Qf em m3/s e D em m. Observar
que a relação (y/D) máximo 0,75 deve ser atendida para garantir o escoamento livre
nos trechos pertinentes. Destaca-se também que o diâmetro mínimo deve ser de 100
mm, conforme norma específica.
2.2.6 Determinação dos Raios Hidráulicos Inicial (RHi) e Final (RHf):
Valores determinados conforme aplicação da equação de Manning. O Rhi é importante
para definir a Tensão Trativa Crítica. Os parâmetros e valores da Eq. de Manning são
apresentados em tabela em anexo. No entanto, a tabela auxiliar para determinação do
raio hidráulico, em função de Y/D, consta a seguir:
Tabela: Relação entre Raio Hidráulico e Lâmina do Escoamento
Y/D = RH/D Y/D = RH/D
0,025 0,016 0,550 0,265
0,050 0,033 0,600 0,278
0,075 0,048 0,650 0,288
0,100 0,064 0,700 0,297
0,125 0,079 0,750 0,302
0,150 0,093 0,775 0,304
0,175 0,107 0,800 0,304
0,200 0,121 0,825 0,304
0,225 0,134 0,850 0,304
0,250 0,147 0,875 0,301
0,300 0,171 0,900 0,299
0,350 0,194 0,925 0,294
0,400 0,215 0,950 0,287
0,450 0,234 0,975 0,277
0,500 0,250 1,000 0,250
2.2.7 Determinação das Velocidades Inicial (Vi) e Final (Vf):
Valores determinados conforme aplicação da equação de Manning. Observar que pelo
Critério da Velocidade para autolimpeza das tubulações, recomenda-se V 0,6 m/s e
(y/D) mínimo 0, 2, valores a serem observados no início do plano. Já a velocidade
máxima, que ocorrerá no final do plano, deve ser inferior a 5,0 m/s para evitar o efeito
de abrasão sobre os tubos.
24
2.2.8 Determinação da Tensão Trativa:
É dada pela equação i = . RH. I, onde i em kgf / m2, = 1000 kgf / m
3, RH em m e I
em m/m. Conforme já comentado, o raio hidráulico considerado é o raio hidráulico
inicial pois é nas condições de início de plano que interessa avaliar a condição de
autolimpeza. A recomendação é garantir τc 0,10 kgf / m2
para coletores e τc 0,15 kgf
/ m2
para interceptores.
2.2.9 Velocidade Crítica:
A equação é Vc = 6 (gRH)0,5
, onde se Vf>Vc, logo Yf / D = 0,5. A entrada de ar no
meio líquido tende aumentar a altura da lâmina de água na tubulação. Passa a ocorrer
uma oscilação entre o regime livre e a força de o que pode danificar o tudo. Logo,
quando VfVc, momento a partir de qual há entrada de ar na tubulação, é importante
propiciar (y/D)0,5 de maneira a garantir a ventilação de tudo. Conforme em Sobrinho,
Tsuya, o número de Boussinesq é que melhor representa o fenômeno de entrada de ar no
meio líquido. Sua formulação é a seguinte:
B = Vc / (g . RH )0,5
Quando B = 6,0 , inicia-se o processo de mistura ar líquido. Logo,
Vc = 6(g . RH )0,5
onde,Vc: velocidade crítica, m/s;g = 9,81 m/s2;RH = m.
Observar que neste caso a velocidade do escoamento V é igual a Vc. No entanto, para B
> 6,0 , V > Vc.
3 Diretrizes para Concepção da Rede Coletora de Esgoto
As fases para concepção e projeto de uma rede coletora de esgoto são a caracterização
de fatores intervenientes, o diagnóstico sistema existente, a definição dos parâmetros de
projeto, a definição de alternativas e pré – dimensionamento das mesmas, a definição da
alternativa mais atrativa, considerando custo benefício e impactos e o estabelecimento
das diretrizes gerais do projeto. Não obstante, as seguintes diretrizes podem ser
consideradas para definir o melhor traçado do sistema de esgoto:
- Estudo da população a ser atendida;
- Separar pontos de grandes contribuições singulares (indústrias, hospitais, etc.);
- Prever as vazões;
- Fazer um traçado preliminar, observando a topografia;
- Traçado da rede de coletores de esgoto na via pública:
. Profundidades máximas dos coletores: Passeio: de 2,0 a 2,5 m, dependendo
do tipo de solo; Via de Tráfego e nos terços: de 3,0 a 4,0 m.
. Profundidades mínimas dos coletores de esgoto na via pública: Passeio:
recobrimento superior a 0,90 m; Via de Tráfego: recobrimento superior a 0,65
m.
25
- Encaminhar a localização da tubulação na via, onde há dois tipos de redes, a Rede
Dupla e a Rede Simples. A rede dupla é ilustrada na figura a seguir.
Sua utilização é recomendada na ocorrência de pelo menos um dos seguintes casos:
Vias Públicas com tráfego intenso;
Vias Públicas com largura entre os alinhamentos dos lotes igual ou superior a 14 m
para ruas asfaltadas, ou 18 m para ruas de terra;
Vias com interferências que impossibilitem o assentamento de coletores nas vias de
tráfego, ou que constituam empecilho à execução das ligações prediais. Nesses
casos, a tubulação poderá ser assentada no passeio, desde que a sua largura seja de
preferência superior a 2,0 m e a profundidade do coletor não exceda a 2,0 m ou a 2,5
m, dependendo do tipo de solo, e que não existam interferências que dificultem a
obra. Caso não sejam possíveis estas soluções, pode-se lançar a rede na via de
tráfego, próxima à sarjeta.
Quanto à rede simples, pode ser utilizada caso não ocorra nenhuma das observações
citadas acima, os coletores poderão ser lançados no eixo ou no terço da via de tráfego.
Observar figura a seguir.
TIL ou PV - Via de Tráfego
TIL - Passeio
TIL - Ligação Condominial TIL ou PV Via
Tráfego
TIL
Passeio
TIL
Ligação Domiciliar
26
Edifício
Edifício Edifício
Edifício
Edifício
Edifício
Edifício
Edifício
Edifício
Edifício
Edifício
Edifício
Rede de Esgoto
Alinhamento Predial
Calçada
Rede de Água
TIL (Terminal de Inspeção e Limpeza)
Conexão Cruzeta
A configuração das posições das tubulações de água e esgoto no leito carroçável é
apresentada na figura a seguir. Cabe observar que a rede coletora de esgoto deve ficar
abaixo da rede de distribuição de água a fim de evitar contaminação da água nesta
última quando houver vazamentos na primeira.
O lançamento das canalizações em valas rasas requer alguns procedimentos no sentido
de protegê-las da atuação de esforços excessivos causados pelas atividades seja sobre o
leito carroçável, seja sobre o passeio.
Rede de Esgoto
90
cm
Rede de Água
80
cm Coletor Predial
Passeio
Caixa de Inspeção
Caixa de Inspeção
Alinhamento Predial
1/3 da distância da
via de tráfego
TIL - Ligação Domiciliar
27
Outro fator a ser ilustrado refere-se as conexões utilizadas nas redes coletoras, como os
poços de visita. Na figura seguinte, são apresentados esquemas demonstrando poços de
visita com configuração típica e poços com configuração onde é instalado um tubo de
queda.
Poço de visita típico Poço de visita com tubo de queda
28
Generalidades sobre Tratamento de Esgoto
1 Princípios Sobre o Tratamento de Esgoto
Os sistemas de tratamento de esgoto têm por função basicamente a remoção de matéria
orgânica, nutrientes e microrganismos patogênicos de maneira a promover a proteção
ambiental e a saúde pública, respectivamente. Neste sentido o tratamento pode ser de
natureza física, química e biológica. Considerando que esse texto prioriza a abordagem
do tratamento do esgoto doméstico, serão destacados conceitos sobre a biologia do
tratamento do esgoto.
1.1 Princípios Relacionados a Física do Tratamento do Esgoto
Os processos físicos objetivam, através de processos de interceptação (grades) e de
processos de sedimentação (caixas de areia, decantadores, fossas sépticas, etc.), a
remoção dos sólidos grosseiros e sedimentáveis, respectivamente.
1.2 Princípios Relacionados à Biologia do Tratamento do Esgoto
Os processos biológicos, conjuntamente com os processos físicos, são os mais utilizados
no Brasil para o tratamento de esgoto doméstico. Basicamente dividem-se em processos
aeróbios, cujo agente oxidante é o oxigênio dissolvido, e em anaeróbios onde os agentes
oxidantes são nitratos, sulfatos e dióxido de carbono. São exemplos representativos o
sistema de lodo ativado, a lagoa de estabilização, o reator anaeróbio, o filtro biológico e
a própria fossa séptica, já citada. Existem ainda os processos biológicos facultativos
onde, em uma mesma unidade, desenvolvem-se simultaneamente os processos aeróbios
e anaeróbios.
1.2.1 Sobre a Atuação dos Microrganismos
Classificação e Estrutura Celular
Os microrganismos classificam-se em monera / protista, onde a diferenciação celular
inexiste, e vegetal / animal, onde a diferenciação celular elevada, contendo células,
tecidos, órgãos e aparelhos. A estrutura das células é apresentada na ilustração a seguir.
Área Nuclear
(DNA)
Membrana
Celular
Parede Celular
Ribossomas
( RNA)
Citoplasma
29
Matéria e Energia Utilizadas
Necessidades do ser vivo são crescimento, locomoção, reprodução e, para tanto, são
necessários energia, carbono e nutrientes pelo mesmo. As fontes de energia a luminosa
e a química, enquanto as fontes de carbono são o CO2 e a matéria orgânica. Assim, os
microrganismos podem ser autótrofos e heterótrofos. Os microrganismos autótrofos
utilizam gás carbônico (CO2), água, nutrientes e energia luminosa, retidas na clorofila,
para a síntese, por meio da fotossíntese, de novas células. Neste sentido, os
microrganismos autótrofos são considerados “acumuladores de energia”.
Já os microrganismos heterótrofos utilizam a matéria orgânica para obter a energia para
síntese de novas células. Especificamente, esta energia é obtida pela oxidação da
glicose. São considerados consumidores de energia. O metabolismo dos
microrganismos é função da atuação das enzimas que catalizam reações químicas, onde
as endoenzimas são enzimas intracelulares e as exoenzimas são enzimas extracelulares.
Nesse processo, na remoção de matéria orgânica do esgoto ocorre uma assimilação de
energia nas células, sendo que as formas de geração são a respiração (desassimilação
oxidativa) e a fermentação (desassimilação fermentativa). Na oxidação a matéria
orgânica ou inorgânica, a qual é doadora de elétrons, é reduzida pelo agente oxidante
(O2, NO3-, SO4
2-, CO2), que é aceptor de elétron.
Os aceptores preferenciais, os quais liberam mais energia são O2, NO3-, SO4
2-, CO2.
Quanto à respiração, os organismos classificam-se em aeróbios estritos, que utilizam
oxigênio, os facultativos que utilizam oxigênio e depois o nitrato e os anaeróbios que
utilizam o sulfato e o dióxido de carbono. As formas preferenciais são:
1o Aeróbia / O2;
2oAnóxica / NO3
- (desnitrificação) ;
3o Anaeróbia / SO4
2- (dessulfatação) ;
4o Anaeróbia / CO2 (metanogênese) .
No caso da metanogênese, têm-se os tipos hidrogenotrófica, onde o metano produzido a
partir do H+, e a acetotrófica, onde o metano produzido a partir do C orgânico na forma
de acetato (ácido acético). O conjunto de reações acima citado apresenta as seguintes
formulações:
1) Aeróbia:
C6H12O6 + 6O2>6C02 + 6H2O
2) Desnitrificação (Condições Anóxicas):
2NO3- -N + 2H
+> N2 + 2,5O2 + H20
30
3) Dessulfatação (Condições Anaeróbias):
CH3COOH + SO42-
+ 2H+> H2S + 2H2O +2CO2
4) MetanogêneseHidrogenotrófica (Condições Anaeróbias)
4H2 + CO2> CH4 + 2H2O
5) MetanogêneseAcetotrófica (Condições Anaeróbias)
CH3C00H > CH4 + CO2
Neste contexto, observar que a produção de lodo é maior nas reações aeróbias pois estas
liberam mais energia, implicando em maior velocidade na reprodução do
microrganismos e conseqüente maior velocidade (maiores taxas) na estabilização da
matéria orgânica. O substrato menos oxidado (mais reduzido) tem mais energia. Logo, o
mesmo dispõe de mais elétrons para doar.
1.2.2 Sobre a Tipologia dos Microrganismos
Basicamente são as bactérias, as algas, os protozoários, os rotíferos e os fungos. As
bactérias são organismos unicelulares e os principais estabilizadores da matéria
orgânica. Podem ser heterotróficas ou autotróficas e atuam nos processos aeróbios,
anaeróbios e facultativos. As bactérias heterotróficas usam matéria orgânica como fonte
de energia e carbono e são classificadas em função do uso do oxigênio, a saber:
Aeróbias: O.D (livre)
Matéria Orgânica+ O.D (LIVRE) CO2 + H2O + Energia
Anaeróbias: ausência de O.D, usam oxigênio ligado a outros compostos.
Matéria Orgânica+ NO-3 CO2 + N2 + Energia
Matéria Orgânica+ SO-4 CO2 + H2S + Energia
Matéria Orgânica Ácidos Orgânicos + CO2 + H2O + Energia
CH4 + CO2 + Energia
As bactérias Autotróficas usam matéria inorgânica como fonte de e CO2 como fonte de
carbono. A classificação é a seguinte:
Da nitrificação: Oxidam NH3 em primeiro NO-2 e em segundo NO
-3.
Do enxofre:
H2S + Oxigênio H2 SO4 +Energia
Matéria Orgânica+ SO-4 CO2 + H2S + Energia
Matéria Orgânica Ácidos Orgânicos + CO2 + H2O + Energia
CH4 + CO2 + Energia
Do ferro:
Fe ++
(ferroso) + Oxigênio Fe +++
(férrico) +Energia
Fe +++
em solução aquosa Fe (OH)3+Energia : Assimilado pelas bactérias
e posteriormente liberado.
As algas utilizam CO2 na fotossíntese e para sobrevivência e reprodução e liberam O2.
A energia é solar, porém, na falta de luz, o O2 é usado para degradar o nutriente
31
armazenado, visando a produção de energia. Cabe ainda destacar que as mesmas são
atuantes nas lagoas facultativas e produzem oxigênio livre via fotossíntese.
Os protozoários são organismos unicelulares que se alimentam de algas, bactérias e
outros microrganismos. Alguns são patogênicos e atuam nos processos aeróbios e
facultativos. Já os rotíferos alimentam-se de bactérias e matéria orgânica a presença dos
mesmos no efluente indica eficiência do tratamento. Já os fungos sobrevivem em baixo
ph e são filamentosos e, assim, dificultam decantabilidade do lodo.
1.2.3 Crescimento dos Microrganismos
O crescimento dos microrganismos pode ser disperso, onde há formação de flocos que
ficam suspensos na água, e aderido, onde há fixação sobre um meio suporte, formando
biofilme.
No crescimento disperso, há formação de flocos, onde o floco consta de composto
aglutinado numa estrutura. A composição do mesmo é matéria orgânica, material inerte
e microrganismos, havendo gradiente de OD no interior do floco. Este formado, a
matéria orgânica suspensa é removida via sedimentação. No crescimento aderido, há
formação de biofilme onde há a fixação de microrganismos em suporte sólido ou
suspenso. Assim, ocorre que o biofilme viabiliza retenção de elevada concentração de
biomassa por considerável período de tempo. Os estágios de formação do biofilme são
os seguintes:
Espessura Fina: Superfície do suporte não totalmente coberta
Espessura Intermediária: Espessura constante da camada ativa
Espessura Elevada:
- crescimento e decaimento bacteriano ocorrendo simultaneamente;
- desalojamento de partes do biofilme;
- entupimento do biofiltro.
Para engendrar um comparativo entre o crescimento disperso e aderido, é importante
considerar variáveis como o TDH, tempo de detenção hidráulica, e o Tgc, tempo de
geração celular. Assim,
a) Sistema Disperso: para crescimento microbiano, Tdh > Tgc , de maneira a
assegurar o crescimento das células dentro do reator.
b) Sistema com Biofilme
Tdh pode ser menor que Tgc, pois as células ficam aderidas no suporte,
implicando em menor volume do reator;
fixação das células no suporte reduz necessidade de posterior clarificação;
taxa de remoção de substrato pode ser maior que para o sistema disperso;
para biofilme de espessura elevada, há limitações para a difusão da MO no
mesmo.
A fim de exemplificação, entre os sistemas dispersos cabe citar as Lagoas de
Estabilização e os Lodos Ativados, enquanto entre os aderidos cita-se o Filtro
32
Biológico, Biodisco, Biofiltro Aerado, Filtro Anaeróbio, Disposição no Solo, entre
outros.
1.3 Aspectos Relacionados à Química do Tratamento do Esgoto
Os processos químicos, de larga aplicação no tratamento dos efluentes industriais, são
importantes tanto nos fenômenos de coagulação e floculação para posterior decantação
dos sólidos não decantáveis, quanto nos fenômenos de desinfecção do esgoto.
2 Autodepuração de Cursos Hídricos
Equilíbrio natural entre os fenômenos de desoxigenação e reaeração em um recurso
hídrico, a medida que a matéria orgânica estabiliza-se ao longo do tempo. A
decomposição pode ser aeróbia e anaeróbia, enquanto a reaeração é física ou via
fotossíntese. A formulação do processo, em condições aeróbias, pode ser pelo modelo
Streeter-Phelps, conforme o seguinte equacionamento:
t.k
o
t.kt.k
12
o1 221 10D)1010(kk
LkD
D: déficit de O.D no tempo t (mg/L);
K1: coeficiente de desoxigenação (dia –1
) com valores de:
0.08 a 0.10 para esgoto tratado;
0.20 a 0.30 para esgoto bruto.
K2: coeficiente de reaeração (dia –1
) com valores de:
0.09 para escoamento lento;
1.3 para escoamento rápido.
t: tempo após lançamento do esgoto (dia).
Do: Valores de saturação de OD (mg/L), que variam com a temperatura. Observar
tabela abaixo.
Temperatura (oC)
p/água
10 15 20 25
O.D sat (mg/L) 11.3 10.2 9.2 8.4
33
Sistemas de Tratamento de Esgoto
1 Considerações Sobre o Tratamento
1.1 Efluentes Domésticos
Conforme já comentado, os sistemas de tratamento de esgoto têm por função
basicamente a remoção de matéria orgânica, nutrientes e microrganismos patogênicos, e
podem ser de natureza física, química e biológica. Não obstante, em função da
eficiência destes processos de tratamento, os mesmos são também classificados em
preliminar, primário, secundário e terciário, configurando assim níveis de tratamento.
Nos níveis preliminar e primário, predominam os processos físicos, enquanto no nível
secundário predominam os processos biológicos. No nível terciário, por sua vez,
ocorrem fenômenos químicos e biológicos, predominantemente.
Sobre alguns destes sistemas no entanto, são pertinentes algumas observações. Os
sistemas de lodos ativados usuais classificam-se em convencionais, por aeração
prolongada e de fluxo intermitente. São sistemas de grande eficiência na remoção de
matéria orgânica, porém para tanto, faz-se necessário considerável consumo de energia.
Os reatores anaeróbios no entanto são menos eficientes na remoção de matéria orgânica
que os sistemas de lodos ativados, mas além destes reatores não consumirem energia,
geram a mesma em forma de biogás.
Cabe citar os tipos tanque séptico, UASB, modelos estes usuais no Brasil. Outro tipo de
sistema bastante usado no brasil, principalmente na região nordeste em função do clima
apropriado, é a lagoa de estabilização. Existem diversas variantes como a lagoa
facultativa, a lagoa anaeróbia, a lagoa aeróbia, lagoa aerada, e a lagoa de maturação
(polimento). Diversas combinações entre as mesmas são possíveis, configurando
portanto sistemas conjugados.
1.2 Efluentes Industriais
1.2.1 Estudos Preliminares para Concepção do Sistema de Tratamento
Inicialmente, algumas variáveis quantitativas e qualitativas devem ser definidas. As
quantitativas são a vazão, a população equivalente (Pe) e a população hidráulica
equivalente (Phe). As variáveis qualitativas são várias, onde a natureza do despejo
definirá aquelas a serem identificadas. Em geral, são importantes a DBO, DQO, óleos e
graxas, pH, sólidos totais, suspensos e dissolvidos, nutrientes, metais pesados, entre
outras.
A vazão é específica para cada indústria, assim como sua variação ao longo do tempo.
A população equivalente é o número de habitantes que produzem uma carga orgânica
igual ao esgoto de uma determinada indústria. A população hidráulica equivalente, por
sua vez, é o número de habitantes que produzem uma vazão igual a de uma determinada
indústria. Quanto a caracterização qualitativa do esgoto industrial, para fins de
ilustração, é apresentada uma caracterização genérica do mesmo na tabela a seguir, na
qual constam também valores de variáveis usuais em esgoto sanitário, para fins de
comparação.
34
Tabela: Algumas Características do Esgoto Doméstico e Industrial
Parâmetros Esgoto Doméstico Esgoto Industrial
Laticínios Abat. de Bovinos
Sólidos Totais
(mg/L)
800 1600 3300
DBO (mg/L) 200 1000 1400
NTotal (mg/L) 35 50 150
Fósforo
Total(mg/L)
10 12 16
Observar o quanto é alta a DBO do esgoto de laticínios e abatedouros de bovinos
quando comparados ao esgoto doméstico. São características fundamentais na
concepção do tratamento do esgoto industrial. Ou do sistema público de tratamento de
esgoto, que recebe uma composição de esgoto doméstico e industrial. A concentração
da matéria orgânica, entre outras variáveis não menos importantes, definem se há
necessidade ou não de pré-tratamento de esgoto na própria indústria. Os efluentes
industriais necessitam de pré-tratamento também quando o esgoto é nocivo à saúde,
interfere no sistema de tratamento, obstrui e agride tubulações e equipamentos e estão a
temperaturas elevadas. São questões importantíssimas a serem observadas antes do
lançamento do esgoto na rede pública de esgotamento sanitário.
1.2.2 Processos de Tratamento de Efluentes Industriais
Os efluentes industriais apresentam características muito específicas em função da
natureza do processo industrial. Neste sentido, processo de tratamento deve ser
concebido e projetado caso a caso. No entanto, é possível sintetizar princípios gerais
para o tratamento dos efluentes industriais. Os métodos de tratamento de efluentes
industriais classificam-se em físicos, químicos e biológicos. Os tratamentos físicos são
importantes para remoção de sólidos em geral, óleos e gorduras. Os sólidos grosseiros
são retidos pelo gradeamento, enquanto os sólidos finos são retidos por peneiras. A
areia é retida me caixas de areia ou desarenadores.
No tanque retentor, a seção transversal de escoamento aumenta enquanto a velocidade e
a turbulência do mesmo diminuem. Nestas condições, os sólidos mais densos que o
líquido decantam e os menos densos ascendem. No entanto, neste processo de ascensão,
os sólidos de maior dimensão ascendem mais rapidamente que aqueles de menor
dimensão. A taxa de aplicação, que é a própria velocidade mínima (Vmín) de ascensão,
é dada pela seguinte equação:
Vmín = Q / As,
onde Q é a vazão do líquido e As é a superfície livre.
Para a remoção dos sólidos mais densos que os líquidos tem-se a decantação e a
flotação. Na decantação, os sólidos sedimentáveis tendem a se separem do líquido. Na
flotação, o ar comprimido é insuflado e, consequentemente, dissolvido no líquido. O ar
dissolve-se na água a 20oC na concentração de 75 mg/l, quando sob à pressão absoluta
de 4,0 Kg / cm2. No entanto, sob pressão atmosférica, para a mesma temperatura, o ar
dissolve-se na água à concentração de 20 mg/l. Neste sentido, quando esta água saturada
35
de ar é submetida à pressão atmosférica, 55,00 mg/l de ar se transfere para a atmosfera e
carreia as partículas mais densas que a água.
O tratamento químico é empregado para remoção de substâncias coloidais e dissolvidas,
entre as quais cabe destacar as causadoras de cor e turbidez, e os metais pesados. A
coagulação e floculação são importantes nesse processo. O tratamento químico é
importante também para a neutralização dos despejos industriais. Considerando que os
corpos hídricos receptores devam ser mantidos em faixas adequadas e pH, se o efluente
a ser tratado estiver acidificado, logo precisará ser neutralizado por uma base. Por
exemplo, é possível utilizar soda cáustica para neutralizar o ácido sulfúrico que acidifica
o efluente. Quando, no entanto, o efluente estiver alcalinizado, será necessário
neutralizá-lo com o uso de um ácido. O próprio ácido sulfúrico pode ser utilizado como
neutralizador de uma base.
Porém, no processo de neutralização, sais são formados. No caso de adição de soda
cáustica para neutralizar o ácido sulfúrico, já comentado, é gerado o sulfato de sódio
solúvel. Isto posto, faz-se importante destacar que para a remoção de sais pode ser
utilizada a osmose reversa. Neste processo o caminho natural imposto pela pressão
osmótica é revertido. No caminho natural na osmose os sais contidos em uma solução,
em menor concentração, deslocam-se através de um corpo semipermeável para uma
solução de maior concentração. Este deslocamento, portanto, ocorre sob pressão
osmótica. Não obstante, na osmose reversa a pressão osmótica é superada por uma
pressão aplicada ao sistema, onde o líquido é forçado a deslocar-se pela membrana
semipermeável da solução mais concentrada para a solução menos concentrada. Neste
processo são removidos sais, assim como contaminantes orgânicos, íons, vírus,
bactérias e colóides.
Os tratamentos biológicos são importantíssimos também para o tratamento dos efluentes
industriais. Para efluentes com considerável demanda bioquímica de oxigênio, quando é
o caso, por exemplo, de efluentes de laticínios e abatedouros de bovinos, conforme já
apresentado, a lagoa anaeróbia é muito apropriada e útil para a remoção de uma parcela
considerável de matéria orgânica. Já as lagoas de maturação igualmente são de grande
aplicação, tanto na remoção de patógenos quanto na remoção de nutrientes.
2 Apresentação dos Sistemas de Tratamento de Esgoto
2.1 Tratamento Preliminar
Consta de gradeamento grosseiro e fino, caixa de areia e medidor de vazão. Desta
maneira, o tratamento preliminar objetiva proteger sistemas de recalque, sistemas de
tratamento e corpo receptor. A remoção de sólidos grosseiros ocorre pela instalação de
grades e trituradores. A remoção de areia é importante para evitar abrasividade e
obstruções no sistema, além de facilitar o escoamento do lodo.
Os tipos usuais são a caixa de areia e o desarenador. A remoção de gorduras e sólidos
flutuantes é para evitar a obstrução dos coletores, aderências nas peças, sobrecarga das
unidades de tratamento. Os tipos usuais são as caixas de gordura domiciliares, tanques
aerados, disposição de remoção em decantadores. E o medidor de vazão é
importantíssimo para o monitoramento da ETE. Tal medidor pode ser uma calha
Parshall, por exemplo.
36
2.2 Tratamento Primário
O tratamento primário objetiva a sedimentação e digestão de matéria sedimentável,
além da retenção de óleos e graxas. O material sedimentável forma um lodo o qual deve
ser digerido e estabilizado. Após isso, o mesmo deve ser disposto em leitos de secagem,
lagoas de lodo, filtro prensa, filtro a vácuo e centrífuga. Os óleos e graxas retidas
formam um sobrenadante conhecido como escuma, e deve ser removida do tanque
periodicamente.
2.2.1 Fossas Sépticas e Tratamentos Complementares
2.2.2.1 Fossas Sépticas
As fossas sépticas são dispositivos de tratamento de esgoto cuja finalidade básica é a
remoção de matéria orgânica. Trata-se de um sistema bastante difundido no Brasil dada
sua simplicidade construtiva, fator este facilitador para sua utilização em domicílios e
comunidades de pequeno porte que não estejam cobertas por sistemas públicos de
tratamento de esgoto.
Trata-se de uma unidade (prismática ou circular) de escoamento horizontal e contínuo e,
quanto ao seu funcionamento, basicamente atuam os processos físicos de decantação,
dos sólidos em suspensão, e de flotação de óleos e graxas, além dos processos
biológicos de estabilização anaeróbia da matéria orgânica.
Quanto a função dos tanques sépticos, os seguintes pontos são importantes como a
proteção dos corpos hídricos e dos solos, o controle da proliferação de insetos, a
promoção da saúde pública, etc. Assim, o uso do sistema de tanque séptico somente é
indicado para:
Área desprovida de rede pública coletora de esgoto;
Alternativa de tratamento de esgoto em áreas providas de rede coletora local.
Retenção prévia dos sólidos sedimentáveis, quando da utilização de rede
coletora com diâmetro e/ou declividade reduzidos para transporte de efluente
livre de sólidos sedimentáveis.
Os tipos de tanques são a câmara única, as câmaras em série e as câmaras sobrepostas.
Quanto a forma, podem ser prismáticas e circulares. A geometria dos tanques
prismáticos, com relação as medidas internas mínimas por exemplo, a norma vigente
estabelece que a relação comprimento / largura (C/L) a ser adotada nos projetos esteja
na faixa de 2,0 à 4,0. Para tanques circulares no entanto, deve ser observado a relação D
2.H , sendo D o diâmetro e H a altura do tanque. Recomenda ainda profundidades
máximas (Hmáx) e mínimas (Hmin) em função do volume útil, quais sejam:
Para Vu< 6,0 m³ Hmáx = 2,20 m ; Hmín = 1,20 m
Para 6,0 m³ <Vu< 10,0 m³ Hmáx = 2,50 m ; Hmín = 1,50 m
Para Vu> 10,0 m³ Hmáx = 2,80 m ; Hmín = 1,80 m
A eficiência do sistema e a definição da Disposição do efluente são outros pontos
importantes para a aplicação dessa tecnologia. Segundo JORDÃO, PESSOA (1975),
37
experiências indicaram valores de eficiência na faixa de 35 a 60% na remoção de DBO,
e aproximadamente 60% na remoção de sólidos em suspensão. Sperling et al (1996), no
entanto, apresentam valores de eficiência de remoção de 30 a 40% de remoção de
matéria orgânica, 60 a 70% na remoção de sólidos em suspensão e 30 a 40% de
remoção de patogênicos. A bibliografia é consensual no fato que tal eficiência é
moderada no referente a remoção da matéria orgânica e fraca na remoção de patógenos.
Tais evidências são esclarecedoras indicando a necessidade de tratamento adicional do
efluente da fossa séptica, tanto para potencializar a remoção de matéria orgânica, quanto
a remoção de patogênicos. Para tanto existem diversas alternativas como filtro
anaeróbio, vala de infiltração, vala de filtração, disposição controlada no solo, assim
como aquelas específicas à desinfecção como a cloração, ultravioleta, ozônio, entre
outros. Tais alternativas serão apresentadas na sequência.
Enfim, uma questão, já abordada, deve ser ressaltada: a fossa séptica, para os fins que se
propõe, é um sistema útil na remoção parcial da matéria orgânica, mas pouco eficaz na
remoção de microrganismos patogênicos, fato este que sugere a contínua busca de
soluções mais resolutivas que garantam a proteção ambiental e segurança sanitária.
Dentre as variáveis para o projeto e dimensionamento, é fato que as mesmas são várias,
entre as quais cabe citar a contribuição per capita diária de esgoto (C), a contribuição
per capita de lodo fresco, o número de contribuintes (N), o tempo de detenção (Td), a
taxa de acumulação de lodo digerido, a área horizontal (A) e o volume útil (Vu).
A norma pertinente é a NBR 7229 “Projeto, Construção e Operação de Sistemas de
Tanques Sépticos”, onde a metodologia de dimensionamento e recomendações diversas
são apresentadas. A contribuição C é função do número de pessoas por residência e dos
valores de contribuição per capita por tipologia de residência. O Período de Detenção
dos Despejos (Td), outro preceito importante da norma em questão. Esta se refere ao
tempo de detenção, estabelecendo que, para uma faixa de contribuição diária de 1.500 L
à 9.000 L, o Td varia inversamente proporcional de 1,00 dia à 0,5 dia. Para o
dimensionamento, a NBR 7229 apresenta a seguinte rotina:
a) Número total de pessoas ou habitantes na edificação:
b) Contribuição de despejos (C): Tabela 1 NBR 7229.
c) Contribuição diária total (C’):
C’ = C x no de pessoas ou habitantes na edificação.
d) Período de detenção (T): Tabela 2 NBR 7229.
e) Taxa de acumulação de lodo digerido (k): Tabela 3 NBR 7229.
f) Contribuição de lodo fresco (Lf): TABELA 1 NBR 7229.
g) Volume útil do tanque séptico: V = 1000 + N.(C.T+ K.Lf)
38
Esse volume é o volume útil do tanque, respectivo ao volume de ocupado pelo esgoto
que está sendo tratado. O volume “seco”, aquele que não está em contato com o tanque,
deve ser somado ao útil para se obter o volume total.
Na execução, deve ser observado:
Para o afastamento mínimo das fontes de água recomenda-se 20,00 metros;
A localização da fossa deve facilitar a conexão do coletor predial ao futuro
coletor público;
Deve haver facilidade de acesso para viabilizar a limpeza do tanque séptico.
E, para a Operação, deve-se observar que a remoção do lodo digerido deve obedecer ao
previsto em projeto e que a disposição do mesmo deve ser em aterro sanitário, na ETE
ou na rede coletora de esgoto.
2.2.2.1 Disposição dos Efluentes das Fossas Sépticas
Sumidouro
Consta de um poço para infiltração do esgoto no solo. O dimensionamento é função do
Coeficiente de Infiltração (Cinf). Na sequência observar os seguintes itens:
a. Requisito Básico:
Cinf 40 l / m2.dia, condição esperada em solos com argila arenosa e, ou, siltosa.
b. Dados de Projeto
Área de Infiltração: considerar a área vertical (abaixo da tubulação de entrada) acrescida
da superfície do fundo.
Diâmetro interno mínimo = 0,30 m.
Distância mínima do fundo do sumidouro e o nível máximo do lençol freático: 1,50m.
Distância mínima do Sumidouro aos poços de água: 20,0 m.
c. Equações
A área de absorção do esgoto (A) é a seguinte:
A = ПR2 + 2ПR . H = Q / TAS,
sendo R, H e Q o raio, a altura útil e a vazão afluente do sumidouro, respectivamente.
O volume do sumidouro (V) é o seguinte:
V = ПR2 . H
Valas de Infiltração
São valas através das quais o esgoto se infiltra no solo.
39
a. Requisito básico:
40 L / m2.dia > Cinf > 20 L / m
2.dia, faixa esperada em solos com argila medianamente
compacta à argila pouco siltosa ou arenosa.
b. Dados de Projeto:
Número mínimo de valas: 2 unidades
Distância mínima do fundo da vala e o nível máximo do lençol freático: 1,50m.
Distância mínima entre a vala de infiltração e os poços de água: 20,0 m
Declividade da Tubulação: 1:300 a 1:500
Espaçamento entre valas 1,0 m
Largura mínima: 0,50m
Altura: 0,50 a 1,00m
Comprimento máximo de cada vala: 30m
c. Equações
. Critério de Dimensionamento Considerando a Área de Infiltração:
A = Q / Cinf ; C = A / L , sendo C o comprimento e L a largura útil da vala.
Considerar a área lateral (abaixo da tubulação de entrada) acrescida da área do fundo da
vala.
Valas de Filtração
Valas destinadas a filtrar os efluentes antes de serem lançados em águas superficiais.
a. Requisito Básico:
Neste caso deve ser observada a Taxa de Aplicação (TA), conforme NBR 13969. A
mesma pode ser estimada pela equação A = Q / TA ; C = A / L , sendo TA a taxa de
aplicação, C o comprimento e L a largura útil da vala. Considerar a área lateral
(abaixo da tubulação de entrada) acrescida da área do fundo da vala.
b. Dados de Projeto
Constituição: tubulação distribuidora superior, meio filtrante e tubulação receptora
inferior.
Dimensões limites:
. Altura: 1,2 H 1,5 m; Largura: L 0,5 m;
. Comprimento máximo por vala: 25,0 m;
Declividade da Tubulação: 1:300 a 1:500
Diâmetro mínimo da tubulação: min. = 100 mm;
Distância mínima entre vala de filtração e poço de água : 20,0 m.
Distância entre valas: 1,0 m
c. Valores de TA
Valores para TA são apresentados na tabela a seguir:
40
Tabela: Valores de Taxas de Aplicação
TA ( l/m2. dia ) Condições Fonte
< 100 Oriundo do TS NBR 13969 / 1997
de 82 a 200 Oriundo do TS FILHO, et al, 2001,apud EPA
40 Oriundo do TS FILHO, et al, 2001,apud EPA
200 Oriundo de SA FILHO, et al, 2001,apud EPA
< 50 Oriundo do TS para T <10oC FILHO, et al, 2001,apud EPA
< 100 Oriundo de SA para T <10oC FILHO, et al, 2001,apud EPA
6,00 m / pessoa Oriundo do TS ou RA. FILHO, et al, 2001,apud EPA
Filtros Anaeróbios
a. Apresentação
Os filtros anaeróbios usualmente são utilizados como unidades de pós-tratamento de
esgoto. Consta de um tanque (cilíndrico ou retangular) que contém uma camada de leito
filtrante, o qual é o meio suporte que pode ser composto por pedras, peças plásticas, etc.
Sobre este leito o esgoto é aplicado, de maneira a percolar pelo mesmo. Neste efeito de
percolação estabelece-se uma camada microbiana aderida sobre o meio suporte, a qual
será responsável pela estabilização do substrato. Nestes filtros, o fluxo é ascendente e
trabalha sob regime hidráulico afogado. A carga volumétrica de DBO usualmente
aplicada é alta, de maneira a garantir as condições anaeróbias e conseqüente redução de
volume.
b. Dados de Projeto
Forma: cilíndrica ou prismática;
Altura do leito filtrante (H1): A NBR 7229 apresenta o valor de 1,20 m. No entanto,
GONÇALVES et al, 2001, apresenta uma faixa de 0,8 a 3,0 m.
Altura do fundo falso (H2): A NBR 7229 apresenta o valor de 0,30 m.
Distância entre a superfície superior do leito filtrante e a canaleta de saída do
efluente (H3): A NBR 7229 apresenta o valor de 0,30 m.
Profundidade útil do filtro (H):H = H1 + H2 + H3. A NBR 7229 apresenta o valor de
1,80 m;
Dimensões limites:
diâmetro: (d) 0,95 m; comprimento (L) 0,85 m; d 3h; L 3h;Vútil 1250 litros.
c. Dimensionamento
O equacionamento básico é o seguinte: TCNV ...6,1
sendo,
V: volume do filtro; N: número de contribuintes; C: contribuição por contribuinte
T: tempo de detenção
Os valores desses parâmetros são aqueles apresentados na NBR 7229, os quais já
citados no dimensionamento da fossa séptica.
41
2.2.2 Lagoas de Estabilização: Lagoa Anaeróbia
As lagoas de estabilização são lagoas naturais ou artificiais, com a finalidade de tratar
esgotos sanitários. Quanto à tipologia existem, numa classificação geral, as lagoas
anaeróbias, facultativas, aeróbias e aeradas. As lagoas anaeróbias são utilizadas como
tratamento primário, enquanto as demais são consideradas tratamento secundário. As
lagoas anaeróbias são aquelas onde a estabilização da matéria orgânica ocorre através da
atuação conjunta de bactérias acidogênicas e bactérias metanogênicas, sendo estas
últimas estritamente anaeróbias.
O fato de usualmente serem lagoas relativamente profundas (4 a 5 m) e de pequena área,
associado ao fato de serem projetadas para trabalharem sob grandes cargas volumétricas
de DBO, propicia que a estabilização da matéria orgânica seja estritamente anaeróbia.
São lagoas de considerável aplicabilidade na operação de pré-tratamento pois reduzem,
normalmente, 50 a 60% de DBO de esgoto afluente, condição esta que viabiliza a
redução das dimensões dos sistemas de tratamento posteriores. O fator porém que
eventualmente se estabelece é a liberação de maus odores. Tal ocorrência deve ser
considerada, principalmente quando na locação deste tipo de lagoa.
2.3 Tratamento Secundário
O tratamento secundário é um processo onde a principal função é a remoção da matéria
orgânica suspensa. Existem processos anaeróbios, facultativos e aeróbios. Entre os
anaeróbios, destacam-se os Reatores Anaeróbios de Fluxo Ascendente e os Filtros
Anaeróbios, estes já apresentados como tratamento complementar das fossas sépticas.
Como facultativos, destaca-se a lagoa facultativa, e como aeróbios destacam-se os lodos
ativados e a filtração biológica.
2.3.1 Reatores Anaeróbios de Fluxo Ascendente
Os reatores anaeróbios de fluxo ascendente são também conhecidos como reatores de
manta de lodo. Sua configuração consta basicamente de um tanque (retangular ou
cilíndrico), onde o esgoto bruto entra pela sua base (fundo) e sai pelo topo,
caracterizando o fluxo ascendente. No fundo forma-se uma camada denominada leito de
lodo. Esta camada é constituída por sólidos totais em grande concentração, estes
compostos por biomassa e substrato, entre outros componentes. Sobreposta ao leito de
lodo desenvolve-se outra camada de sólidos totais, estes em menores concentrações
(mais dispersos) e com menores velocidades de sedimentação. Esta camada é
denominada manta de lodo, na qual também há remoção de substrato, ainda que com
eficiência inferior àquela propiciada pelo leito de lodo. Os gases formados pela digestão
anaeróbia também apresentam um fluxo ascendente, os quais serão convenientemente
separados das fases sólida e líquida no separador trifásico que é construído na parte
superior do tanque.
Tais características de funcionamento investem os reatores de manta de lodo de
qualidades atrativas como, por exemplo, a necessidade de pequenas áreas, custos de
construção e operação relativamente baixos, a reduzida produção de lodo, o consumo
nulo de energia, a aprazível remoção de matéria orgânica (aproximadamente 70% de
DBO), entre outras. Isto posto, cumpre salientar que estas qualidades, apesar de fatores
42
negativos possíveis como a exalação de odores desagradáveis, tem possibilitado a
aplicação dos reatores anaeróbios de fluxo ascendente.
Vide figura a seguir.
A existência do separador trifásico possibilita o retorno de lado, tanto com substância
quanto com biomassa, o que confere ao UASB a capacidade de elevados tempos de
residência celular (idade do lado), tempos estes bem superiores ao TDH. Esta relação,
TRC >> TDH, caracteriza os sistemas anaeróbicos de alta taxa. Outro fator a ser
destacado é que os reatores UASB propiciam excelente contato entre a biomassa e
substrato! Isto porque há considerável mistura biomassa esgoto ocasionada tanto pelo
fluxo ascendente quanto pelo gás ascendente. Os reatores UASB para o tratamento de
esgotos domésticos são usados no Brasil com freqüência. O processo anaeróbio através
de reatores de manta de lodo apresenta inúmeras vantagens em relação aos processos
aeróbios convencionais, tais como:
Sistema compacto, com baixa demanda de área;
Baixo custo de implantação e operação;
Baixa produção de lodo;
Baixo consumo de energia;
Satisfatória eficiência de remoção de DBO/DQO, da ordem de 65 a 75%;
Possibilidade de rápido reinício, mesmo após longas paralisações;
Elevada concentração de lodo excedente; e
Boa desidratabilidade do lodo.
No entanto, os reatores manta de lodo possuem algumas desvantagens, tais como:
Possibilidade de emanação de maus odores;
Baixa capacidade do sistema em tolerar cargas tóxicas;
Elevado intervalo de tempo necessário para a partida do sistema; e
Necessidade de uma etapa de pós-tratamento.
Quanto aos princípios do processo dos reatores de manta de lodo, cabe destacar:
No início de operação do sistema:
o Colocar quantidades suficientes de lodo anaeróbio;
43
o Iniciar a alimentação em baixa taxa;
o Aumentar a taxa de alimentação progressivamente, conforme o sucesso
da resposta do sistema;
Alguns meses após o início do sistema:
o O leito do lodo encontra-se bastante concentrado (4 a 10%, ou seja, em
torno de 40.000 a 100.000 mg ST/l) junto ao fundo do reator;
o Lodo muito denso e com excelentes características de sedimentação;
o Pode ocorrer desenvolvimento de grânulos (diâmetros de 1 a 5 mm);
Acima do leito de lodo
o Desenvolve-se uma zona de crescimento bacteriano mais disperso,
denominada manta de lodo. Sólidos deslocam-se com velocidades baixas
e a concentração de lodo varia entre 1,5 e 3%.
Sistema auto-misturado
o Misturado através do movimento ascendente das bolhas de biogás e do
fluxo de esgotos através do reator.
Sistema de remoção do substrato
o Ocorre através de todo o leito e manta de lodo.
Sistema trifásico para separação dos gases
o Situa-se na parte superior do reator;
o Manutenção do lodo anaeróbio dentro do reator;
o Possibilita que o reator seja operado com elevados tempos de retenção de
sólidos; e
o Permite a retenção e o retorno do lodo.
As figuras a seguir ilustram o reator em maiores detalhes.
Corte esquemático de um reator
tipo RALF. Fonte: SANEPAR
44
2.3.2 Lagoas de Estabilização: Lagoas Facultativas, Aeróbias e Aeradas
2.3.2 Lagoas de Estabilização: Facultativas, Aeróbias e Aeradas
Conforme anteriormente comentado, as lagoas de estabilização são lagoas naturais ou
artificiais, com a finalidade de tratar esgotos sanitários, onde as lagoas facultativas,
aeróbias e aeradas são consideradas tratamento secundário.
Quanto as lagoas facultativas, é importante destacar que as mesmas contém ambos
processos (aeróbios e anaeróbios) de digestão de matéria orgânica. A matéria orgânica
suspensa decantável (matéria orgânica particulada) ao decantar forma no fundo de lagoa
uma camada de lodo sob condições anaeróbias. Neste, o substrato é, portanto,
estabilizado anaerobiamente pelas bactérias pertinentes, sendo convertido em gás
carbônico, água, gás metano, entre outros.
Já a matéria orgânica suspensa não decantável, composta por matéria orgânica
dissolvida e matéria orgânica finamente particulada, permanecem dispersas na massa
líquida e são decompostos pelas bactérias facultativas, as quais sobrevivem seja na
ausência, seja na presença do oxigênio. O oxigênio é presente durante o dia quando as
algas, através da fotossíntese viabilizada pela energia solar e pelo consumo de gás
carbônico produzido pelas bactérias, produz oxigênio. No entanto, a noite, na escassez
ou ausência de oxigênio dissolvido, as bactérias facultativas sobreviverão, conforme já
comentado.
Representação esquemática de um reator circular
45
Nas lagoas aeróbias e aeradas por outro lado, a estabilização da matéria orgânica ocorre
através da atuação das bactérias aeróbias. No entanto, nas lagoas aeróbias o oxigênio
dissolvido é produzido pelas algas, através da fotossíntese, enquanto nas lagoas aeradas
o oxigênio é injetado mecanicamente. Cabe ainda salientar que as lagoas aeróbias
usualmente são rasas e de grande área, pois a energia solar deve ser absorvida em
grande quantidade e atuar ao longo de toda coluna líquida. Já as lagoas aeradas terão
suas dimensões definidas em função da eficiência requerida, de maneira a especificar os
dispositivos mecânicos injetores de ar.
2.3.3 Sistemas de Lodos Ativados
O sistema de Lodos Ativados é um sistema onde a principal função é a remoção da
matéria orgânica suspensa, o que o caracteriza como um tratamento secundário. O
Tratamento Secundário ocorre no reator de lodos ativados onde atuam flocos de
bactérias aeróbias para estabilizar a matéria orgânica suspensa. No sistema
convencional, o tempo de contato de aproximadamente entre 2 a 6 horas, enquanto que
na aeração prolongada, onde grande concentração de lodo ativado em contato com
pequena carga orgânica, o tempo de contato é de aproximadamente entre 8 a 24 horas.
A aeração prolongada elimina decantador primário e elimina digestão anaeróbia, pois o
lodo efluente sai bem estabilizado. Uma comparação entre lodo ativado x aeração
prolongada segue na Tabela a seguir:
Tabela: Comparação entre o Sistema Convencional e a Aeração Prolongada Parâmetro Lodo ativado Aeração Prol.
Tempo contato (h) 2 - 6 8 - 24
Eliminação de kg DBO/dia .kg lodo 0,2 - 1,0 0,05 - 0,1
Concentração de lodo (g/l) 1,5 - 4,0 12,0
Volume tanque (m3/kg DBO eliminada p/dia) 1,6 - 3,3 2,0 - 4,0
2.3.4 Filtros Biológicos
Consta de um leito percolador por onde o esgoto escoa no sentido descendente. Nesse
leito desenvolve-se uma película biológica na qual o esgoto é estabilizado. O meio
filtrante pode ser composto por pedras onde a altura do mesmo pode variar de 0,90 a 3,0
m para o leito de pedras, sendo usual 1,80 m. O meio filtrante pode ser composto
também por peças plásticas, onde o qual pode atingir até 12,00 m, segundo
NUVOLARI (2003).
Quanto à Taxa de Aplicação Hidráulica (TAH), a mesma 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 m3/m
2.dia, enquanto aqueles de alta taxa apresentam
valores de 10 a 60 m3/m
2.dia. Outro parâmetro importante é a Carga Orgânica
Volumétrica (COV), a qual é a relação entre a carga orgânica e a vazão. A faixa
recomendada para COV de DBO é 0,6 a 1,8 kg DBO/m3.dia, onde o usual é 1,2 kg
DBO/m3.dia. Considerar que usualmente o filtro biológico, enquanto tratamento
secundário aeróbio, produz considerável quantidade de lodo, o que requer, portanto, um
decantador secundário conectado ao mesmo.
46
2.4 Tratamento Terciário
O tratamento terciário objetiva a desinfecção, a remoção de nutrientes e a remoção de
complexos orgânicos. Destacam-se as lagoas de maturação, a disposição no solo e a
desinfecção por oxidantes químicos.
2.4.1 Lagoas de Maturação
Para as lagoas de maturação, o grande objetivo das lagoas é a remoção de patogênicos,
caracterizando esta alternativa como uma solução para desinfecção. Fatores como a
radiação solar, o pH e o oxigênio dissolvido elevados, em lagoas rasas, são muito
importantes na remoção de patogênicos.
Todavia, o tempo de detenção também é um fator importante na eficiência de remoção
dos patogênicos e, em lagoas rasas, para um dado volume, grandes tempos de detenção
(usuais nos projetos de lagoas de maturação) conduzirão à grandes áreas, as quais nem
sempre são disponíveis. Para o tempo de detenção, por exemplo, MARA (1996)
recomenda o mínimo de 3 dias a fim de evitar curto circuito e perda de algas.
Para a profundidade é recomendada a faixa de 0,8 a 1,5 m, no intuito de melhor
aproveitar a ação bactericida da radiação ultravioleta natural e também, através da
fotossíntese, elevar o pH. Logo, faz-se necessário uma otimização desta relação tempo
de detenção x profundidade, de maneira a contemplar da forma mais adequada possível
o binômio eficiência x custo.
Outras variáveis de dimensionamento devem ainda ser citadas, como a relação
comprimento / largura, o coeficiente de dispersão, o coeficiente de decaimento
bacteriano, a carga de coliforme, entre outras. Quanto a eficiência das lagoas de
maturação, são esperadas remoções de coliformes na ordem de 99,9 a 99,99%, de
maneira a atender, por exemplo, requisitos para irrigação irrestrita, conforme a OMS, e
requisitos para manutenção do corpo receptor na Classe 02, conforme Resolução 376 do
CONAMA. Todavia, a remoção adicional de matéria orgânica é muito pequena,
segundo GASI (1988). Sintetizando, portanto, a lagoa de maturação tem expressiva
atuação na remoção de patogênicos, mas inexpressiva na remoção de matéria orgânica,
tornando-a específica para a desinfecção.
2.4.2 Disposição do Esgoto Doméstico no Solo
Neste sistema, o esgoto é filtrado e estabilizado. O terreno geralmente é recoberto por
vegetação (grama) e constituído por uma série de rampas uniformes. A função da
vegetação é a proteção do solo e criar uma camada suporte para os microrganismos. O
escoamento é laminar e intermitente, e há a evapotranspiração influenciando no balanço
de massa. Os solos favoráveis são aqueles com baixa permeabilidade e solos argilosos
com profundidade de 0,3 a 0,6 m. O sistema de disposição superficial no solo apresenta
vantagens como proporcionar tratamento secundário avançado, com uma operação
relativamente simples e barata, além de produzir uma cobertura vegetal que poderá ser
reaproveitada ou utilizada comercialmente.
No entanto tal sistema apresenta desvantagens pois as taxas de aplicação podem ser
restritas pelo tipo de crescimento da cultura e, além disso, faz-se necessária a
47
desinfecção do efluente antes der sua descarga em um curso de água. Observar que este
sistema pode ser utilizado como tratamento primário e secundário e é apropriado para
comunidades rurais e indústrias sazonais, que geram resíduos orgânicos (indústrias
cítricas e usinas de açúcar e álcool).
Com relação a critérios e parâmetros de projeto, cabe destacar que o comprimento da
rampa pode variar de 30 a 60 m. Para a declividade do terreno recomenda-se entre 1 e
12%; não recomenda-se declividade inferior a 1,0 % pois pode formar poças do líquido
e, consequentemente, a proliferação de moscas. Quanto ao período de aplicação, sua
operação é intermitente, com período de aplicação entre 8 e 12 h/dia, seguindo de um
período seco, na faixa de 16 a 4 h/dia. Tem-se que ciclos de operação de 4 dias de
aplicação e de 2 dias secos, evitam a propagação de insetos. Não obstante, algumas
questões adicionais merecem destaque:
Quanto ao escoamento:
Laminar;
Intermitente;
Ocorre evaporação durante o percurso; e
Direciona-se ao Canal Coletor.
Características favoráveis de solo:
Terrenos de Baixa Permeabilidade
Solos argilosos com profundidade de 0,3 a 0,6 m
Quanto a Aplicação do Sistema de Escoamento Superficial:
Como tratamento primário e secundário;
Apropriado para comunidades rurais e indústrias sazonais, que geram
resíduos orgânicos (indústrias cítricas e usinas de açúcar e álcool);
Quanto a Taxa de Aplicação: É o principal parâmetro para o dimensionamento do
sistema. É definida como o volume aplicado ao módulo de tratamento, dividido pelo
período de aplicação, em horas.
- Para esgoto primário varia entre 0,2 e 0,4 m3
- Para esgoto secundário tem-se a taxa de 0,6 m3/h.m
Referente ao Armazenamento: É necessária a construção de um tanque de estocagem
com agitador, para o armazenamento do efluente nos dias em que não há aplicação.
Referente a Distribuição do Efluente:
Irrigação por aspersão: Uso na redução da erosão onde,
- Aspersores de baixa pressão, os sólidos podem causar o entupimento no
bico dos aspersores;
- Aspersores de alta pressão, abrange áreas maiores, recomenda-se
rampas com maior comprimento.
Irrigação por sulcos: Baixo custo inicial; Economia em mão de obra;
Uso em terrenos planos.
Irrigação por inundação: Inundação de áreas divididas; Baixo custo
inicial; Economia em mão-de-obra.
48
Infiltração e percolação: Para solos permeáveis; Proteção do lençol
freático; Terrenos planos.
Escoamento superficial: Para solos moderadamente inclinados; Solos
pouco permeáveis.
Relativo aos Canais de Coleta: Devem ser projetados com capacidade e declividade
suficientes para comportar o efluente que chega até a base da rampa
Quanto a Seleção da Vegetação: Gramíneas perenes e tolerantes à água são as que
melhor se adaptam ao sistema. Suas principais funções são Proteção contra erosão;
Redistribuição do fluxo; Suporte para os microrganismos; Remoção de nutrientes.
Relativo ao Monitoramento: Deve-se monitorar constantemente a vazão; as taxas
aplicadas; o período e freqüência de aplicação do esgoto; a qualidade do afluente; a
água subterrânea, caso haja infiltração. Observar ilustrações na sequência.
3 Concepção dos Sistemas Conjugados
Os sistemas conjugados são importantes para atender especificidades do tratamento do
esgoto. O sistema preliminar tem a função de remover matéria sólida de maiores
dimensões, conforme já comentado. O sistema primário é importante para a remoção da
matéria orgânica sedimentável, além de óleos e graxas. Como exemplo, cabe citar a
lagoa anaeróbia e o tanque séptico. O sistema secundário é importante para remover a
matéria orgânica suspensa, em especial a dissolvida. Reatores de lodos ativados
exemplifica bem essa tecnologia. E o tratamento terciário é importante no controle de
nutrientes no efluente, assim como para a desinfecção. São os casos da Lagoa com
Plantas e Lagoa de Maturação, respectivamente. Essa breve síntese busca contextualizar
a importância da adequada conjugação dos sistemas para atender o requerido para um
dado cenário. Portanto, na seqüência, alguns destes sistemas são apresentados.
3.1.1 Sistema Australiano
O sistema australiano é composto por uma lagoa anaeróbia seguida de uma lagoa
facultativa. A função da lagoa anaeróbia é reduzir parcela da matéria orgânica afluente
na lagoa facultativa, possibilitando portanto reduzir a área necessária para esta última.
Esquema de um sistema de escoamento superficial
Infiltração Tanque de
Armazenamento
Agitador
Aplicação
Cano Perfurado
Evapotranspiração
Escoamento
Efluente
L B
49
Tal redução é tal que, para igual carga de DBO, o sistema australiano ocupa apenas 2/3
da área necessária à lagoa facultativa. Todavia, cumpre ressaltas o inconveniente deste
sistema, qual seja a presença de odores desagradáveis oriundos da lagoa anaeróbia,
conforme já comentado.
3.1.2 Reatores Anaeróbios de Fluxo Ascendente – Lagoa Facultativa
O reator anaeróbio de fluxo ascendente e a lagoa facultativa dispostos em série
compõem uma configuração de grande aplicação em alguns estados brasileiros, como o
Paraná, por exemplo. Semelhantemente ao sistema australiano, há uma significativa
redução de área necessária, quando comparado ao sistema de lagoa facultativa única. Há
também vantagens referentes a reduzida produção de lodo e nulo consumo de energia.
3.1.3 Reatores Anaeróbios de Fluxo Ascendente – Filtro Anaeróbio
Consta de reator anaeróbio de fluxo ascendente e filtro anaeróbio dispostos em série,
compondo uma combinação de processos anaeróbios que favorecem a economia de
custos energéticos e operacionais.
3.2 Abordagem Comparativa dos Sistemas Conjugados
O Quadro 01 apresenta uma comparação entre os sistemas em questão, através da
apresentação de dados usuais das principais variáveis.
Quadro 01: Abordagem Comparativa Através das Variáveis Principais
Sistema Área Requerida
(m²/habitante)
Eficiência na
Remoção de DBO
(%)
Eficiência na
Remoção de
coliformes (log)
Custo de
Implantação
(R$/habitante)
Lagoa Facultativa
2,0 – 4,0 75 – 85 1 - 2 40 – 80
Lagoa Anaeróbia +
Lagoa Facultativa
(Sistema Australiano)
1,5 – 3,0 75 – 85 1 - 2 30 – 75
Reator Anaeróbio de
Fluxo Ascendente +
Filtro Anaeróbio
0,05 – 0,15 75 – 87 1 - 2 45 – 70
Reator Anaeróbio de
Fluxo Ascendente +
Lagoa Aerada
Facultativa
0,15 – 0,30 75 – 85 1 - 2 40 - 90
SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de Esgotos, pg. 340,Volume 01, 3ª Edição,
2005,DESA-UFMG
Já o Quadro 02 apresenta outras variáveis sob o aspecto qualitativo.
50
Quadro 02: Abordagem Comparativa Sob Aspectos Qualitativos
Características
Lagoa
Facultativa
Lagoa Anaeróbia +
Lagoa Facultativa
(Sistema
Australiano)
Reator Anaeróbio de
Fluxo Ascendente +
Filtro Anaeróbio
Reator Anaeróbio de
Fluxo Ascendente +
Lagoa Facultativa
Custo de operação e
manutenção muito pequeno muito pequeno pequeno pequeno
Necessidade de mão-de-
obra para operação
eventual,
Não
especializada
eventual,
não especializada
constante,
não especializada
constante,
não especializada
Potencial de
reaproveitamento de
subprodutos
sim
(irrigação com
efluente)
sim
(irrigação com
efluente)
sim
(biogás)
sim
(irrigação com
efluente)
Remoção de nutrientes pode remover
algum pode remover algum não remove pode remover algum
Simplicidade, operação e
manutenção
mais
adequado
mais
adequado adequado Adequado
Menor
Possibilidade
de Problemas
Ambientais
Maus
Odores favorável
menos
favorável
favorável
Favorável
Insetos e
Vermes
menos
favorável
menos
favorável favorável Favorável
Fonte: Material do PROSAB/FINEP
4 Definição do Sistema de Tratamento de Esgoto
Objetiva este item o desenvolvimento de uma reflexão no intuito de selecionar a
alternativa de tratamento de esgoto mais adequada para cada extrato populacional sob
estudo. Neste sentido, as principais variáveis de decisão admitidas neste processo de
escolha são o custo total, englobando a implantação e o projeto, as eficiências de
remoção de DBO e coliformes, além da área requerida.
No entanto, outras variáveis, ainda que menos impactantes no processo decisório
também serão consideradas, quais sejam, a qualidade da mão-de-obra necessária, o
potencial de reuso dos efluentes, a remoção de nutrientes, a simplicidade operacional, a
geração de odores desagradáveis, o proliferação de insetos e vermes, e o custo (expresso
qualitativamente) de operação e manutenção.
Portanto, com base em um Estudo de Caso que enfocou pequenos municípios, foi
elaborado o Quadro 03, o qual apresenta para cada alternativa as áreas requeridas e os
custos em função da população, incluindo o custo do sistema de desinfecção (cloração)
do efluente.
51
Quadro 03: Áreas Requeridas e Custos dos Sistemas*
Sistema População
(por hab.)
Área
Requerida
(ha²/
hab.)
Custo do
Projeto
(R$)
Custo de
Implantação
(R$)
Custo de
Desinfecção
(R$)
Custo
Total
(R$)
Lagoa
Facultativa
5.000 1,75 10.000,00 420.000,00 126.000,00 556.000,00
10.000 3,50 20.000,00 840.000,00 252.000,00 1112.000,00
15.000 5,25 30.000,00 1260.000,00 378.000,00 1668.000,00
20.000 7,00 40.000,00 1680.000,00 504.000,00 2224.000,00
Lagoa Anaeróbia
+ Lagoa
Facultativa
(Sistema
Australiano)
5.000 0,87 10.000,00 330.000,00 99.000,00 439.000,00
10.000 1,74 20.000,00 660.000,00 198.000,00 878.000,00
15.000 2,61 30.000,00 990.000,00 297.000,00 1317.000,00
20.000 3,48 40.000,00 1320.000,00 396.000,00 1756.000,00
Reator
Anaeróbio
de Fluxo
Ascendente +
Filtro Anaeróbio
5.000 0,88 10.000,00 330.000,00 99.000,00 439.000,00
10.000 1,76 20.000,00 660.000,00 198.000,00 878.000,00
15.000 2,64 30.000,00 990.000,00 297.000,00 1317.000,00
20.000 3,52 40.000,00 1320.000,00 396.000,00 1756.000,00
Reator
Anaeróbio de
Fluxo
Ascendente +
Lagoa
Facultativa
5.000 0,075 10.000,00 300.000,00 90.000,00 400.000,00
10.000 0,15 20.000,00 600.000,00 180.000,00 800.000,00
15.000 0,23 30.000,00 900.000,00 270.000,00 1200.000,00
20.000 0,30 40.000,00 1200.000,00 360.000,00 1600.000,00
* Quadro Elaborado com Base em Dados da Literatura para Sistemas Conjugados
Isto posto, para o Estudo de Caso em questão, observa-se que o sistema combinado
Reator Anaeróbio de Fluxo Ascendente - Filtro Anaeróbio pode apresentar-se como o
mais atrativo, entre todas as alternativas, para todos extratos populacionais, em termos
econômicos, de área e de eficiência de remoção de DBO. No entanto, tal sistema não
remove satisfatoriamente os patógenos e os nutrientes. A manutenção deve ser
constante, e pode ocorrer a geração significativa de odores desagradáveis.
Já o Sistema Australiano e o Reator Anaeróbio de Fluxo Ascendente – Lagoa
Facultativa apresentam praticamente os mesmos custos e áreas requeridas. Quanto as
eficiências, o sistema Reator Anaeróbio de Fluxo Ascendente – Lagoa Facultativa tende
a superar o sistema australiano na remoção de DBO, enquanto na remoção de
coliformes, a situação inverte-se, isto é, o sistema australiano apresenta-se mais
eficiente.
Não obstante, os custos de operação e manutenção do sistema Reator Anaeróbio de
Fluxo Ascendente – Lagoa Facultativa são superiores àqueles referentes ao sistema
australiano, uma vez que, entre outros fatores, o Reator Anaeróbio de Fluxo Ascendente
– Lagoa Facultativa necessita de manutenção constante, enquanto que o sistema
australiano requer manutenção eventual. Quanto a Lagoa Facultativa, tem-se que os
custos e as áreas requeridas são as maiores encontradas entre todas as alternativas. No
entanto, apresenta a vantagem de apresentar custos reduzidos de operação e manutenção
e de não necessitar mão-de-obra constante.
Enfim, numa breve síntese comparativa entre os sistemas em questão, percebe-se que o
sistema Reator Anaeróbio de Fluxo Ascendente - Filtro Anaeróbio apresenta um maior
espectro atrativo, ainda que não seja tão simples operacionalmente quanto aos demais
52
sistemas. Ou seja, indica-se aqui o Reator Anaeróbio de Fluxo Ascendente - Filtro
Anaeróbio como a primeira alternativa mais atrativa. Como Segunda alternativa mais
atrativa cabe sugerir tanto o Reator Anaeróbio de Fluxo Ascendente – Lagoa Facultativa
quanto o sistema australiano, com leve tendência de escolha deste último em função das
questões operacionais, conforme já comentado.
O Quadro 04 apresenta uma síntese das estimativas realizadas para o sistema Reator
Anaeróbio de Fluxo Ascendente - Filtro Anaeróbio, o qual então é aqui sugerido como a
alternativa ótima para o município específico do Estudo de Caso. Considerar que outro
município sob enfoque poderia conduzir a outra alternativa ótima.
Quadro 04: Área Requerida e Custo Final da Solução Ótima
População
(habitantes)
Área Requerida
(ha/habitante)
Custo Total
(R$)
5.000 0,88 439.000,00
10.000 1,76 878.000,00
15.000 2,64 1.317.000,00
20.000 3,52 1.756.000,00
No entanto, é extremamente importante salientar que tal processo decisório apresentado
não considera alguns fatores. Por exemplo, não é considerado a economia de escala que
pode tornar os sistemas menores mais onerosos que os sistemas maiores, em termos de
custo por habitante. Ou seja, a variação do custo é admitida linear em relação a variação
da população, hipótese esta que não corresponde a relação esperada, que é a relação não
linear. Outro fator importante é a falta de dados específicos das regiões sob estudo.
Dependendo das condições locais, a ser conhecida no levantamento de dados, o sistema
australiano pode, por exemplo, ser a alternativa mais atrativa.
53
IV ABORDAGEM FINAL
O sistema de esgotamento sanitário tem por finalidade coletar o esgoto gerado e
conduzi-lo a um sistema de tratamento de forma que o mesmo seja disposto
adequadamente em um corpo hídrico receptor. Dessa forma o sistema pode ser unitário,
no qual escoam tanto o esgoto sanitário quanto águas pluviais, ou separador absoluto,
sendo o sistema de esgoto sanitário totalmente separado do sistema de drenagem
urbana. Em função de uma série de questões técnicas, culturais e de segurança sanitária,
no Brasil é utilizado o sistema separador absoluto o qual é composto por rede coletora,
estação de tratamento de esgoto e disposição final.
A rede coletora do sistema separador absoluto tem por função a coleta e a condução do
esgoto gerado nas edificações de forma rápida e segura em termos sanitários e
ambientais. No entanto, para o bom funcionamento da rede coletora alguns cuidados
devem ser tomados durante sua operação, a saber:
. Considerando que o sistema em questão é o separador absoluto, é vedada a
conexão de águas pluviais à rede coletora de esgoto. Deve ser destacado que as redes
coletoras de esgoto são projetadas para escoar apenas esgoto. A conexão de águas
pluviais às redes coletoras de esgoto poderia gerar um volume de escoamento superior a
capacidade de escoamento de tais redes, podendo causar pontos de extravasamento de
esgoto em ruas e calçadas;
. É fundamental instalar caixas de gordura nas edificações cuja finalidade é reter
gordura efluente da pia de cozinha. Sem a retenção da gordura a mesma será conduzida
à rede coletora e esta estará sujeita a entupimentos que poderão também causar
extravasamento de esgoto em ruas e calçadas;
. É importantíssimo entender que a bacia sanitária não é “lixeira”. Isto posto, os
resíduos sólidos não devem ser lançados na bacia sanitária. Tal prática pode causar
entupimentos na própria bacia, nas tubulações de esgoto das edificações assim como nas
tubulações da rede coletora. E, novamente, pontos de extravasamento de esgoto poderão
surgir.
Já o tratamento de esgoto objetiva remover poluentes presentes no esgoto dentre os
quais cabe destacar a matéria orgânica, os nutrientes e os microrganismos patogênicos.
A matéria orgânica deve ser suficientemente removida de maneira a evitar a redução
significativa de oxigênio no corpo hídrico que recebe o esgoto. Caso a redução de
oxigênio seja significativa no corpo hídrico receptor em função do esgoto estar sendo
disposto no mesmo com razoável concentração de matéria orgânica, poderá haver morte
de peixes, geração de maus odores, dentre outros problemas ambientais.
No caso dos nutrientes, como o fósforo e o nitrogênio, os mesmos devem ser removidos
para evitar a eutrofização nos corpos hídricos receptores, em especial em lagos. A
eutrofização pode causar diversos problemas ambientais os quais podem ser evitados
caso o sistema de tratamento os remova suficientemente.
A remoção dos microrganismos patogênicos é igualmente importantíssima de forma a
proteger os corpos hídricos receptores. Cabe lembrar que na realidade brasileira não é
incomum haver o lançamento de esgoto e, seguindo o curso do rio, haver na sequência
54
uma unidade de captação de água para o sistema de abastecimento. Para o caso em que
a distância entre o lançamento e a captação não seja suficiente para a eliminação natural
de poluentes, poderá haver captação de água com concentração de microrganismos
patogênicos de tal magnitude que o tratamento de água potável do sistema de
abastecimento não seja suficiente para removê-los. Assim, é importante já prever no
tratamento de esgoto a remoção destes microrganismos na maior eficiência possível.
No entanto, em termos práticos, em muitas regiões urbanas brasileiras não há instalação
de redes coletoras de esgoto e, assim, expressiva parcela da população encaminha o
lançamento do esgoto no sistema de drenagem urbana. Tal situação tem sido
preocupante por suas conseqüências negativas importantes, como por exemplo:
. Apesar de haver diluição do esgoto lançado pelas águas pluviais e a decorrente
redução da concentração da matéria orgânica, normalmente significativas
cargas de matéria orgânica são lançadas diretamente nos corpos hídricos
receptores, além de nutrientes e patógenos;
. Considerando ainda que o sistema não foi adequadamente dimensionado e
executado para ser um sistema único, este não consegue suportar certos níveis
de precipitação, o que conduz a alagamentos e, conseqüentemente, expõe a
população a riscos sanitários.
Desta forma, quando não houver rede coletora de esgoto é fundamental a instalação de
um sistema de tratamento de esgoto no próprio lote da edificação. Neste sentido existem
diversas soluções técnicas próprias para remover matéria orgânica, nutrientes e
microrganismos patogênicos. Uma linha seriada de tratamento, por exemplo, composta
por tanque (fossa) séptico, filtro anaeróbio e wetland pode compor uma boa solução
dependendo das condições de instalação. Ou um tanque séptico, seguido de um poço
sumidouro, também pode ser apropriado. Para a escolha da melhor solução para estes
casos, algumas questões devem ser observadas:
. O tanque séptico é um sistema de tratamento de esgoto o qual é estanque em
relação ao solo, ou seja, não pode haver fuga de esgoto no referido tanque. Portanto, não
há infiltração de esgoto no solo quando oriundo do tanque séptico;
. O poço sumidouro, também conhecido como “fossa negra” é, ao contrário do
tanque séptico, um sistema que propicia a infiltração do esgoto no solo. Em outras
palavras, o poço sumidouro é um sistema totalmente diferente do tanque séptico e esta
confusão conceitual deve ser evitada;
. O sistema tanque séptico seguido de poço sumidouro, dado como exemplo em
parágrafo precedente, pode ser utilizado desde que o terreno seja permeável o suficiente
para garantir uma boa infiltração e que o nível do lençol freático seja distante o bastante
da base do sumidouro para que tal lençol não venha ser contaminado. Caso estas duas
condições não sejam atendidas, o sumidouro não poderá ser utilizado;
. Observações anteriores como a necessidade da instalação da caixa de gordura e
a não utilização da bacia sanitária como “lixeira” igualmente são importantes para os
casos de instalação de tratamento de esgoto no lote.
Enfim todos estes cuidados são extremamente importantes para a proteção dos recursos
hídricos e do solo, cuidados os quais promoverão a salubridade ambiental e a saúde
pública.
55
V BIBLIOGRAFIA
CHERNICHARO, Carlos Augusto de Lemos (Coordenador). Pós – tratamento de
Efluentes de Reatores Anaeróbios. Belo Horizonte. Projeto PROSAB, 2001.
METCALF & EDDY, Wastewater Enginnering: Treatment, Disposal, Reuse. 3o Ed.,
McGraw-Hill International Editions.1991, 1334p.
NUVOLARI, A. et al. Esgoto Sanitário. FATEC-SP-CEETEPS. São Paulo. 2003.
SPERLING, M. et al. Princípios do Tratamento Biológico de Águas Residuárias.
Lagoas de Estabilização. 3o Volume, DESA / UFMG, Belo Horizonte, 1996.
SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de Esgotos, pg.
340,Volume 01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG;
56
ANEXO A
ATIVIDADES DE CONTEXTUALIZAÇÃO
57
ENUNCIADO
Inicialmente será apresentado o cenário de trabalho, por meio de um delineamento, para
posteriormente serem descritas as atividades solicitadas. O cenário em questão é o
Município Vale Verde, situado no Paralelo 30, distante 250 Km da costa do oceano
Atlântico estando, em média, 125 m acima do nível do mar.
DELINEAMENTO DO HABITAT HUMANO
Abordagem Geral Sobre o Município
Registros históricos apontam que o Município Verde teve sua origem na ocupação de
imigrantes por volta do século XIX, de áreas da bacia hidrográfica, atualmente
conhecida como Vale Verde. 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. 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. Observar planta em anexo.
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 agro-negócio. 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.
Abordagem Sobre o Meio Natural
Referente aos aspectos naturais da região do Vale Verde, 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 15oC e a média máxima de 29
oC. Quanto a
hidrografia cabe destaque ao rio principal da região e a represa próxima à área urbana.
58
Abordagem Sobre a Infraestrutura
Na área urbana, no que se refere à infraestrutura sanitária, destaca-se que o sistema de
abastecimento de água é composto por captação superficial, poços artesianos,
reservatórios e redes de distribuição. Não obstante, este sistema está 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 fossas
sépticas seguidas de sumidouro. Considerando, como já expressado, 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 influências 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.
Cabe salientar também que a área urbana possui boa infra-estrutura viária, possuindo
um arruamento composto por ruas de 20 m de largura, sendo 2,5 m de passeio e 15 m de
via de tráfego. Os quarteirões são aproximadamente quadrados, possuindo, em média,
90 m de lado. O cemitério local é antigo e sem sistema de tratamento de resíduos.
Quanto ao setor elétrico, na atualidade há energia excedente para o município.
Nas áreas não urbanas, merece destaque que na área rural as 1550 pessoas estão
dispersas em vários pequenos núcleos. Existem postos de saúde, escolas, estando
satisfatórias as condições de saúde pública e de educação. No sentido oposto, registra-se
que significativo processo de ocupação irregular tem se desenvolvido nos últimos anos
nas margens do Rio D em áreas mais próximas a zona industrial. Há uma precária
infraestrutura social com serviços deficitários de postos de saúde, saneamento,
transporte, energia, entre outros. Tem-se registrado expressivas taxas de mortalidade
infantil e de analfabetismo. A maioria dos adultos trabalha informalmente, uma vez que
poucos trabalhadores têm emprego com registro na carteira de trabalho. Observações
adicionais sobre o Município Vale Verde serão apresentadas ao longo das atividades.
59
ATIVIDADE I: DIMENSIONAMENTO DA REDE DE MICRODRENAGEM
Dimensionar as galerias da figura a seguir atendendo aos seguintes critérios:
Recobrimento mínimo = 1m;
Profundidade máxima = 3m;
Diâmetro mínimo = DN 300;
Velocidade mínima = 0,75m/s;
Velocidade máxima = 3,5m/s;
Chuvas com recorrência de 10 anos com duração de 5min;
Trecho, extensão e área: Conforme dados área a ser apresentada em sala de aula.
Tempo de Concentração (tc): Nas áreas contribuintes dos trechos iniciais adotar
tc= 5min. Para trechos internos (meio de rede) o tc de um trecho é igual ao seu
tempo de escoamento acrescentado do tc do trecho anterior ao mesmo. Quando
dois ou mais trechos convergirem para um mesmo nó adotar o maior valor de tc
+ te para a definição do tc.
Coeficiente de Escoamento (Cm): Para os trechos iniciais adotar o Cm de cada
respectiva área. Para os trechos internos estimar as médias ponderadas dos
coeficientes de escoamento das áreas contribuintes, conforme exemplo a seguir.
Intensidade (i): Obtida em curva (ou equação) intensidade x duração x
recorrência aplicável ao local, considerando duração = tc. Nesse caso foi adotada
a equação válida para São Paulo com recorrência de 10 anos.
Vazão (Q): Obtida pela aplicação do método racional: Diâmetro e declividade (d e I):Inicialmente se adota o diâmetro mínimo e a
declividade econômica (a do terreno). Com esses valores obtêm-se, através de
uma fórmula prática (Manning), os valores de Qp = Vazão da seção plena e de
vp = velocidade da seção plena. Nesse caso foram utilizadas as equações:
(
)
⁄
⁄
(
)
⁄
⁄
Se Qp< Q aumenta-se o diâmetro ou a declividade até que Qp ≤ Q, anotando-se
os novos valores de Qp e Vp.
Cotas do Terreno, do coletor e profundidade: As cotas do terreno constam na
Figura A. As cotas do coletor são: a montante, igual a de jusante do trecho
anterior, acrescentando-se a diferença de diâmetros, se houver; a jusante, igual a
de montante menos I × L (extensão).As profundidades resultam das diferenças
entre cotas do terreno e do coletor, observando-se os limites de cobertura
mínima e profundidade máxima. Caso a cobertura resultar menor que a mínima,
60
aumenta-se a declividade ( novos valores de Qp e Vp); se a profundidade resulta
maior que a máxima, reduz-se a declividade (novos valores de Qp e Vp),
introduzindo-se um degrau a montante para manter a cobertura mínima (se for o
caso).
Velocidade real e Tempo de Escoamento (v e te):Com a relação Q/Qp obtém-se
em tabela ou gráfico a relação v/vp, da qual resulta v e te=L/v, com o qual se
obtém o tc do trecho seguinte. Neste caso foi utilizada a em anexo. Se v < 0,75
m/s, amenta-se a declividade; se v > 3,5 m/s, reduz-se a declividade, criando-se
o degrau a montante para manter a cobertura mínima.
Este exercício será apresentado em sala de aula.
61
ATIVIDADE II: CONCEPÇÃO DO SES E ESTIMATIVA DAS VAZÕES DE
PROJETO E DAS CARGAS ORGÂNICAS
1 Conceber o SES e prospectar dados necessários para as estimativas das vazões e
cargas orgânicas
Para o município sob estudo, conceber o sistema de esgotamento sanitário, contemplando
rede coletora, tratamento do esgoto e disposição final do esgoto tratado. O sistema de
esgoto a ser concebido deverá ser dividido em um sistema centralizado e demais sistemas
descentralizados, conforme necessidade. O Sistema Centralizado é para a área urbana,
enquanto para as áreas agrícolas e industrial os sistemas previstos são descentralizados.
Observar que o lançamento das redes de esgotamento sanitário devem, sempre que
possível, evitar o uso de sistemas elevatórios. Posteriormente, estimar as vazões de
contribuição de esgoto e as respectivas cargas orgânicas, em termos de DBO e DQO. Para
tanto, levantar os seguintes dados, os quais serão necessários para o dimensionamento:
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: 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
2 Estimativas dos Parâmetros Vazão e Carga de DBO do Setor Urbano
2.1 Vazão Média de Esgoto Sanitário (Qmed)
Faz-se necessário estimar a Q média de final de plano, conforme equação a seguir:
Qfmed = QD + QI+ QS para final de plano,
Sendo,
Qmed: vazão média de final de plano de esgoto sanitário;
QD: vazão de esgoto doméstico;
62
QI: vazão de infiltração;
QS: vazão de contribuição singular;
QD= 14.400 x 100 x 0,8 = 13,33 l/s = 1.152 m³/d
86.400
QI= TI x LRE = 0,1 x 10 = 1,0 l/s = 86,4 m³/d
QS = 5,0 l/s = 432 m³/d
Qfmed= 13,33 + 1,0 + 5,0 = 19,33 l/s
As variáveis pertinentes para definir a vazão de esgoto doméstico são população,
contribuição per capita e o coeficiente de retorno esgoto/água. A contribuição Per Capita
(qc) é função do consumo efetivo de água per capita (qe) e do coeficiente de retorno. Com
relação ao Coeficiente de Retorno (C), sua expressão básica é a seguinte:
C = volume de esgoto coletado pela rede
volume de água abastecida
Normalmente, seus valores variam entre 0,6 e 0,9. Não obstante, na falta de valores obtidos
em campo, a NBR 9649 recomenda o valor de 0,8.
Desta maneira, para QD tem-se:
QD = P .qe . C / 86400;
Para estimar a vazão de água de infiltração na rede coletora, utiliza-se o parâmetro Taxa de
Infiltração, o qual é função do material da rede, do tipo de solo, do nível do lençol freático,
da qualidade de execução, do tipo de junta, entre outras variáveis. Dados usuais sobre taxas
de infiltração são os seguintes:
. acima do lençol freático: TI = 0,02 L / s km
. abaixo do lençol freático: TI = 0,10 L / s km
A NBR 9649 recomenda a faixa de 0,05 a 1,0 L / s km.
Logo, a vazão de infiltração é a seguinte:
QI = TI . L
Sendo,
TI: Taxa de infiltração;
L: Comprimento da Rede;
A vazão das contribuições singulares QS deve ser medida, ou estimada, caso a caso. Além
disso, o regime de variação da mesma também necessita ser conhecido, pois consta de um
dado importante para o dimensionamento da rede coletora.
63
Estimando, portanto, a vazão Qfmed, obtém-se:
Qfmed= (P . qe . C / 86400) + (TI . L) + QS ; Qf med = 19,33 L/s
2.2 Estimativa da Carga de DBO do Esgoto Sanitário
A Carga Orgânica é um parâmetro utilizado para projetar processos de tratamento de
esgoto. Normalmente é apresentada em termos de DBO ou SS. População Equivalente é o
número de habitantes que produzem uma carga orgânica igual ao esgoto de uma
determinada indústria, enquanto que a População Hidráulica Equivalente é o número de
habitantes que produzem uma vazão igual a de uma determinada indústria. As respectivas
formulações matemáticas constam a seguir:
dia
L1000
L
mg
dia
m
L
mgC
3
DBO dia.1000
Kg
dia
g
dia
L1000mgCDBO
1000
QDBO)dia/Kg(C
)dia/m()L/mg(
DBO
3
)dia.hab/g(
)dia/kg(DBO
)hab(54
CPe
)dia.hab/m(
)dia/m(
)hab(HE
3
3
2.0
QP
Dado isto, estimar:
CDBO/D= 250 mg/L x 1152 m³/d = 288 kg.DBO/d
1000
CDBO/I = 10mg/L x 86,4m³/d = 0,86 kg.DBO/d
1000
CDBO/S = 1000mg/L x 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:
DBO/ES (mg/L) = 1000 . CDBO / Qfmed ; CDBO : kg DBO / dia ; Qfmed : m3 / dia,
DBO/ES (mg/L) = 1000 x (288 + 0,86 + 432) = 720,86 = 431,55mg/L
1152 + 86,4 + 432 1670,4
sendo DBO/ES a DBO do esgoto bruto que contém as parcelas de esgoto doméstico, do
esgoto industrial e da infiltração.
64
ATIVIDADE III: DIMENSIONAR A REDE COLETORA PARA ATENDER O
SISTEMA CENTRALIZADO
A Figura a seguir representa graficamente parte da área urbana sob estudo, para a qual deve
ser concebida a parte final da rede coletora de esgoto que será concebida para toda a área
urbana. Portanto, conceba o traçado econômico para esta parte final da rede coletora de
esgoto e posicione a ETE. A área sob estudo será apresentada em sala de aula.
Na sequência, dimensione a rede coletora concebida de acordo com a seguinte rotina de
dimensionamento:
a) Cálculo de Taxa de Contribuição Linear Inicial (TLi): TLi = (QDi / Li) + TIi
b) Cálculo de Taxa de Contribuição Linear Final (TLf): TLf = (QDf / Lf) + TIf
c) Cálculo da Vazão em cada Trecho do Coletor
c.1)Vazão de Montante: QMi = somatório das vazões iniciais de montante
QMf = somatório das vazões finais de montante
c.2)Vazão de Contribuição no Trecho: inicial: QTi = TLi . Lt
final: QTf = TLf .Lt
onde: Lt é o comprimento do trecho.
c.3)Vazão de Jusante: inicial: QJi = QMi + QTi
final: QJf = QMf + QTf
c) Determinação da Declividade I:
Calcular a declividade mínima da tubulação e a declividade do terreno. Para Imin, tem-se
Imin = 0,0055.(Qimax) -0,47
, onde Qimax é em L/s e I é em m/m. A maior entre as duas
declividades calculadas será a declividade I de projeto.
d) Determinação do Diâmetro:
Determinar o diâmetro para Qfmax, Y/D = 0,75 e n = 0,013 , conforme norma. Logo, para
D tem-se D = [0,0463 . (Qfmax. / I0,5
)]0,375
, sendo Qfmax em m3/s e D em m.
e) Determinação dos Raios Hidráulicos Inicial (RHi) e Final (RHf): valores tabelados.
f) Determinação das Velocidades Inicial (Vi) e Final (Vf): valores tabelados.
g) Determinação da Tensão Trativa: i = . RHi. I, onde iem kgf / m2, = 1000 kgf / m
3,
RHi em m e I em m/m.
h) Velocidade Crítica: Vc = 6 (gRHf)0,5
onde se Vf>Vc, logo Yf / D = 0,5.
65
Os parâmetros e valores da Equação de Manning são apresentados em tabela em anexo. No
entanto, a tabela auxiliar para determinação do raio hidráulico, em função de Y/D, consta a
seguir:
Tabela : Relação entre Raio Hidráulico e Lâmina do Escoamento
Y/D = RH/D Y/D = RH/D
0,025 0,016 0,550 0,265
0,050 0,033 0,600 0,278
0,075 0,048 0,650 0,288
0,100 0,064 0,700 0,297
0,125 0,079 0,750 0,302
0,150 0,093 0,775 0,304
0,175 0,107 0,800 0,304
0,200 0,121 0,825 0,304
0,225 0,134 0,850 0,304
0,250 0,147 0,875 0,301
0,300 0,171 0,900 0,299
0,350 0,194 0,925 0,294
0,400 0,215 0,950 0,287
0,450 0,234 0,975 0,277
0,500 0,250 1,000 0,250
Já a tabela que segue deve ser utilizada para o dimensionamento dos trechos da rede
coletora.
Tabela: Dimensionamento da Rede Coletora
Trecho L
(m)
Z
(m)
TLi
TLf
(l/s.km)
QM
(l/s)
QT
(l/s)
QJ
(l/s)
D
(mm)
I
(m/m)
(Y/D)i
(Y/D)f
Vi
Vf
(m/s)
σi
(Pa)
Vc
(m/s)
Observar que o desenvolvimento deste exercício será apresentado em sala de aula.
66
ATIVIDADE IV: CAPACIDADE SUPORTE DOS CORPOS HÍDRICOS
Avaliar a atualidade e a projeção da relação entre a Disposição Final de Esgoto e a
Capacidade Suporte dos Corpos Hídricos no Município Vale Verde, sendo estes o rio e
a represa apresentados no enunciado. Observar igualmente que não há rede coletora de
esgoto no Município, mas há uma precária rede de drenagem urbana na qual é lançado
esgoto de forma clandestina. Portanto o processo de poluição por meio de lançamento de
esgoto nos rios ocorre de forma difusa e por meio da contaminação do lençol freático. De
maneira a remediar esse problema foi concebida uma rede de drenagem, conforme
Atividade I, e um sistema de esgotamento sanitário, composto por rede coletora e estação
de tratamento, conforme Atividade II.
Quanto ao rio sua classe é 03 (Resolução 357 CONAMA) e sua vazão mínima é dada pela
seguinte expressão:
Q10,7 = C.XT.(A+B).Q , onde,
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, tem-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,
QER = Q10,7 = 49,41 L./s = 4269 m3/d = 0,0494 m³/s
sendo QER a vazão de estiagem do rio no ponto de lançamento do esgoto. Demais dados
são os seguintes:
DBO/R = 2,0 mg/L ; OD/R = 8,2 mg/L ; TR = 120C ;V = 0,18 m/s ; H = 1,2 m
Os dados respectivos à represa são os seguintes:
Volume do reservatório: 3,0 x 106 m
3
Vazão média afluente (tributários + esgotos): 16 x 106 m
3/ano
Área urbana: 12,0 km2 ;.área de matas: 20,0 km
2 ; área agrícola: 10,0 km
2
Destaca-se ser necessário avaliar para o cenário em questão quais são os tipos de área que
compõem a área de drenagem.
Na sequência são apresentadas as rotinas para avaliação da capacidade de autodepuração e
do decaimento bacteriano no rio, além do grau de trofia na represa.
67
1 Avaliação da Capacidade de Autodepuração do Rio
Conforme já estimado a DBO do esgoto bruto é de 431,55 mg/L. Considerar também que a
OD é de 0,5 mg/l e que K1 = 0,10/d. Isto posto, seguir a rotina de dimensionamento
apresentada na sequência além dos respectivos resultados.
1.1 Equacionamento para Descarga de Esgoto Bruto
1.1.1 Aplicação da Equação da Mistura para Determinar as Variáveis DBO, OD e T de
Mistura:
Var. = (Var.R . QER + VarES. Qf med) / ( QER + Qf med) ; Var. : mg/L ; Qf med: L/s
T/M = (12ºC x 49,41 + 17ºC x 19,33) / (68,74) = 13,41ºC
DBO/M = (2,0 x 49,41 + 431,55 x 19,33) / (68,74) = 122,79 mg/L
OD/M = (8,2 x 49,41 + 0,5 x 19,33) / (68,74) = 6,03mg/L
1.1.2 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
1.1.3 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
1.1.4 Déficit Inicial de OD (Do): Do = ODr. – ODmist.
Do = 8,2 – 6,03 = 2,17 mg/L
1.1.5 Tempo Crítico (tc):
tc = [(K2 – K1)-1
] . log { [ K2/K1] . [ 1 – [ Do (K2 - K1) / K1. Lo ] ]}
tc = [ (0,31 – 0,071)-1
] x log {[0,31/0,07]-[1- [2,17 x (0,31-0,07)/0,07 x 221,12]}
tc = [ (4,17) ] x log {[4,43]-[1- 0,034]} = 4,17 x log 3,46 = 2,58 d
1.1.6 Distância onde Ocorre o ODmin (Cc): Cc = V . tc = 0,18 x 2,25 x 86400 = 40 km
1.1.7 Estimar ODmin: ODmin= OD sat. – Dc
Dc = (K1 / K2). Lo . (10 – K1.tc
)
Dc = (0,0739/0,31) x 221,12 x (10-0,07 x 2,25
) = 32,94 mg/L
1.1.8 ODc = 8,2 – 32,94 = 0,00 mg/l
68
1.2 Equacionamento para Descarga de 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.
1.2.1 Aplicação da Equação da Mistura para Determinar as Variáveis DBO, OD e T de
Mistura:
Var. = (Var.R . QER + VarES. Qf med) / ( QER + Qf med) ; Var. : mg/L ; Qf med: L/s
T/M = 13,41ºC
DBO/M = 13,57 mg/L
OD/M = (8,2 x 49,41 + 0,5 x 19,33) / (68,74) = 7,16 mg/L
1.2.2 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
1.2.3 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
1.2.4 Déficit Inicial de OD (Do): Do = ODr. – ODmist.
Do = 8,2 – 7,16 = 1,04 mg/L
1.2.5 Tempo Crítico (tc):
tc = [(K2 – K1)-1
] . log { [ K2/K1] . [ 1 – [ Do (K2 - K1) / K1. Lo ] ]}
tc = [ (0,31 – 0,071)-1
] x log {[0,31/0,07]-[1- [1,04 x (0,31-0,07)/0,07 x 23,69]}
tc = 2,36 d
1.2.6 Distância onde Ocorre o ODmin (Cc): Cc = V . tc = 0,18 x 2,25 x 86400 = 40 km
1.2.7 Estimar 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
1.2.8 ODc = 8,2 – 3.78 = 4,42 mg/l
69
2 Avaliação da Capacidade de Suporte de Carga de Fósforo no Reservatório
2.1 Critério de Avaliação
O nível de trofia na represa será avaliado pela estimativa de concentração de fósforo por
meio da equação de Vollenweider. Esta equação será apresentada na rotina de
equacionamento a seguir.
2.2 Rotina de Equacionamento
2.2.1 Estimativa da carga de P afluente à Represa
Admitindo-se as cargas unitárias de fósforo pertinentes estima-se, portanto, as cargas
afluentes conforme segue:
CP/ES = População Final x 0,4 kg P/hab.ano = 14.400 x 0,4 = 5.760 kg P/ano
CP/MF = 20,00 x 10 kg P/km2.ano = 200 kg P/ano
CP/AA = 10,00 x 50 kg P/km2.ano = 500 kg P/ano
CP/AU = 12,00 x 100 kg P/km2.ano = 1200 kg P/ano
Assim, para a Carga Total Afluente à Represa:
CP/ES + CP/MF + CP/AA + CP/AU = 7.660 kg P/ano = L
2.2.2 Estimativa do tempo de detenção hidráulica
O tempo de detenção hidráulica (TDH) é dado por:
TDH = Volume do Reservatório / Vazão Afluente = 3.106
/ 16.106 = 0,19 anos
2.2.3 Estimativa da Concentração de Fósforo na Represa pela Equação de
Vollenweider
Pela equação a seguir,
P = [L . 103] / [ V . (1/t + Ks)],
P = [7660 x 10³]/ [3.106 (1/0,19 + 2,29) = 0,34 gP/m³ = 340mgP/m³
Admitir Ks = 1 / t 0,5
; Ks = 1/0,190,5
= 2,29
2.2.4 Avaliação do Grau de Trofia na Represa
Avaliar grau de trofia, em termos de concentração de fósforo, na represa. Observar a tabela
a seguir.
70
Tabela: Classes de Trofia
Classe de Trofia mg P / m3
Ultraoligotrófico < 5,0
Oligotrófico 10 - 20
Mesotrófico 10 - 50
Eutrófico 25 - 100
Hipereutrófico > 100
3 Avaliação do Decaimento Bacteriano no Rio
3.1 Dados Adicionais
Os dados adicionais são os seguintes:
Concentração de Coliformes Fecais no Rio: CFR =10 NMP/100 ml
Concentração de Coliformes Fecais no Esgoto Bruto. CFEB = 5.107 NMP/100 ml
3.2 Equacionamento
No ponto de mistura, a concentração de coliformes fecais é dada pela equação das misturas,
conforme segue:
CFo = (CFR . QER + CFES. Qfmed) / (QER + Qfmed);CFo; CFR: NMP/100 ml ; Qfmed: L/s
CFo = (10 x 49,41 + 5x 107 x 19,33) / (49,41 + 19,33) = 1,4 x 10
7 NMP/100ml
Aplicando a Lei de Chick,
dCF/dt = - Kb . CF para o regime hidráulico tipo Pistão, o qual pode ser aplicados em rios,
tem-se:
CF = CFo . e-Kb.t
, sendo,
CF: concentração de coliformes fecais (NPM/100 ml);
CFo: concentração de coliformes no Ponto de Mistura (NPM/100 ml);
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 ; Kb20 = 1,0/d
Logo, construir a curva de decaimento bacteriano para o rio até o mesmo apresentar
concentração de coliformes fecais igual ou menor aquela permitida para um corpo hídrico
Classe 03 da Resolução 357 do CONAMA, valor este de 4000 CT/100 ml. Portanto,
aplicando a Lei de Chick:
71
4.103 = 1,4 . 10
7 . e
-0,64.t
ln 0,00028571 = ln e-0,64.t
(e = 2,718281 ; loge (Un) = n . logee ; ln = loge)
t = 13 dias.
Para finalizar, a partir da concentração de 4000 CT/100 ml, definir a eficiência necessária
para o processo de desinfecção do esgoto.
ATIVIDADE V: DIMENSIONAMENTO DE SISTEMAS DE TRATAMENTO DE
ESGOTO
V-1 SISTEMAS INDIVIDUAIS E DESCENTRALIZADOS
1 Dimensionamento do Tanque Séptico e Tratamento Complementar
Enunciado: Dimensionar, com base na NBR 7229, um tanque séptico para tratar o esgoto
de um sistema descentralizado. Este sistema atende região ainda não servida pelo sistema
centralizado de esgotamento sanitário. Na sequência, dimensionar um dispositivo de
tratamento complementar do esgoto para a disposição do efluente do tanque séptico e, por
fim, elaborar um croqui do sistema completo, conforme figuras dos anexos.
1.1 Dados:
- Considerar 05 pessoas por residência na área a ser atendida;
- Considerar 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 C
para definir a contribuição per capita.
- Média do mês mais frio na região t=12oC;
- Intervalo entre limpezas do tanque séptico é considerado de 01 ano;
1.2 Condições de Contorno:
- Terreno argiloso com baixa permeabilidade;
- Lençol freático com nível alto;
- Pequena área disponível 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;
72
C: contribuição per capita de esgoto, em L / pessoa .dia; (tabela 01 ou valor específico;
usar o último)
T: tempo de detenção, em dias; (tabela 02)
K: taxa de acumulação do lodo digerido, em dias, equivalente ao tempo de acumulação de
lodo fresco; (tabela 03)
Lf: contribuição do lodo fresco, em L / pessoa dia; (tabela 01)
C = 100 L/hab.dia -> Tabela 4.1
Td : Observar Tabela 4 ; Td = 12h
Lf = 1 ; Tabela 4.1 ; k = 65 ; Tabela 4.3
Contribuição diária: 200 x 100 = 20.000 L/dia;
V = 24.000 L = 24m³
3.1.2 Altura : A Altura H é função do Volume Útil, conforme tabela 04.
Tabela 4.4 ; Profundidade útil de 1,80 a 2,80m
Adota-se 2,80m e A = V/H ; A = 8,57m²
3.1.3 Definição da Geometria e Número de Câmaras do Tanque Séptico
(conforme NBR 7229):
Sendo que o tanque cilíndrico ocupa menor área disponível que o tanque retangular e que
este, por sua vez, pode requerer menor profundidade, logo a forma adotada é a circular
dado o fato de ter-se pouca área disponível.
3.1.4Área 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 varia de 2,0 a 4,0 ;
Adota-se C/L = 4,0 ;4L x L = 8,57 ; L = 1,46m ; C = 5,87m
Tanque Circular:
D 2H ;A = 8,57 = x R² ;R = 1,65m ; D = 3,3 < 5,6 (2H) ; confere !
3.2 Dimensionamento do Tratamento Complementar
Definir o tipo de Tratamento Complementar, em função das Condições de Contorno, para
posteriormente dimensioná-lo.
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.
Volume do Sumidouro (V): V = ПR2 . H
73
Assumindo Cinf = 40 L/m².dia ; Qdiária = 20.000 L
A = Q/Cf = 500m²
Considerando sumidouros circulares:
D = 3,00m e profundidade h =2,80m
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
3.2.2 Vala de Infiltração
Considerando o coeficiente de infiltração 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, assumindo Cinf = 40 L/m².dia ; Qdiária = 20.000 L, obtém-se:
A = Q/Cinf = 500 m²
Sendo A = C . L + 2 (C . H) e para L = 1,0 m e H = 0,5 m, obtém-se A = 2 . C;
Logo, C = 125 m. Para um comprimento por vala de 10 m, o número de valas é de 13
unidades.
3.2.3 Vala de Filtração
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. Considerar que
a área de filtração é a área do fundo da vala. O parâmetro TA será de 100 L/m².dia
conforme a NBR 13969. Dados de TA são apresentados na tabela a seguir:
Tabela: Valores de Taxas de Aplicação
TA ( l/m2. dia ) Condições Fonte
< 100 Oriundo do TS NBR 13969 / 1997
de 82 a 200 Oriundo do TS FILHO, et al, 2001,apud EPA
40 Oriundo do TS FILHO, et al, 2001,apud EPA
200 Oriundo de SA FILHO, et al, 2001,apud EPA
< 50 Oriundo do TS para T <10oC FILHO, et al, 2001,apud EPA
< 100 Oriundo de SA para T <10oC FILHO, et al, 2001,apud EPA
6,00 m / pessoa Oriundo do TS ou RA. FILHO, et al, 2001,apud EPA
74
Portanto, assumindo TA = 100 L/m².dia (NBR 13969) e para Qdiária = 20.000 L, 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
10 m, o número de valas é de 20 unidades.
3.2.4 Filtro Anaeróbio
Volume: V = 1,6 . N .C . T Área: A = V/H
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 ou valor específico;
usar o último)
T: tempo de detenção, em dias; (tabela 02)
Td = 0,5d ; C = 100 L/hab.dia ; N = 200 pessoas
V = 1,6 x N x C x Td ; V = 1,6x200x100x0,5 ; V = 16.000L = 16m³
A = 16/1,8 = 8,9m² ; 8,9 m²= x R² ;
D = 3,37m
3.3 Apresentar o croqui da Fossa e do Tratamento Complementar, conforme figuras a
seguir.
3.3.1 Dimensões de uma Fossa Séptica de câmara única:
75
Onde: a 5 cm; b 5 cm ; c = 1/3 h; h = profundidade útil; H = altura interna útil
L = comprimento interno total; W = largura interna total ( 80 cm)
Relação L/W: entre 2:1 e 4:1
76
3.3.2 Tratamentos Complementares
3.3.2.1 Sumidouro
3.3.2.2 Vala de Infiltração
77
3.3.2.3 Vala de Filtração
3.3.2.4 Filtro Anaeróbio
78
3.4 Condicionantes para Dimensionamento
3.4.1 Tabelas da Norma (NBR – 7229/93):
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
79
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 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
TABELA 5: 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
80
IV-2 SISTEMAS COLETIVOS CENTRALIZADOS
Sistema A: Preliminar, DAFA, Filtro Biológico com Decantador Secundário e
Disposição Superficial no Solo
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/ 20
0C)
1 Dimensionamento de um Sistema com Caixa de Areia
1.1 Dados Específicos:
Largura (L) = 0,4 m (adotado); q = 1000 m3/m
2/dia; VHmax = 0,3 m/s.
1.2 Dimensionamento:
Taxa de Escoamento Superficial q = QEB / (2.C.L); q = 600 a 1.300 m3/m
2/dia
C = QEB/(2.q.L) = 2,09 m, sendo q = 1000 m3/m
2/dia e 2 caixas de areia paralelas.
QEB/2 = VH . Av = VH . L . H onde AV é a área vertical.
H = QEB / (2 . VH . L) = 0,0806 m = 8,06 cm. Todavia, por questões construtivas,
adota-se H = 10,00 cm.
Verificação: C = 22,5 H a 25,0 H; C = 2,25 a 2,5 m. Não atende. Reduzir q.
2 Dimensionamento do Sistema de Tratamento de Esgoto Sanitário de um Digestor
Anaeróbio de Fluxo Ascendente
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
2.2 Rotina de Equacionamento
a) Carga Orgânica de DQO: CO=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.
81
c) Volume do Reator Biológico (V) : V = QEB . Td = 702 m3
Obs: Número de Módulos de Reatores: Considerando o fato de se tratar de pequeno
sistema, admitir o volume máximo por módulo sendo 500 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; Obs: 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 das Cargas Aplicadas:
g1) 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)
g2) Carga Hidráulica Volumétrica (CHV):
O parâmetro importante para o dimensionamento de reatores anaeróbios para o tratamento
do esgoto doméstico é a Carga Hidráulica Volumétrica, a qual é a quantidade de esgoto
aplicada diariamente ao reator, por unidade de volume do mesmo:
CHV = QEB (m3/dia) / V (m
3) = 2,4 m
3/m
3.dia
Não deve ultrapassar 5,0 m3/m
3. dia, o que equivale a um tempo de detenção hidráulico
mínimo de 4,8 horas (=1/5 x 24 horas). Se as cargas volumétricas não verificarem, adota-se
novo Td para então se fazer um novo dimensionamento.
h) Verificação das Velocidades Ascensionais:
Vméd = QEB / A = 0,5 m/h; Vmáx = QEBmáx. / A = 0,77 m/h ;
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.
82
Se 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 Gerado: Conforme CETESB, 1994, têm-se a faixa observada de 0,15 a
0,20 kg SS / kg DQO adicionado: ; VL = 288,34 kg SS/d
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
3.2 Rotina de Dimensionamento
Área A = Q / TAH, sendo A a área da seção transversal do filtro biológico.
Conforme pg. 44:
A = QE / TAH = 47,72 m² 48,00 m² para TAH = 35,00 m3/m
2/dia
Diâmetro: Calcular em função da área A.
D = 7,82 m 8,00 m
Volume Útil = Vu = A . h
Vu = 48.1,8 = 86,40 m3
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 conforme pág. 44.
Decantador Secundário
. 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.
83
. Estime a área e o diâmetro do decantador secundário.
ADS = 1670,4 / 20 = 83,52 m² ; D = 10,31 m
DBO Efluente
DBOefl = 14,10 mg/l para eficiência de remoção de DBO de 85% no Filtro Biológico.
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.
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
4.2 Rotina de Dimensionamento
A = QE . L / (qL . Dt) ; A = 52200 m² (18,27 ha)
Afinal (devido à freqüência 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
84
Sistema B: Preliminar, Lagoa Anaeróbia, Lagoa Facultativa e Lagoa de Maturação
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)
1 Dimensionamento de um Sistema com Caixa de Areia
1.1 Dados Específicos:
Largura (L) = 0,4 m (adotado); q = 1000 m3/m
2/dia; VHmax = 0,3 m/s.
1.2 Dimensionamento:
Taxa de Escoamento Superficial q = QEB / (2.C.L); q = 600 a 1.300 m3/m
2/dia
C = QEB/(2.q.L) = 2,09 m, sendo q = 1000 m3/m
2/dia e 2 caixas de areia paralelas.
QEB/2 = VH . Av = VH . L . H onde AV é a área vertical.
H = QEB / (2 . VH . L) = 0,0806 m = 8,06 cm. Todavia, por questões construtivas,
adota-se H = 10,00 cm.
Verificação: C = 22,5 H a 25,0 H; C = 2,25 a 2,5 m. Não atende. Logo reduzir q.
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
85
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 ;
h) Volume de Lodo a ser Tratado (Sperling, 1998) no último ano (para 14.400 hab):
VL = .............. m3/hab.ano x 14.400 hab = ........ m
3.
i) Esboçar a configuração do sistema em planta
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
86
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 = 320,94 m ; L = 128,37 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) Volume de Lodo a ser Tratado (Sperling, 1998) no último ano (para 14.400 hab):
VL = .............. m3/hab.ano x 14.400 hab = ........ m
3.
j) DBO Efluente
DBO = 43,16 mg/l para 80,00% de eficiência de remoção de DBO na lagoa
facultativa.
k) Esboçar a configuração do sistema em planta.
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.
4.2 Rotina de Dimensionamento
Tempo de detenção (Td) de 12 dias, conforme página 44.
Altura (H) = 1,0 m, conforme página 44.
Cálculo do Volume: TdQV ; V = 20045 m3;
Considerando-se a altura, temos a área A = 20045 m2
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
Para adequar a estimativa de Kb para outra temperatura, utiliza-se a seguinte conversão:
Kbt = Kb20 . (1,07) (t - 20oC)
= 0,24/d
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;
87
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.
A figura seguinte apresenta um esquema geral de uma lagoa de tratamento de esgoto.
Destaca-se que a ilustração em si apresenta a configuração de uma lagoa com plantas,
porém considerar que tal ilustração apresenta componentes comuns a todos tipos de lagoa.
Sistema C: Preliminar, Lodos Ativados Convencional ou Aeração Prolongada e
Desinfecção por Cloro
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. Adotar o valor médio para a
estimativa.
Lagoa com Plantas - Planta
Lagoa com Plantas – Corte A-B
88
Sistema C: Preliminar, Lodos Ativados Convencional ou Aeração Prolongada e
Desinfecção por Cloro
1 Dimensionamento de um Sistema com Caixa de Areia
1.1 Dados Específicos:
Largura (L) = 0,4 m (adotado); q = 1000 m3/m
2/dia; VHmax = 0,3 m/s.
1.2 Dimensionamento:
Taxa de Escoamento Superficial q = QEB / (2.C.L); q = 600 a 1.300 m3/m
2/dia
C = QEB/(2.q.L) = 2,09 m, sendo q = 1000 m3/m
2/dia e 2 caixas de areia paralelas.
QEB/2 = VH . Av = VH . L . H onde AV é a área vertical.
H = QEB / (2 . VH . L) = 0,0806 m = 8,06 cm. Todavia, por questões construtivas,
adota-se H = 10,00 cm.
Verificação: C = 22,5 H a 25,0 H; C = 2,25 a 2,5 m. Não atende. Portanto reduzir q.
2 Opção A: Lodos Ativados Convencional
2.1 Dados Gerais
Qfmed=19,33 l/s = 1670,4 m3/d; DBO/EB = 431,55 l/s
2.2 Rotina de Dimensionamento
2.2.1 Decantador Primário
Critérios de Dimensionamento:
Forma: Circular
Tempo de Detenção (Td): Faixa de 1,5 a 2,5 h
Taxa de Aplicação Superficial (TAS): 40 m3/m
2.d (Faixa de 32 a 48 m
3/m
2.d)
Profundidade (h): 4,0 m (Faixa de 3,0 a 5,0 m)
TAS = Q / A ; A = Q / TAS = 41,76 m² ≈ 42,00 m2 (A: área do Decantador)
V = A * h = 167 m³ (V: Volume do Decantador)
D = 7,30 m
Verificação: Td = (V / Q) * 24 = 2,4 h
2.2.2 Dimensionamento do Tanque de Aeração (Reator) com Recirculação de Lodo
Critérios de Dimensionamento:
U = Alimento / Microrganismo = A/M = 0,3 – 0,8 kgDBO/kgSSV/d
A = CDBO = Qfmed x DBO (kg DBO / d)
M = SSV = 1500 - 3500 mg SSV/L
c = Idade do Lodo (4 a 10 dias)
Td = Tempo de Detenção Hidráulico (6 a 8 horas)
89
Parâmetros adotados:
U = 0,6 kg DBO/kgSSV/d
DBO = 431,55mg / L = 0,43 kg / m3
SSV = 2300 mg SSV/L = 2,3 kg / m3
SSVr = 7000 mg SSVr/L = 7,0 kg / m3
c = 7,0 d
Como o decantador primário remove em torno de 30 % de DBO, têm-se:
DBOe = DBO – 30% DBO = 302,08 mg/L = 0,30 kg/m3
DBOs = 10 mg/L = 0,01 kg/m3 (valor esperado)
Volume do tanque de aeração:
U = A / M = CDBOe / kg SSV = (Qfmed * DBOe) / (VR * SSV)
VR = (Qfmed . DBOe) / (U . SSV)
VR = (1670,4 m3/d . 0,30 kg/m
3) / (0,6 kg DBO/kgSSV/d . 2,3 kg / m
3)
VR = 520,49 m³ Verificação Td: Td = (VR / Qfmed) * 24 h = 7,48 h
Para altura do reator H = 5, 0 m (varia de 3,5 a 6,0 m, NUVOLARI 2003), a área do
reator é A = 104, 09 m2.
Vazão de Descarte do Lodo:
c = VR * SSV / (Qd * SSVr) ; Qd = VR * SSV / (c * SSVr) ; Qd = 24,43 m3/d
Taxa de Recirculação do Lodo: RL = SSV / (SSVr – SSV) ; RL = 0,49
Taxa de Recirculação da Vazão: RQ = Qr / Qfmed= RLRQ = 0,49
Vazão de Recirculação: Qr = Qfmed* RQ = 818,30 m³/d; Qr/Qfmed= 0,49 (0,25 a 1,0)
2.2.3 Vazão Mássica Necessária de Oxigênio
QmMed Nec. O2 = (Qm Nec. O2 / DBOrem) * CDBOrem (rem: removido)
Qm Nec. O2 / DBOrem = 2 kg O2 para cada kg de DBO5 removido.
CDBOrem = DBOrem * Qfmed
DBOrem = DBOe – DBOs = 0,29 kg/m3
CDBOrem = 484,42kgDBO/d
Qm Med Nec. O2 = 968,83 kg O2/d
Qm Max Nec. O2 = 1,66 * Nec. Total O2 Med = 1608,26 kg O2/d
2.2.4 Vazão Mássica Necessária de Ar
Massa O2 / Massa Ar = 0,22 kg O2 / 1,00 kg Ar ; ou,
Massa O2 = 1,0 kg de O2 requer 4,55 kg de Massa Ar.
Qm Ar = Massa Ar * Qm Max Nec. O2 = 7317,59 kg Ar / d
2.2.4 Potência Necessária para Sopradores ou Compressores
P Nec. = Qm Max Nec. O2 / N
N = No * λ
No : Capacidade de Transferência de O2 pelos Aeradores na Condição de Teste
No = 1,5 kg O2 / CV . h
λ : Fator de Correção de No para a Condição de Campo ; λ = 0,43 (condições de verão)
90
N = 0,65 kg O2 / CV . h = 15,6 Kg O2/CV.d
P Nec. = 469,10 CV = 345.006 W (1,0 CV = 735,50 W)
2.2.6 Densidade de Potência: DP = P Nec. / V ;DP = 663 W / m3
2.2.7 Decantador Secundário
Critérios de Dimensionamento:
Forma: Circular
Tempo de Detenção (Td):Faixa de 6,0 a 9,0 h
Taxa de Aplicação Superficial (TAS): 24 m3/m2.d (16 a 32 m3/m2.d)
Profundidade (h): 4,0 m (Faixa de 3,5 a 5,0 m)
Q’ = Qfmed + Qr = 2488,70m3/d
TAS = Qfmed/ A ; A = Qfmed/ TAS = 103,69 m² ≈ 104,00 m2 (A: área do Decantador)
V = A * h = 441,78 m³ (V: Volume do Decantador)
D = 11,49 m
Verificação Td: Td = (V / Qfmed) * 24 = 5,96 h
2 Opção B: Dimensionamento do Volume do Reator de um Sistema de Lodos Ativados
com Aeração Prolongada
2.1 Critérios de Dimensionamento:
Sólidos Suspensos Totais (SST) = 1,43 * SSV
SSV = 2,8 kg SSV / m3 (Valor esperado no reator entre 2,5 e 4,0 Kg SSV/m
3)
SST =4,0 kg SST / m3(valor esperado no reator entre 3,5 e 4,0 kg / m
3)
Fator de Carga do Lodo (f) = 0,085 kg DBO / kg SST; (0,05 a 0,10 kg DBO / kg SST / d)
VR = Qfmed . DBO / (SST . f)
VR = 2112 m3
2.2 Verificação Td: Td = VR / Qfmed= 30,35 h (Faixa de 16 a 24 h)
3 Sistema de desinfecção com cloro
3.1 Dados Gerais
. Qfmed= 19,33 l/s; Qfmáx. = 30,00 L/s
. Concentração de coliformes fecais no afluente (secundário): N0 = 1*106 NMP / 100 ml
. Concentração de coliformes fecais no efluente: Nt= 1*102 NMP / 100 ml
. O TDH para vazão média no tanque de contato: θh = 30 min;
. Viscosidade do liquido (esgoto): ν = 0,001 kg/m.s
. Tempo de residência no tanque de mistura rápida: (θr). Valor adotado de θr = 8 s.
. Gradiente de mistura no tanque de mistura rápida (G): Valor adotado de G = 2.000 s-1
.
. Demanda de Cloro: Valor adotado de Cd = 6,0 mg/L (Faixa: 6,0 a 8,0 mg/L)
3.2 Rotina de Dimensionamento
91
3.2.1 Configuração
Será adotado um tanque para mistura rápida com agitadores mecânicos e um tanque de
contato do cloro.
3.2.2 Dimensionamento do Tanque de Mistura Rápida
. Volume do Tanque de mistura rápida: Vr = Qfméd x θr = 0,15 m3.
. Potência do misturador: Pr = ν * Vr * G2 = 618,56 kgf.m/s = 8,54 kW
3.2.3 Estimativa da Concentração de Cloro para a Desinfecção
3.2.3.1 Para Vazão Média
. Volume do tanque de contato: Vc = Qfmed x θh = 34,79 m3
. Área do tanque de contato para altura H = 2,0 é A = Vc / H ; A = 17,34 m2 ≈ 18,00 m
2
. Concentração de cloro residual para as condições de vazão média:
h
t
htt
NN
CCN
N
230
1
2301
31
0
3
0 ,, t
Ct = 2,97mg/l. (para θh = 30 min)
3.2.3.2 Para a Vazão Máxima
O TDH para a vazão máxima de 30 l/s = 2592 m3/d é: θh min = Vc / Qfmáx = 19,33 min.
. Concentração de cloro residual para as condições de vazão máxima (para θh min):
h
t
htt
NN
CCN
N
230
1
2301
31
0
3
0 ,, t
Ct = 4,62 mg/l.
3.2.3.3 Concentração de Cloro a ser Aplicada:
Concentração do cloro aplicado para vazão máxima: Cap = Cd + Ct = 10,62mg/l.
92
ATIVIDADE VI: 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. 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
Tabela: Definição do Sistema mais Viável
Critérios** Sistema
A B C
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$) 135 x 14400 =
1.944.000
75 x 14400 =
1.080.000
150 x 14400 =
2.160.000
Lodo Bruto (m3/ano) 290 x 14.400 /1000 =
4176
107,5 x 14.400 /1000 =
1548
2050x 14.400 /1000 =
29520
Limites da Resolução 357 / CONAMA para a Classe 03:
DBO5 ≤ 10 mg/l ; P ≤ 0,15 mg/l ; Coliformes Termotolerantes ≤ 4000 organismos / 100 ml
(ao abastecimento para consumo humano, após tratamento convencional ou avançado)
Limites da Resolução 430 / CONAMA
Art. 21. Para o lançamento direto de efluentes oriundos de sistemas de tratamento de
esgotos sanitários deverão ser obedecidas as seguintes condições e padrões específicos:
...
d) Demanda Bioquímica de Oxigênio-DBO 5 dias, 20°C: máximo de 120 mg/L, sendo que
este limite somente poderá ser ultrapassado no caso de efluente de sistema de tratamento
com eficiência de remoção mínima de 60% de DBO, ou mediante estudo de autodepuração
do corpo hídrico que comprove atendimento às metas do enquadramento do corpo
receptor.
93
Custos (baseados em SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento
de Esgotos, pg. 340,Volume 01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG):
UASB+FB+DSS: R$ 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)
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
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
** 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.
94
ANEXO B
EXERCÍCIOS COMPLEMENTARES
95
01) Em uma área de 200 ha na cidade de Santa Maria, o talvegue tem 2,7 km de extensão e
sendo o desnível entre as cotas do ponto mais alto e da seção de drenagem igual a 98 m.
Assim, estimar a vazão máxima nesta seção de drenagem para um período de retorno de 25
anos. Admitir C = 0,30.
1º Pela equação de Califórnia Highways:
(
)
(
)
2º Para o período de retorno de 25 anos, em Santa Maria (Quadro 18.16, pg. 542,
Manual de Hidráulica, Azevedo Netto) e 30 min de duração resulta:
h =51,00 mm
Observar: (1
=
),
Q = C.I.A = 0,30 × 0,283 × 200 = 16,98 m³/s 17 m³/s
02) Para a estimativa de vazão de enchente, o método racional apresente a seguinte
equação: Q = C.I.A, sendo:
Q = Vazão de enchente (máxima) na seção de drenagem, m³/s
C = Coeficiente de escoamento superficial da BH, %.
I = Intensidade média da precipitação sobre toda área da bacia, m3
/ s.ha
A = Área da bacia, ha
Considerar ainda:
Área da sub-bacia = 2,00 Km2
Área de contribuição da sub-bacia até a galeria crítica = 0,5 Km2(A)
Vazão de alagamento na galeria crítica: 0,45 m3/s
Comprimento do talvegue = 0,5 km (L)
Diferença entre o ponto mais alto da sub-bacia e a galeria crítica = 10 m (H)
O tempo de concentração tc da bacia pode ser estimado pela seguinte equação:
Tc = 57 (L3/H)
0,385, sendo L em Km e H em m ; Tc = 11 min
Para o tempo de retorno T = 5 anos e admitindo a duração da chuva T igual aTc (11 min), a
altura pluviométrica h é de 10,00mm. Logo, I = h / T = 10 mm / 11 min = 0,90 mm/min.
Considerando a relação 1,0 mm/min = 0,17 m3/s/ha, I é igual: I = 0,15 m
3/s/ha.
Quanto ao valor de C, observar tabela abaixo:C = ∑ Ai .Ci
A
96
Nesse caso, no Quadro a seguir se observa:
Quadro: Estimativa do Coeficiente C
Tipo de Superfície A (Km ²) C (%) A.C
Centro da cidade, Comércio
0,1000
90
9,00
Terrenos descampados 0,0125 20 0,25
Habitações uni-familiares urbanas
Habitações uni-familiares suburbanas
0,1375
0,2500
35
25
4,81
6,25
Total: 0,5 Km2
∑ = A.C = 20,31
C = 40,62 %
Dados valores calculados de C, I, A, calcule a vazão Q de enchente para:
Q = 40,62 % . 0,15 m3/s/ha . 50 ha = 3,04 m
3/s
A vazão estimada supera a vazão de alagamento na galeria crítica que é de 0,45m³/s? Caso
supere, qual a intervenção para reduzi-la?
03. Determinar a capacidade hidráulica de uma sarjeta de uma rua com declividade de
0,5%, conforme dados da ilustração a seguir.
Ilustração de detalhes geométricos de uma sarjeta.
Considerando o valor de 0,13 m para a lâmina e a declividade transversal da via pública de
3%, valor usual para ruas de 10m de largura, tem-se:
A = 0,280 m² ; P = 4,302 e RH = 0,065m
⁄
⁄
⁄
⁄
97
04. Determinar a capacidade hidráulica na extremidade de jusante de uma sarjeta cuja a
área a ser atendida tem 2,0 há. Demais parâmetros pertinentes são i = 700/(t2/3
) , com "i" em
mm/h e "t" em min, C = 0,40 e tc = 30 min. Para a sarjeta têm-se I = 0,01 m/m, z = 16 e n =
0,016.
Para Q = C.i.A, sendo "i" em l/s.ha, faz-se necessário considerar o fator 2,78 e, assim, Qo =
0,40 x (700 x 2,78 / 362/3
) x 2,0 = 143 l/s .
05. Para o exercício 04, verificar a altura da lâmina teórica de água junto à guia.
A vazão máxima teórica Qo(l/s) em uma sarjeta é Qo= 375.I 1 /2
. (z/n). yo8/3
onde I é a
declividade longitudinal da rua e "1/z" a declividade transversal da sarjeta.
Logo,
yo= {143 / [ 375 x (16/0,016) x 0,011/2
]}3/8
= 0,12m, que por ser menor que 13cm é
teoricamente aceitável!
6. No mesmo exemplo verificar a velocidade de escoamento.
Sendo vo= Q/A , onde A = yo.wo/2 = yo.(z.yo)/2 onde vo= 0,143/(0,122.16/2) = 1,24 m/s.
Dimensionamento atende o requisito pois vo é menor que 3,0 m/s.
7. Calcular a capacidade máxima admissível da sarjeta do problema 4.
Qadm = F.Qo= F. 0,375.I1/2
. z/n. yo8/3
;
Sendo yo = 13cm, I = 0,01 m/m, z = 16 e n = 0,016 tem-se, pela Tabela: Fatores de
redução de escoamento das sarjetas, pag. 08, F = 0,27. Isto porque, sendo z = 16, a
declividade da sarjeta é 1/z = 0,0625. Logo, adota-se para F = 0,27.
Então Qadm = 0,27 x [ 375 x (16/0,016) x 0,011/2
x 0,138/3
] = 43,88 l/s.
08. O esgoto sanitário de uma comunidade residencial corresponde a 400 L/ hab.dia,
contendo uma DBO de 200 mg/L e SS de 240 mg/L. Calcular a contribuição em termos de
gramas de DBO e SS por pessoa, por dia.
98
dia/g96dia/kg096.01000
4.0240C
dia/g80dia/kg08.01000
4.0200C
dia/m()L/mg(
pessoa/SS
)dia/m()L/mg(
pessoa/DBO
3
3
Sendo, CDBO/pessoa no Brasil = 54g/hab.dia, qual a concentração de DBO respectiva?
09. Um esgoto industrial possui uma vazão total de 24.420 m3/dia, carga de DBO igual a
21600 kg/dia e carga de SS igual a 13400 kg/dia. Quais as concentrações de DBO e SS?
L/mg73,54824420
100013400
Q
1000CSS
L/mg88524420
100021600
Q
1000CDBO
SS
)L/mg(
)dia/m(
)dia/kg(DBO
L/mg3
10. Um matadouro abate cerca de 500.000 kg de bovinos por dia. Após pré-tratamento, o
despejo produzido é descarregado no coletor municipal na vazão de 4500 m3/dia e com uma
DBO de 1300 mg/L. Calcular a carga DBO do despejo por 1000 kg de bovinos e as Pe e
PHE.
C DBO/1000 kg
500.000 kg/dia 4500 m3/dia
1.0 kg/dia x
x = 9 m3/dia
dia/kg7,111000
91300C kg1000/DBO
.hab10833354)1000(
13004500P
1.)hab(E
.hab225002.0
4500P
)dia.hab/m(
)dia/m(
.)hab(H3
3
11. Considere os dados:
Massa processada: 113.000 kg de leite/dia
Q esgoto: 246 m3/dia ; DBO: 1400 mg/L
Logo, calcule CDBO e populações equivalentes.
99
Q/1000kg
113.000 kg 246 m3/dia
1000 kg Q/1000 kg
Q/1000 kg = 2.18 m3/dia.kg
C DBO/1000 kg
dia/kg4,3441000
2461400C
)dia/m()L/mg(
DBO
3
344,4 kg/dia 246m3/dia 113.000 kg
C DBO/1000 kg 2.18 m3/dia 1000 kg
dia/kg048,3000.113
10004.344C kg1000/DBO
.hab6378054.0
4.344P
)dia.hab/kg(
)dia/kg(
.)hab(E
.hab12302.0
246P
)dia.hab/m(
)dia/m(
.)hab(H3
3
12. O esgoto sanitário e industrial de uma comunidade consiste em:
a) Esgoto doméstico de uma população servida de 7500 habitantes e consumo de água
potável per capita de 200 L/dia (c=0.8; K1=1.2; K2=1.5;DBO/hab = 0.054kg/hab.dia);
b) Despejos de uma indústria de processamentos de batatas com vazão de 120 m3/dia e
carga orgânica de 250 kg DBO/dia;
c)Despejo de indústria de laticínio com vazão de 450 m3/dia e DBO de 1000 mg/L.
Estimar a vazão combinada em m3/dia, a DBO em mg/L e a PE.
s/L6.31dia/m2730Q
4501202160Q
450120)8.02.15.12.07500(Q
3
dia/kg11051000
45010002507500054.0CDBO
100
L/mg76.4042730
10001105DBO
1000
QDBOC
)L/mg(
)dia/m()L/mg(
DBO
3
.hab12963054.0
0.700P
)dia.hab/kg(
)dia/kg(
.)hab(E
13. Considerando que a taxa de contribuição linear engloba as contribuições domésticas e
de infiltração, calcular a taxa de contribuição de infiltração, onde:
extensão da rede coletora = 3000 m; população inicial = 5000 habitantes; coeficiente de
retorno = 0,8 ; consumo de água per capita = 200 L / hab. dia; taxa de contribuição linear
inicial = 4,80 L/s . km ; K2 = 1,5
14. Considere um trecho de rede coletor onde:
Vazão Inicial = 0,16 L/s ; Vazão Final = 0,45 L/s ;Escoamento à meia seção: Rh = D / 4
(m); Diâmetro da Tubulação = 100 mm ;Declividade do Terreno = 0,0030 m/m ;
Declividade Mínima do Coletor (Imin) ; Imin = 0,0055 Q -0,47
; Peso Específico da Água =
1000 kgf / m3 ; Qmin = 1,5 L/s
Verificar as condições de autolimpeza das tubulações através do princípio da tensão
trativa , onde: = . Rh . I (kgf / m2) ; considerar min = 0,1 kgf / m
2
15. Considere um cenário onde a contribuição per capita de esgoto sanitário da comunidade
A é de 250 L/dia e a respectiva DBO é de 300 mg/L. Já a comunidade B apresenta uma
contribuição per capita de 150 L/dia e uma DBO de 250 mg/L. Não obstante, a indústria A
apresenta uma vazão de 200 m3/dia e uma carga de DBO de 300 kg/dia, enquanto a
indústria B apresenta uma vazão de 400 m3/dia e uma carga de DBO de 450 kg/dia.
Considerando as populações das comunidades A e B sendo respectivamente 10.000 e 8.000
habitantes e que os esgotos destas comunidades e das indústrias unem-se num emissário
para serem conduzidos ao tratamento, calcular a vazão total de esgoto e a DBO da mistura
neste emissário.
16. Qual a população equivalente industrial de uma bacia hidrográfica cuja população
residente é de 7500 habitantes e a carga orgânica medida no emissário, pelo qual escoa os
esgotos doméstico e industrial, foi de 510 kg/dia. Considerar a carga orgânica per capita de
54 g/dia.
17. No Brasil, normalmente dimensiona-se as redes coletoras de esgoto sanitário, seja qual
for o material, considerando-se o coeficiente de Manning na ordem de 0,013. No entanto,
este valor é representativo da rugosidade dos tubos cerâmicos apenas. Se forem usados
tubos de PVC e partindo-se da hipótese que estes apresentam menor rugosidade quando em
operação, quais e como outras variáveis de dimensionamento podem ser trabalhadas no
101
sentido de obter-se economia no uso da tubulação de PVC em substituição da tubulação
cerâmica?
18. Porque deve ser evitado que grandes aportes de matéria orgânica, contida nos esgotos
sanitários, tenham acesso aos cursos hídricos? Qual o grande problema ambiental
decorrente?
19. Calcular a vazão de infiltração e as vazões globais médias e máximas de esgoto
sanitário. Considere que a população atendida é de 35.000 habitantes, a contribuição média
per capita é de 100 L / hab. dia e a contribuição máxima per capita é de 300 L / hab. dia. A
taxa de infiltração é de 1,0 L / s.km e o comprimento dos coletores de 18 km.
20. Qual é a população máxima que pode ser servida por um coletor de esgotos de 200 mm
de diâmetro, onde o consumo per capita de água potável é de 200 L / hab. dia e o
coeficiente de retorno é de 0,8 ; a velocidade do escoamento é de 0,60 m/s e o mesmo
ocorre à seção plena. Verificar também as condições de autolimpeza das tubulações através
do princípio da tensão trativa ,onde: = . Rh .I (kgf / m2)e min = 0,1 kgf / m
2.
Considere ainda os seguintes dados:
Escoamento à seção plena: Rh = D / 4 (m); Declividade do Terreno = 0,0030 m/m
Declividade Mínima do Coletor (Imin) ; Imin = 0,0055 Qmin-0,47
Peso Específico da Água = 1000 kgf / m3; Qmin = 1,5 L/s
21. Uma indústria de laticínios, processando uma média de 113.000 kg de leite por dia,
produz, em média, 246 m3 de despejos industriais por dia, com uma DBO de 1.400 mg / L.
As principais operações são o engarrafamento do leite, o fabrico de sorvete e uma pequena
produção de queijo ricota. Calcular a vazão de esgoto, a DBO por 1000 kg de leite
processado e a população equivalente, onde a contribuição per capita de DBO é de 54 g /
pessoa.dia.
22. No fenômeno de Autodepuração em cursos hídricos, alguns mecanismos naturais
importantes estabelecem-se durante o balanço de oxigênio. Cite e descreva detalhadamente
tais mecanismos.
23. Apresente pelo menos 04 soluções para tratar o efluente das fossas sépticas,
comentando quais as condições ambientais a serem consideradas para a utilização de cada
uma destas soluções.
24. Quais as diferenças entre os processos aeróbio e anaeróbio de tratamento de esgoto? Em
quais sistemas de tratamento de esgoto que tais processos podem ser aplicados? Qual deles
pode gerar energia?
25. Considere um trecho de rede coletor onde:
Vazão Inicial = 0,25 L/s ; Vazão Final = 2,00 L/s ;
Escoamento a meia seção: Rh = D / 4 (m); Diâmetro da Tubulação = 100 mm ;
Declividade do Terreno = 0,0030 m/m
102
Isto posto, verifique as condições de autolimpeza das tubulações por meio do princípio da
tensão trativa.
(Declividade da tubulação = 0,045 m/m > Declividade do Terreno = 0,0030 m/m; Logo,
Tensão Trativa = 0,1125 kgf/m2 ; Ocorre autolimpeza!)
26. Determinar o diâmetro do trecho 1-1 de uma rede coletora, observando os seguintes
dados:
População Inicial : Pi = 2000 hab. ; População Final: Pf = 3500 hab. ; Comprimento do
Trecho: 89 m
Cota de Montante do Terreno = 502,05 m ; Cota de Jusante do Terreno =
498,00 m
Consumo de Água Total Per Capita = 200 L / hab . dia
Consumo de Água Efetivo Per Capita = 160 L / hab . dia
Coeficiente de Retorno = 0,8 ; K1 = 1,2 ; K2 = 1,5
Taxa de Contribuição de Infiltração Inicial : Ti = 0,15 L/s.Km ;
Taxa de Contribuição de Infiltração Final : Tf = 0,10 L/s.Km ;
Extensão Inicial da Rede Coletora : Li = 2877 m ; Extensão Final da Rede Coletora :
Lf = 4050 m
Equações com Resultados Parciais e Final:
a) Taxa de Contribuição Linear Inicial : TLi = ( QDi / Li) + Ti (TLi = 0,0017 L/s/m)
b) Taxa de Contribuição Linear Final : TLf = ( QDf / Lf) + Tf (Tlf = 0,0024 L/s/m)
c) Declividade I: Itub = 0,0055 Qi -0,47
, onde Qi é em L/s e I é m/m; (Itub = 0,0045 m/m)
d) Diâmetro: D = [ 0,0463 . (Qf / I 0,5
)] 0,375
, sendo Qf em m3/s e D em m.
(D = 0,049 m; D = 50 mm; Pela norma, D = 100 mm neste caso)
27. Qual é a população máxima que pode ser servida por um coletor de esgotos de 200 mm
de diâmetro, onde o consumo per capita de água potável é de 200 L / hab. dia e o
coeficiente de retorno é de 0,8. A velocidade do escoamento é de 0,60 m/s e o mesmo
ocorre à seção plena. Considerar ainda K1= 1,2 e K2 = 1,5. (População = 5655 habitantes)
28. A vazão de água pluvial a ser drenada de uma dada área é de 1100 L/s. O diâmetro da
respectiva galeria para drenar esta vazão é de 800 mm, a declividade de 0,015 m/m e o
material em concreto (coeficiente de Manning = 0,016) . Considerando que, conforme
regulamentação local, a lâmina máxima deva ser de 65% do diâmetro ((y/d)máxima = 0,65),
questiona-se se esta tubulação tem capacidade para drenar a vazão em questão. Caso não,
considerando o mesmo material e a mesma declividade do tubo, encontre qual seria o
diâmetro mínimo necessário para esta galeria.
(1ª Questão: Qp = 1316 L/s; y/d = 0,65 ; Q/Qp = 0,75641 ; Q = 995,44 L/s < 1100 L/s ,
logo tubulação sem capacidade; 2ª Questão: Q/Qp = 0,75641 ; Qp = 1454,24 L/s ; d = 810
mm )
103
29. Considere uma cidade com as seguintes características de ocupação de solo:
Sendo A a área de captação, C o coeficiente de runoff e I a intensidade pluviométrica
específica, cujo valor é 0,5 m3/s/ha, estime a vazão de drenagem para esta área. A vazão
estimada supera a vazão limite para que não ocorra enchente, a qual é de 15,00 m³/s? Caso
supere, sem alterar a área de captação, estime o novo valor de C cuja vazão igual a limite
supracitada. E, para obter este novo valor de C, cite duas técnicas que podem ser aplicadas.
(1ª Questão: C = 0,436 ; Q = 17,44 m3/s ; Q > Q limite ! ; 2ª Questão: C = 0,375 ; 3ª
Questâo:...)
30. Considerar um trecho de uma galeria de drenagem urbana com extensão de 100,00 m,
declividade de 0,019 m/m, diâmetro de 300 mm e coeficiente de Manning de 0,016. Dado
que a vazão a ser drenada é de 70,00 l/s, e que o tempo de concentração à montante deste
trecho é de 8,50 min, estime:
a) a velocidade de escoamento da água drenada no trecho;
(Qp = 108,30 L/s ; Q/Qp = 0,6470 ; V/Vp = 1,0663 ; Vp = 1,53 m/s ; V = 1,63 m/s)
b) o tempo de concentração à jusante do trecho.
(tempo de escoamento = 1,02 min.; tempo de concentração à jusante = 9,52 min)
31. A vazão de drenagem de projeto estimada em um dado trecho de uma galeria é de
300,00 l/s, o qual tem 500 mm de diâmetro, 0,025 m/m de declividade e 45,00 m de
extensão. O coeficiente de Manning é de 0,016 e a relação y/d (lâmina de escoamento /
diâmetro) máxima prevista é de 0,75, de acordo com a norma municipal. A área a ser
drenada é de 3,5 ha. No entanto, com o passar dos anos, e considerando a precipitação
pluviométrica específica de 180 l/s/ha, a vazão a ser drenada alcançou, na atualidade, a
magnitude de 466,00 l/s em função de alterações na ocupação do solo. Portanto, em função
deste cenário, atenda as seguintes questões:
a) Qual a relação y/d adotada no projeto que limitou a capacidade da tubulação em 300
l/s? Foi obedecido o respectivo valor de 0,75, conforme norma municipal?;
(Qp = 485 l/s ; Q/Qp = 300/485 = 0,6186 ; y/d = 0,57 ; y/d < 0,75 , ok!)
b) Qual o valor de coeficiente de runoff correspondente a capacidade da tubulação de
300 l/s?
(C = 0,48)
c) Na atualidade qual o valor da relação y/d? Atende o limite de norma?
(1ª Questão: Q/Qp = 0,9608 ; y/d = 0,79 ; 2ª Questão: y/d > 0,75 ; Não ok!)
d) Caso seja alterada a norma municipal e o limite de relação y/d passe para 0,80, qual
o coeficiente máximo de runnof possível para este novo limite?
Tipo de Superfície A (Km ²) C (%)
Centro Comercial 0,1000 90
Terrenos sem construção 0,0125 15
Habitações urbanas
Habitações suburbanas
0,3375
0,3500
45
30
Atotal: 0,8 Km2
104
(y/d = 0,8 ; Q/Qp = 0,9775 ; Q = 474,09 l/s ; C = 0,75)
32. Um trecho de galeria de drenagem urbana tem o comprimento de 92,00 m, a
declividade de 0,025 m/m, o diâmetro de 300 mm e o coeficiente de Manning de 0,013. A
vazão a ser drenada é de 50,00 l/s. Admitindo que a velocidade mínima recomendada para
galerias de drenagem urbana, de maneira a garantir o arraste de sólidos nas mesmas, seja de
0,75 m/s, pergunta-se se esse critério é atendido.
(Qp = 152,90 l/s ; Q/Qp = 0,3270 ; y/d = 0,40 ; v/vp = 0,9022 ; vp = 2,16 m/s ; v = 1,95
m/s; Atende!)
33. Um trecho de galeria de drenagem tem a extensão de 73,00 m, a declividade de 0,049
m/m, o diâmetro de 300 mm e o coeficiente de Manning de 0,016, esse correspondente à
tubulação de concreto. A estimada de drenagem é de 168,00 l/s. O previsto por norma
municipal é que a relação y/d não ultrapasse a 0,75. Isto posto, pergunta-se:
a) Este critério técnico do município está sendo atendido?
(Qp = 173,90 l/s ; Q/Qp = 0,7361 ; y/d = 0,80 ; Não atende!)
b) Caso não esteja sendo atendido, uma solução poderia ser a substituição de tal trecho
de galeria por um de igual diâmetro, mas em PVC, cujo coeficiente de Manning é
de 0,011. Pergunta-se, tal substituição seria suficiente para atender o critério técnico
municipal?
(Qp = 253 l/s ; Q/Qp = 0,6640 ; y/d = 0,60; Atende!)
34. Considerando um lote de 800m2
e com 500 m2 de área de captação de águas pluviais,
estimar os volumes de detenção conforme diversos métodos. Após, discutir peculiaridades
dos métodos que conduzem a resultados diferentes ainda que para a mesma área.
1º Método: Curitiba (Decreto nº 176 de 2007)
Equacionamento: V = k×I×A onde V: volume do reservatório; K: constante dimensional
(K=0,20); I: intensidade da chuva (I = 0,080 m/h); A: área.
Estimativa: V = 0,2×0,08m/h ×500m2 = V=8,00 m
3 ;
2º Método: Curitiba (Fendrich, R. 2002)
Equacionamento: V=Vr×A onde V: volume do reservatório ; Vr: volume a reservar (20,5
mm/m2 = 20,5 l/m
2); A: área de captação
Estimativa: V=Vr×A ; V=20,5 l m2×500 m
2 ; V=10.250 L=10,25m
3
3º Método: São Paulo (Lei nº 13.276 de 2002)
Equacionamento: V=0,15×Ai×IP×t onde V: volume do reservatório (m3); Ai: área
impermeabilizada (m2); IP: índice pluviométrico (IP = 0,06 m/h); t: tempo de duração da
chuva (t = 1 hora)
Estimativa: V=0,15×Ai×IP×t ; V=0,15×500 m2×0,06mh×1h; V=4,5m
3
105
4º Método: Rio de Janeiro (Decreto nº 23.940 de 2004)
Equacionamento: V= k×Ai×h onde V: volume do reservatório (m3); k: coeficiente de
abatimento (K=0,15); Ai: área impermeabilizada (m2); h: altura da chuva (correspondente a
0,06 m nas Áreas de Planejamento 1, 2 e 4 e a 0,07 m nas Áreas de Planejamento 3 e 5)
Estimativa: Para as Áreas de Planejamento 1, 2 e 4:V=0,15×500 m2×0,06m ; V=4,5m
3
Para as Áreas de Planejamento 3 e 5:V=0,15×500 m2×0,07m; V=5,25m
3
Discussão Comparativa sobre os Métodos:
35. Apontar as diferenças básicas entre o dimensionamento de uma rede coletora de esgoto
e o dimensionamento de uma rede de drenagem de águas pluviais. Pautar as diferenças por
parâmetros como vazão de projeto, diâmetro, declividades, relação y/d e velocidade de
escoamento.
36. A tensão trativa mínima deve ser obedecida para garantir a autolimpeza da tubulação de
esgotamento a fim de evitar obstruções e geração de gases no interior da mesma. Como
ocorre a geração destes gases e por quê?
37. Qual a razão do estabelecimento da vazão mínima de 1,5 l/s para o dimensionamento
das tubulações de esgotamento? Quais as variáveis de dimensionamento que dependem
diretamente desta condição?
