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Caderno de Esgotamento e Drenagem Urbana
Daniel Costa dos Santos Professor de Hidráulica e Saneamento
DHS/UFPR
Curitiba, 2018
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Capítulo I
Sistema de Drenagem Urbana
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I 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.
II 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
macrodrenagem atende tais sistemas de microdrenagem. A Figura a seguir ilustra o
detalhe de uma rede de microdrenagem.
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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.
III Abordagem Tradicional: Microdrenagem Clássica
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.
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.
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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):
Ao adaptar a equação de Manning para a seção triangular da sarjeta, conforme Figura a
seguir,
A
CnAnC
2/13/2 IRn
AQ H
6
Figura: Sarjeta Triangular
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, sendo wo - largura máxima do espelho d'água.
Para Qo 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
Isto posto, decorre que a capacidade da sarjeta depende apenas da declividade
longitudinal da rua.
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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.
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.
2371,1 HLQ
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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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IV Abordagem da Sustentabilidade: Drenagem Sustentável
A drenagem sustentável busca atender as demandas relacionadas às questões sociais,
ambientais e econômicas. Para tanto, medidas de controle, ou compensatórias, podem
ser concebidas as quais 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, assim como problemas relacionados à saúde
pública e salubridade ambiental. 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.
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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 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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Capítulo II
Sistema de Esgotamento Sanitário
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I 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.
II 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,
Sendo,
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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
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A NBR 9649 apresenta os valores k1 = 1,2 ; k2 = 1,5 e k3 = 0,5. Desta maneira, as
equações básicas são as seguintes:
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.
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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 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.
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Figura: Série de Sólidos
Fonte: http://www.c2o.pro.br/analise_agua/a1833.html
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.
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2.2.2 Parâmetros Químicos
2.2.2.1 DBO
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
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.
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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.
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
19
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,
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
III 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:
20
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 macroestrutura e quanto a microestrutura.
Quanto à macroestrutura, 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 microestrutura, 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.
Fonte: http://www.skyscrapercity.com/showthread.php?t=589794
21
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
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.
22
2.2.2 Taxas de Contribuição
As equações são as seguintes:
Cálculo de Taxa de Contribuição Linear Inicial (TLi): TLi = (QDi / Li) + Ti
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
sendo Lt 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.
2.2.4 Determinação da Declividade I de Assentamento da Tubulação:
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.
Não obstante, deve ser estimada igualmente a declividade do terreno e, após compará-la
com a declividade mínima da tubulação, será definida a declividade definitiva de
assentamento.
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.
23
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.
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 (g . RH)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 Vf Vc, 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.
24
Conforme em Sobrinho, Tsutya, 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.
- 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.
25
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
IV Capacidade Suporte dos Corpos Hídricos
IV.1 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
V 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 à 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.
29
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.
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) .
30
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:
Aeróbia: C6H12O6 + 6O2>6C02 + 6H2O
Desnitrificação (Condições Anóxicas): 2NO3- -N + 2H
+ > N2 + 2,5O2 + H20
Dessulfatação (Condições Anaeróbias): CH3COOH + SO42-
+ 2H+
> H2S + 2H2O +2CO2
Metanogênese Hidrogenotrófica (Condições Anaeróbias): 4H2 + CO2 > CH4 + 2H2O
Metanogênese Acetotrófica (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
31
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
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.
32
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
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.
VI 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
33
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.
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,
34
sendo Q 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
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
35
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.
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:
36
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),
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.
37
f) Contribuição de lodo fresco (Lf): TABELA 1 NBR 7229.
g) Volume útil do tanque séptico: V = 1000 + N.(C.T+ K.Lf)
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
38
Valas de Infiltração
São valas através das quais o esgoto se infiltra no solo.
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
Com base no critério de dimensionamento considerando a área de infiltração, tem-se:
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;
39
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 da Taxa de Aplicação TA
Valores para 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
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
40
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.
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
41
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
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;
42
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;
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 operação com elevados tempos de retenção de sólidos; e
o Permite a retenção e o retorno do lodo.
o
As figuras a seguir ilustram o reator em maiores detalhes.
Corte esquemático de um reator
tipo RALF. Fonte: SANEPAR
43
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.
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
44
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.
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
45
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
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);
46
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 sendo,
- 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.
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.
Esquema de um sistema de escoamento superficial
Infiltração Tanque de
Armazenamento
Agitador
Aplicação
Cano Perfurado
Evapotranspiração
Escoamento
Efluente
L B
47
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.
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.
48
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.
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.
49
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.
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.
50
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
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.
51
VII CONSIDERAÇÕES COMPLEMENTARES
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.
52
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
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;
53
. 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.
54
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;
55
APÊNDICE A
EXERCÍCIOS ESPECÍFICOS
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 a Tc (11
min), a altura pluviométrica h é de 10,00 mm. 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
56
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.
Considerando o valor de 0,13 m para a lâmina e a declividade transversal da via pública
de 3%, valor usual para ruas de 10 m de largura, tem-se:
A = 0,280 m² ; P = 4,302 e RH = 0,065m
04. Determinar a capacidade hidráulica na extremidade de jusante de uma sarjeta cuja
área a ser atendida tem 2,0 ha. Demais parâmetros pertinentes são i = 700/(t2/3
) , com "i"
em mm/h e "t" em min, C = 0,40 e tc = 36 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 .
57
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!
Observar que para sarjeta limpa: Qadm = Qo= 375.I1/2
. z/n. yo8/3
= 162,52 l/s
6. No mesmo exemplo verificar a velocidade de escoamento.
Sendo vo = Q/A , onde A = yo.xo/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. 06, F = 0,50 (função de I).
Para sarjeta limpa:
Qadm = Qo= 0,375.I1/2
. z/n. yo8/3
= 162,52 l/s
Para sarjeta com resíduos sólidos acumulados:
Qadm = Qo= 0,50 x [ 375 x (16/0,016) x 0,011/2
x 0,138/3
] = 0,5 x 162,52 = 81,26 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.
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?
58
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.
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
59
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
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
(Taxa de contribuição de infiltração = 0,17 l/s.km)
14. Considere um trecho de rede coletor onde:
60
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 = 0,0050 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.
(Declividade da tubulação = 0,0045 m/m < Declividade do Terreno = 0,0050 m/m;
Logo, Tensão Trativa = 0,125 kgf/m2 ; Ocorre autolimpeza!)
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 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. Estimar a vazão de esgoto sanitário, para a hora e o dia de maior contribuição, por
meio das estimativas das vazões de infiltração e de esgoto doméstico. Considere que a
população atendida é de 35.000 habitantes, 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.
(Considerando C = 0,8, K1 = 1,2 e K2 = 1,5, obtém-se o valor de 193,00 L/s para a
vazão solicitada)
20. REMOVIDO!
61
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
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)
62
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 )
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)
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
63
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?
(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
64
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 m2×0,06m/h×1h; V=4,5m
3
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
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?
38 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)
65
39 Em um dado sistema de tratamento de esgoto sanitário, há uma lagoa de maturação
instalada para remoção de coliformes, cuja área é 36000 m2, o volume útil é 28800 m
3 e
a relação comprimento/largura igual a 4,0. A vazão afluente é 800 m3/dia e a
temperatura mínima média de 12 oC. Dado esse cenário, verifique se a lagoa está
removendo pelo menos 99,00% de coliformes fecais.
TD = 36 d ; Kb20 = 0,3430 /d ; Kb12 = 0,1996 /d ; Kb12 . TD = 7,19 ; E % < 99,00%
40 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?
41 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?
42 O efluente de uma Estação de Tratamento de Esgoto (ETE) é lançado em um rio,
causando um déficit de oxigênio dissolvido (OD) neste último. Os parâmetros
representativos deste cenário são os seguintes:
efluente da ETE: Q = 400 L/s OD = 2,5 mg/L
rio: Q = 3,0 m3/s ODsat = 9,2 mg/L Velocidade = 0,2 m/s
CONAMA Resolução 357: Classe 02 (ODmin = 5,0 mg/L)
Considerando que o déficit crítico de OD no rio irá se estabelecer a 80 Km do ponto de
lançamento de esgoto no mesmo, determinar:
a) OD da mistura (no ponto de lançamento); Resposta: 8,41 mg/l
b) déficit inicial de OD (no ponto de lançamento); Resposta: 0,79 mg/l
c) o valor de OD crítico (mínimo) , uma vez que o déficit crítico de OD é de 4,8 mg/L.
Caso a Resolução 357 do CONAMA não seja atendida, qual a solução cabível para
atendê-la? Resposta: OD crítico (mínimo) = 4,40 mg/l.
d) em quantos dias, após o lançamento do esgoto, é que se estabelece o déficit crítico
de OD? Resposta: Tempo Crítico = 4,63 dias.
43 Apresente um exemplo numérico de maneira a conceituar população equivalente e
população hidráulica equivalente, e explique qual a aplicação destes parâmetros.
Considere a carga de DBO per capita sendo 54 gr.DBO / dia e a contribuição de esgoto
per capita sendo 120 L/ dia.
44 Calcular a vazão máxima de esgoto a ser lançada no rio de maneira que o limite
mínimo de oxigênio dissolvido de 4,0 mg / L seja atendido no ponto de mistura. No
entanto, se em alguma situação esta vazão máxima for ultrapassada em 80 L/s, qual o
valor de oxigênio dissolvido no ponto de mistura. Explique o resultado. Os dados são os
seguintes: OD rio = 6,0 mg / L ; Q rio = 300 L / s ; OD esgoto = 0,5 mg / L.
Resposta: Vazão máxima de esgoto = 171,43 l/s ; Oxigênio Dissolvido no ponto de
mistura para a vazão máxima de esgoto acrescida em 80 L/s = 3,5 mg/L.
45 Para um reator tipo DAFA integrante de um grande sistema de tratamento de esgoto,
o qual com volume de 1250 m3
e altura útil de 3,0 m, avaliou-se que o para o esgoto
66
afluente ao mesmo a vazão média é 3000 m3/dia, a vazão máxima é 5000 m
3/dia, a
DQO é 550 mg/L e a temperatura mínima média é 16o C. Isto posto,
a) Avalie o desempenho do UASB quanto ao tempo de detenção, carga orgânica
volumétrica aplicada e velocidade ascensional para vazão máxima. O DAFA
atende todos esses parâmetros?
Resposta: TD =10 h, atende! (faixa de 08 a 10h para temperatura de 12 oC);
COV=1,32Kg DQO /m3/d, não atende! (vide Caderno de Saneamento)
Vasc = 0,5 m/h , não atende! (vide Caderno de Saneamento)
b) Estime a eficiência do UASB quanto a remoção de DQO e verifique se a
mesma é superior a 90%.
Resposta: E % = 69,63 % , não atende!
c) Caso o UASB não esteja removendo 90% da DQO afluente para a adequada
disposição final no corpo receptor, sugira e justifique um tratamento
complementar ao mesmo.
46 Em um dado sistema de tratamento de esgoto sanitário, há uma lagoa de maturação
instalada para remoção de coliformes, cuja área é 36000 m2, o volume útil é 28800 m
3 e
a relação comprimento/largura igual a 4,0. A vazão afluente é 800 m3/dia e a
temperatura mínima média de 12 oC. Dado esse cenário,
a) Verifique se a lagoa está removendo pelo menos 99,00% de coliformes fecais.
Resposta: TD = 36 d ; Kb20 = 0,3430 /d ; Kb12 = 0,1996 /d ; Kb12 . TD = 7,19 ; E
% < 99,00%
b) Caso tal lagoa não esteja removendo os 99,00% de coliformes fecais, sugira
uma adequação técnica e redimensione a mesma para o atendimento da
eficiência esperada, apresentando dimensões finais como o volume, o
comprimento e a largura. No entanto, nesse redimensionamento, observar que a
dimensão da área deve ser mantida. Justifique sua solução.
47 Os trabalhos de concepção de um sistema centralizado de tratamento de esgoto
sanitário para um pequeno munícipio estão em andamento. Em tal município há
apreciável disponibilidade de área, todavia o solo apresenta baixa permeabilidade. A
temperatura média anual é de 20 oC e a temperatura média o mês mais frio é de 11
oC.
Os requisitos ambientais a serem atendidos são amplos decorrendo que o sistema em
questão a ser implantado deva ser completo. No entanto há dúvidas quanto ao sistema a
ser concebido. Assim, de forma a colaborar para estes trabalhos de concepção, proponha
um sistema centralizado de tratamento de esgoto sanitário que atenda tais condições e
justifique a proposta. Lembrar que cada etapa do sistema proposto deve ser justificada.
Orientação para resposta: O fato de haver grandes áreas disponíveis possibilita o uso de
lagoas. No entanto, as temperaturas de inverno deverão comprometer o desempenho das
mesmas. Por outro lado, apesar dos sistemas de lodos ativados apresentarem
satisfatórias eficiências para remover matéria orgânica, os mesmos podem ser inviáveis
economicamente para pequenos municípios. Outro ponto de destaque neste contexto é
que são amplos os requisitos ambientais a serem atendidos. Logo o sistema deve ser
completo, como solicitado, no sentido de remoção também de nutrientes e patógenos,
isto é, deve conter tratamento terciário.
67
48 A Secretaria de Saneamento Ambiental de um dado município contratou uma
empresa para elaborar projeto de um sistema de tratamento de esgoto sanitário. Dentro
do prazo previsto, a empresa apresentou o projeto cuja configuração foi a seguinte
sequência para remoção da matéria orgânica: tratamento preliminar lagoa anaeróbia
reator anaeróbio de manto de lodo. Considere-se o(a) engenheiro(a) ambiental do
município que irá analisar esta proposta e apresente seu parecer quanto a adequação
técnica, ou não, da mesma. Justifique seu parecer.
Orientação para resposta: A lagoa anaeróbia é um tratamento primário enquanto o reator
anaeróbio de manta de lodo atua igualmente como tratamento primário. Além disto, o
referido reator necessita receber carga orgânica de certo porte o que seria inviabilizado
pelo prévio tratamento via lagoa anaeróbia. Resumindo, não é eficaz conceber uma
lagoa anaeróbia antes do reator anaeróbio de manta de lodo.
49 Esboçar e dimensionar um sistema de lagoas para o tratamento do esgoto sanitário
de uma comunidade, cuja DBO de 350 mg/L, vazão de 100 L/s, concentração de
coliformes fecais, após o tratamento secundário, na ordem de 1x106 NMP/100 ml e
temperatura mínima média de 13oC. Observar que este sistema de lagoas de tratamento
deve ser composto por dois conjuntos iguais, e em paralelo, de lagoas. Tais esboço e
dimensionamento devem ser desenvolvidos de forma a atender os seguintes itens:
a) Apresentar esboço do sistema de lagoas de tratamento;
b) Estimar área, volume, comprimento e largura para cada lagoa;
c) Verificar, ou adotar quando for o caso, tempos de detenção para cada lagoa;
d) Estimar a DBO efluente da lagoa do tratamento secundário;
e) Estimar a carga de coliformes termotolerantes afluente à lagoa de tratamento
terciário;
f) Apresentar o resumo dos resultados em uma tabela.
50 Prevê-se a remoção de sólidos suspensos totais em um afluente com a respectiva
concentração de 300 mg/L, assim como com a vazão de 500 m³/h. Qual deve ser o
diâmetro de um decantador circular?
Resposta: TES (taxa de escoamento superficial) = 36m³/m²/d (arbitrado)
TES = Q/A ; A = Q/TES = 500. 24/36 = 333m² ; D = (333 . 4 /π)1/2
≈ 21,00 m
51 Qual a vazão máxima suportada por dois decantadores primários em paralelo, de área
A = 1.350 m² cada, considerando TES (taxa de escoamento superficial) como parâmetro
limitante no valor de 100 m³/m².d?
Resposta: Q = TES . A = 100 . 2 . 1350 = 270000m³/d = 3,125 m³/s
52 Qual a vazão máxima suportada por dois decantadores primários em paralelo, sendo
cada volume V = 5.400m³, e considerando o tempo de detenção de 1,0 h como
parâmetro limitante?
Resposta: Q = V/t = ( 2 . 5400m³) / 1,0 h= 3,0 m³/s
68
APÊNDICE B
EXERCÍCIOS SOBRE O DIMENSIONAMENTO
DOS SISTEMAS DE ESGOTAMENTO SANITÁRIO
1º ESTIMATIVA DAS VAZÕES E DAS CARGAS DE POLUENTES DO ESGOTO SANITÁRIO
A área urbana do Município Vale Verde está em uma bacia hidrográfica cujo rio principal é denominado
Rio Socorro. Para esta área urbana foi projetado um sistema separador absoluto de esgotamento e
drenagem pluvial. No entanto, apesar da rede coletora de esgoto implantada, não há tratamento do
mesmo. E a rede de drenagem pluvial não funciona satisfatoriamente pois à mesma são direcionados
esgoto de forma clandestina e resíduos sólidos dispostos inadequadamente sobre o solo. Dado este
quadro, objetiva esta atividade a estimativa das cargas de poluentes presentes no esgoto sanitário gerado
na área urbana em questão. A estimativa destas cargas é fundamental para avaliar a capacidade suporte do
Rio Socorro, assim como para conceber o sistema de tratamento de esgoto, se necessário. Observar
Figura 01 em anexo.
1 Dados Introdutórios
Para estimar as vazões de contribuição de esgoto e as respectivas concentrações e cargas de Demanda
Bioquímica de Oxigênio (DBO), Fósforo Total (P), Nitrogênio Amoniacal Total (N) e Coliformes
Termotolerantes (Cterm), faz-se necessário considerar os seguintes dados:
População Inicial: Pi = 10.715 hab.; População Final: Pf = 14.400 hab.
Consumo de Água Efetivo Per Capita: qe = 100 L/hab. Dia
Coeficiente de Retorno: C = 0,8
Coeficiente K1 = 1,2; Coeficiente K2 = 1,5
Taxa de Contribuição de Infiltração Inicial: TIi = 0,1 L/s.Km;
Taxa de Contribuição de Infiltração Final: TIf = 0,1 L/s.Km
Contribuição Singular (Frigorífico de Carne Suína e Bovina): QSi: 5,0 L/s ; QSf = 5,0 L/s
Extensão da Rede Coletora Inicial: Li = 10 Km ; Extensão da Rede Coletora Final: Lf = 10 Km
DBO do Esgoto Doméstico: DBO = 250 mg/L ; DQO do Esgoto Doméstico: DQO = 500 mg/L
DBO do Esgoto Industrial: DBO = 1000 mg/L ; DQO do Esgoto Industrial: DQO = 2000 mg/L
DBO da Água de Infiltração: DBO = 10 mg/L ; DQO da Água de Infiltração: DQO = 20 mg/L
Fósforo Total do esgoto doméstico = 10 mg/l; Fósforo Total do efluente da indústria = 40 mg/l; Fósforo
Total da água de infiltração = 3,0 mg/l;
Nitrogênio Amoniacal Total do esgoto doméstico = 40 mg/l; Nitrogênio Amoniacal Total do efluente da
indústria = 50 mg/l; Nitrogênio Amoniacal Total da água de infiltração = 2,0 mg/l;
Coliformes termotolerantes do esgoto doméstico = 1 x 107 Cterm/100 ml; Coliformes termotolerantes da
indústria = 1 x 106 Cterm /100 ml; Coliformes termotolerantes água de infiltração = 1 x 10
2 Cterm /100 ml
Os parâmetros DBO, P, N e Cterm foram elencados nesta análise face a importância dos mesmos em
termos de impacto ambiental.
A DBO mede indiretamente a quantidade de matéria orgânica biodegradável no esgoto a qual,
dependendo carga de lançamento sobre o curso hídrico, pode causar a depleção de oxigênio dissolvido e,
consequentemente, reduzir e eliminar formas de vida.
O fósforo total é um nutriente que, dependendo de sua carga lançada no corpo hídrico, pode causar
eutrofização. No esgoto sanitário o fósforo total apresenta-se na forma de fosfatos, estes podendo ser
inorgânicos ou orgânicos. Os fosfatos inorgânicos são encontrados nas espécies ortofosfatos e polifosfatos
e originam-se dos detergentes e alguns produtos químicos utilizados nas edificações. Destaca-se que da
concentração de fósforo total do esgoto doméstico aproximadamente 50,00 % pode ter origem dos
detergentes. Já os fosfatos orgânicos têm origem fisiológica.
69
O nitrogênio total na água apresenta-se nas formas orgânica, amoniacal total, estas predominantes, além
do nitrito e do nitrato. O nitrogênio orgânico é devido a presença de proteínas, aminoácidos e uréia
presentes na água. O nitrogênio amoniacal, oriundo da hidrólise da uréia, é composto pela amônia e pelo
íon amônio, sendo este último predominante para valores de pH inferior a 8,0, condição esta comum em
muitos corpos hídricos naturais. Cumpre ainda destacar que a amônia, ao sofrer a oxidação, transforma-se
em nitrito e consequentemente em nitrato. Este processo é denominado nitrificação o qual consome
oxigênio do corpo hídrico caracterizando, portanto, a DBO nitrogenada.
Os coliformes termotolerantes podem indicar a presença de matéria fecal na água, uma vez que incluem
os coliformes fecais. De qualquer forma, o parâmetro definitivo é a Escherichia Coli, esta do grupo
coliforme de origem fecal.
2 Estimativa da Vazão de Projeto
Faz-se necessário estimar a vazão média de final de plano, conforme equação a seguir:
Qfmed = QD + QI + QS para final de plano, sendo,
Qfmed: vazão média de final de plano de esgoto sanitário; QD: vazão de esgoto doméstico; QI: vazão de
infiltração; QS: vazão de contribuição singular;
Reescrevendo a equação da Qfmed em termos das expressões de suas parcelas, obtém-se a seguinte
formatação:
Qfmed = (Pf . qe . C / 86400) + (TIf . Lf) + QSf , cujas variáveis foram previamente apresentadas.
Procedendo as estimativas,
QD= 14.400 . 100 . 0,8 = 13,33 l/s = 1.152 m³/d
86400
QI= TI x LRE = 0,1 x 10 = 1,0 l/s = 86,4 m³/d
QS = 5,0 l/s = 432 m³/d
Logo para Qfmed, obtém-se: Qfmed = 19,33 L/s
3 Estimativa das Cargas e Concentrações de Poluentes do Esgoto Sanitário Bruto
3.1 Cargas e Concentrações de DBO
Estimar a carga e a concentração de DBO do esgoto sanitário bruto, assim como a população equivalente
(Pe) à indústria. Destaca-se que o parâmetro população equivalente consta do número de habitantes que
produzem uma determinada carga, que neste caso será a da indústria. As respectivas formulações
matemáticas constam a seguir:
1000)/(
)/()/( 3 diamLmg
DBO
QDBOdiaKgC
;
)./(
)/(
)(054,0 diahabkg
diakgDBO
hab
CPe
Dado isto, estima-se:
CDBO/D= 250 mg/L . 1152 m³/d = 288 kg.DBO/d
1000
CDBO/I = 10mg/L . 86,4m³/d = 0,86 kg.DBO/d
1000
CDBO/S = 1000mg/L . 432m³/d = 432 kg.DBO/d
1000
A carga de DBO total é a seguinte: CDBO/ES = CDBO/D + CDBO/I + CDBO/S= 720,86 kg.DBO/d
70
Logo, a DBO/ES é dada por: DBOES (mg/L) = 1000 . CDBO/ES ÷ Qfmed ; CDBO : kg DBO / dia ; Qfmed :
m3 / dia,
DBOES (mg/L) = 1000 . 720,86 = 431,55mg/L
1670,4
Observar que neste exemplo a DBO de 431,55 mg/L é a concentração a ser tratada na estação de
tratamento a ser concebida.
Para a população equivalente referente à carga de DBO exclusivamente da indústria, tem-se:
Pe = (432,00 kg.DBO/d) / (0,054 kg/hab.dia) = 8.000 habitantes.
Ou seja, a carga de DBO de uma população de 8.000 habitantes, para uma taxa de 0,054 kg DBO/hab.dia,
equivale a toda a carga de DBO produzida pela indústria.
3.2 Carga e Concentração de Fósforo Total
Estimar a carga e a concentração de fósforo total P do esgoto sanitário bruto conforme a sequência
observada para as respectivas estimativas para DBO. Assim:
CP/D= 10,0 mg/L . 1152 m³/d = 11,52 kg.DBO/d
1000
CP/I = 3,0 mg/L . 86,4m³/d = 0,26 kg.DBO/d
1000
CP/S = 40 mg/L . 432m³/d = 17,28 kg.DBO/d
1000
A carga de P é a seguinte: CPES = CP/D + CP/I + CP/S = 29,06 kg.P/d
Logo, a PES é dada por: PES (mg/L) = 1000 . CP/ES ÷ Qfmed ; CP : kg P / dia ; Qfmed : m3 / dia,
PES (mg/L) = 1000 . 29,06 = 720,86 = 17,40 mg/L
1670,4 1670,4
Observar que neste exemplo a PES de 17,40 mg/L é a concentração a ser tratada na estação de tratamento
a ser concebida.
3.3 Carga e Concentração de Nitrogênio Total
Estimar a carga e concentração de nitrogênio total N do esgoto sanitário bruto conforme a sequência
observada para as respectivas estimativas para DBO. Assim:
CN/D= 40,0 mg/L . 1152 m³/d = 46,08 kg.DBO/d
1000
CN /I = 2,0mg/L . 86,4m³/d = 0,17 kg.DBO/d
1000
CN /S = 50,0 mg/L . 432m³/d = 21,6 kg.DBO/d
1000
A carga de N é a seguinte: CNES = CN/D + CN/I + CN/S= 67,85 kg.N/d
Logo, a NES é dada por: NES (mg/L) = 1000 . CNES ÷ Qfmed ; CN : kg N / dia ; Qfmed : m3 / dia,
NES (mg/L) = 1000 . 67,85 = 40,62 mg/L
1670,4
Observar que neste exemplo NES de 40,62 mg/L é a concentração a ser tratada na estação de tratamento a
ser concebida.
71
3.4 Cargas e Concentrações dos Coliformes Termotolerantes (Cterm)
Estimar a carga e concentração de Cterm do esgoto sanitário bruto conforme a sequência observada para as
respectivas estimativas para DBO. Assim:
CCterm /D = 1.107 Cterm/100 ml . 1152 m³/d = 1,152.10
14 Cterm/d
1.10-4
m3
CCterm /I = 1.102 Cterm/100 ml . 86,4m³/d = 86,4.10
6 Cterm/d
1.10-4
m3
CCterm /S = 1.106 Cterm/100 ml . 432m³/d = 4,32.10
12 Cterm/d
1.10-4
m3
A carga de Cterm é a seguinte: C Cterm ES = CN/D + CN/I + CN/S= 1,195.1014
Cterm/d
Logo, a Cterm ES é dada por:
Cterm ES (mg/L) = C Cterm /ES ÷ Qfmed ; Cterm : kg Cterm / dia ; Qfmed : m3 / dia,
Cterm ES (mg/L) = 1,195.1014
Cterm = 7,15.10
10 Cterm = 7,15.10
10 Cterm = 7,15.10
6 Cterm/100 ml
670,4 m3 . d m
3 (1.10
4 . 1.10
2) ml
Observar que neste exemplo a Cterm ES de 7,15.106 Cterm/100 ml é a concentração a ser tratada na estação
de tratamento a ser concebida.
2º DIMENSIONAMENTO DE REDE COLETORA DE ESGOTO
Enunciado: O Bairro Pé de Alface, localizado no Munícipio Vale Verde e cuja respectiva planta
topográfica consta na Figura 01, não contém rede coletora de esgoto. Portanto, conceber a rede coletora
de esgoto para este bairro e estimar o diâmetro do trecho 1-2 da mesma, verificando suas condições de
autolimpeza por meio do princípio da tensão trativa.
Figura 01: Planta Topográfica do Bairro com Quarteirões com Laterais de 100 m
Dados: Os dados são os seguintes,
População Inicial: Pi = 2000 hab.; População Final: Pf = 3500 hab.;
Comprimento (projeção horizontal) do Trecho: L = 120 m;
Cota de Montante do Terreno: CTm = 101,00 m; Cota de Jusante do Terreno: CTj = 100,50 m;
Consumo de Água Efetivo Per Capita (qe) = 160 L / hab . dia;
Coeficiente de Retorno = 0,8; K1 = 1,2; K2 = 1,5;
Taxa de Infiltração Inicial : Ti = 0,15 L/s.Km; Taxa de Infiltração Final : Tf = 0,10 L/s.Km;
Extensão Inicial da Rede: Li = 2877 m; Extensão Final da Rede: Lf = 4050 m;
A ilustração genérica de um trecho da rede coletora é apresentada na Figura 02 a seguir.
99
98
97
96
95
Rio Morto
100
72
Figura 02: Ilustração Genérica de um Trecho de Rede
Resultados
Os resultados são os seguintes,
e) Vazão de Início de Plano (QDi): QDi = (K2 . Pi . qe . C) / 86400; QDi = 4,44 L/s;
f) Vazão de Final de Plano (QDf): QDf = (K1. K2 . Pf . qe . C) / 86400 ; QDf = 9,33 L/s;
g) Taxa de Contribuição Linear Inicial : TLi = ( QDi / Li) + Ti ; TLi = 0,0017 L/s/m;
h) Taxa de Contribuição Linear Final : TLf = ( QDf / Lf) + Tf ; Tlf = 0,0024 L/s/m;
e) Vazões no Trecho: QM, QT, QJ
Montante: QMi = 0,0 l/s ; QMf = 0,0 l/s;
Ao longo do trecho: QTi = TLi . Li = 0,204 L/s; QTf = TLf . Lf = 0,288 l/s;
Jusante: QJi = 0,204 L/s; QJf = 0,288 L/s;
Obs.: Conforme NBR 9649/1986 assumir Qmin = 1,5 l/s;
f) Declividade do Terreno (It): It = 0,0042 m/m;
g) Declividade da Tubulação (Itub): Itub = 0,0055 Qimax -0,47
, sendo Qi de jusante em L/s;
Itub = 0,0045 m/m;
Obs.: Qimax = QJi = 0,204 l/s < Qmin = 1,5 l/s; Logo assumiu-se Qimax = 1,5 l/s;
h) Diâmetro: D = [0,0463 . (Qfmáx / Io 0,5
)]0,375
, para Qfmax em m3/s e de jusante, D em m e Io, a qual a
declividade de assentamento da tubulação, sendo o maior valor entre It e Itub. Desta forma Io = 0,0045
m/m; D = 0,076 m; Logo, pela norma, D = 100 mm;
Obs.: Qfmáx = QJf = 0,288 l/s < Qmin = 1,5 l/s; Logo assumiu-se Qfmáx = 1,5 l/s;
i) Definição das lâminas: (y/D)i ; (y/D)f (Obter estes valores na Tabela de Manning)
(y/D)i ; Q/(Io)0,5
= 0,0015/(0,0045)0,5
= 0,022; (y/D)i = 0,450;
(y/D)f ; Q/(Io)0,5
= 0,0015/(0,0045)0,5
= 0,022; (y/D)f = 0,450;
j) Definição do Raio Hidráulico: RHi e RHf
RHi = β . D(m) ; para (y/D)i = 0,450 tem-se β = 0,234; logo, RHi = 0,0234 m;
RHf = β . D(m) ; para (y/D)f = 0,450 tem-se β = 0,234; logo, RHf = 0,0234 m;
Obs.: Os valores de β devem ser obtidos na tabela da página 73 da apostila.
k) Estimativa da Tensão Trativa (σ) : = . RHi . Io (kgf / m2)
sendo = 1000 kgf / m3, RHi = 0,0234 m;
σ = 0,105 kgf/m2 > min = 0,100 kgf / m
2, logo ocorre autolimpeza!
l) Estimativa das Velocidades: Vi e Vf
73
Para Q/(Io)0,5
há a razão V/(Io)0,5
conforme a Tabela de Manning. Assim,
Vi: Q/(Io)0,5
= 0,022 corresponde a V/(Io)0,5
= 6,28; Logo, Vi = 0,42 m/s;
Vf: Q/(Io)0,5
= 0,022 corresponde a V/(Io)0,5
= 6,28; Logo, Vf = 0,42 m/s;
m) Verificação das Velocidades Máxima e Mínima: Vmax e Vmin
Vmax = 5,0 m/s > Vf = 0,42 m/s ; Confere!
Vmin = 0,6 m/s > Vi = 0,42 m/s ; Não Confere! Todavia priorizar a verificação da tensão trativa.
n) Verificação da Velocidade Crítica: Vc
Vc = 6,0 (g . RHf)0,5
= 2,87 m/s > Vf = 0,42 m/s; Logo não há expansão da seção líquida.
3º AVALIAÇÃO DA CAPACIDADE SUPORTE DOS CORPOS HÍDRICOS E ESTIMATIVA DA
EFICIÊNCIA DO TRATAMENTO DE ESGOTO
Avaliar a capacidade suporte do Rio Socorro presente no Município Vale Verde ao receber esgoto
sanitário bruto gerado em sua área urbana. A avaliação desta capacidade deverá ser referenciada ao
definido pela Resolução 357 do CONAMA, considerando que o rio em questão está enquadrado como
Classe 03.
1 Dados Introdutórios
Os dados introdutórios sobre o Rio Socorro estão apresentados em suas características hidrológicas,
hidráulicas e de qualidade da água. Quanto as características hidrológicas e hidráulicas, para o ponto de
disposição do esgoto no Rio Socorro a sua vazão de estiagem QR é dada pela seguinte expressão de
Q10,7:
Q10,7 = C.XT.(A+B).Q’ , sendo,
C, A, B: parâmetros da equação; XT: constante função do período de retorno T; para
T=10. Portanto, para a região do Município Vale Verde, têm-se os seguintes dados e
conseqüentes resultados:
XT=X10=0,632 ; A=0,4089 ; B=0,0332 ; C=0,75 ; Q’ = 235,8 L/s
Q10,7 = 0,75 x 0,632 x (0,4089 + 0,0322) x 235,8 = 49,41 L./s
Logo, QR = Q10,7 = 49,41 L./s = 4269 m3/d = 0,0494 m³/s,
sendo QR a vazão de estiagem do Rio Socorro no ponto de lançamento do esgoto.
Para o ponto de lançamento de esgoto no rio cabe destaque igualmente as seguintes variáveis: V = 0,18
m/s ; H = 1,2 m,
Sendo,
V: Velocidade média do rio no ponto de lançamento em condições de estiagem;
H: Altura média da lâmina do rio no ponto de lançamento em condições de estiagem.
Demais dados respectivos a qualidade da água do Rio Socorro são os seguintes:
DBOR = 2,0 mg/L ; ODR = 8,2 mg/L ; TR = 12oC ;
CtermR = 1.101Cterm/100 ml; PR = 0,10 mg P/ L ; NR = 11,5 mg N/L
Sendo,
R: rio; DBO: Demanda bioquímica de oxigênio; OD: Oxigênio dissolvido; T: Temperatura; P: Fósforo
total; N: Nitrogênio amoniacal total; Cterm: Coliformes termotolerantes;
2 Estimativas para a Avaliação da Capacidade Suporte do Rio Socorro
2.1 Avaliação da Capacidade de Recuperação de OD do Rio
74
Esta avaliação será desenvolvida com base no Modelo Streeter Phelps o qual busca reproduzir o
comportamento do oxigênio dissolvido ao longo do rio, conforme a Figura 01:
Figura 01: Curva Referente ao Comportamento do Oxigênio Dissolvido
Desta forma, além do valor já estimado de DBO do esgoto bruto de 431,55 mg/L, conforme o exercício
Estimativas das Vazões de Projeto e das Cargas de Poluentes do Esgoto Sanitário, admitir que a OD
é de 0,5 mg/l e que K1 = 0,10/d. Isto posto, seguir a rotina de dimensionamento:
2.1.1 Equacionamento para Disposição do Esgoto Bruto
1º Aplicação da Equação da Mistura para determinar DBO, OD e T de mistura (M):
Var. = (Var.R . QR + VarES. Qf med) / ( QR + Qf med) ; Var. : mg/L ; Qf med: L/s
TM = (12ºC x 49,41 + 17ºC x 19,33) / (68,74) = 13,41ºC
DBOM = (2,0 x 49,41 + 431,55 x 19,33) / (68,74) = 122,79 mg/L
ODM = (8,2 x 49,41 + 0,5 x 19,33) / (68,74) = 6,03mg/L
2º Estimar Taxa de Desoxigenação K1 e de ReaeraçãoK2 :
K1 = K120 .( 1,047 T-20
) ; K2 = 2,2 . (V / H 1,33
) ; K1 e K2: (dia-1
) ; V: m/s; H: m
K1 = 0,10 (1,047 13,41 – 20
) = 0,0739 /d ;K2 = 2,2 (0,18 / 1,2 1,33
) = 0,31 /d
3º DBO Carbonácea Última no Ponto de Mistura(Lo):
DBOt = Lo(1-10-K.t
); DBOt e Lo: mg/L; Lo= DBO5 / (1–10 -5 x 0,07395
) = 214,32 mg/L
4º Déficit Inicial de OD (Do): Do = ODr – ODmist. ; Do = 8,2 – 6,03 = 2,17 mg/L
5º Tempo Crítico (tc):
tc = [(K2 – K1)-1
] . log { [ K2/K1] . [ 1 – [ Do (K2 - K1) / (K1. Lo) ] ]}
75
tc = [ (0,31 – 0,071)-1
] . log {[0,31/0,07].[1- [2,17 . (0,31-0,07)/0,07 . 214,32]}
tc = [ (4,17) ] . log {[4,43].[1- 0,034]} = 4,17 . log 3,46 = 2,63 d
6º Distância onde Ocorre o ODmin (Cc):
Cc = V . tc = 0,18 x 2,63 x 86400 = 40,93 km
7o Estimar ODmin:
ODmin = OD sat. – Dc
Dc = (K1/K2).Lo.(10 – K1.tc
); Dc = (0,0739/0,31) x 214,32 x (10-0,07 x 2,63
) = 33,44 mg/L
8o
ODc = 8,2 – 33,44= 0,00 mg/l; OD negativo significa sua ausência no rio!
2.1.2 Equacionamento para Disposição do Esgoto Tratado
Dado que a DBO do esgoto bruto é de 431,55 mg/L e admitindo que a eficiência de remoção de DBO do
tratamento concebido seja na ordem de 90 %, a DBO efluente é de 43,16 mg/l. Considerar também que a
OD é de 4,5 mg/l e que K1 = 0,10/d. Isto posto seguir a rotina de dimensionamento já apresentada, cujos
resultados são apresentados na sequência.
1º Aplicação da Equação da Mistura para determinar DBO, OD e T de mistura (M):
Var. = (Var.R . QR + VarES. Qf med) / ( QR + Qf med) ; Var. : mg/L ; Qf med: L/s
TM = 13,41ºC
DBOM = 13,57 mg/L
ODM = (8,2 x 49,41 + 4,5 x 19,33) / (68,74) = 7,16 mg/L
2º Estimar Taxa de Desoxigenação K1 e de Reaeração K2 :
K1 = K120 .( 1,047 T-20
); K2 = 2,2 . (V / H 1,33
);K1 e K2: (dia-1
) ; V: m/s ; H: m/s
K1 = 0,10 (1,047 13,41 – 20
) = 0,0739 /d
K2 = 2,2 (0,18 / 1,2 1,33
) = 0,31 /d
3º DBO Carbonácea Última no Ponto de Mistura(Lo):
DBOt = Lo (1-10-K.t
); DBOt e Lo: mg/L; Lo = DBO5 / (1–10 -5 x 0,07395
) = 23,69 mg/L
4º Déficit Inicial de OD (Do):
Do = ODr. – ODmist. ; Do = 8,2 – 7,16 = 1,04 mg/L
5º Tempo Crítico (tc):
tc = [(K2 – K1)-1
] . log { [ K2/K1] . [ 1 – [ Do (K2 - K1) / (K1. Lo) ] ]}
tc = [ (0,31 – 0,071)-1
] . log {[0,31/0,07].[1- [1,04 x (0,31-0,07)/0,07 . 23,69]}
tc = 2,36 d
6º Distância onde Ocorre o ODmin (Cc):
Cc = V . tc = 0,18 x 2,36 x 86400 = 36,70 km
7oEstimar ODmin:
ODmin= OD sat. – Dc; Dc = (K1 / K2). Lo . (10 – K1.tc
);
Dc = (0,07039/0,31) x 23,69 x (10-0,07 x 2,36
) = 3,78 mg/L
8º ODc = 8,2 – 3.78 = 4,42 mg/l
76
As ilustrações destas curvas estão apresentadas na Figura 02.
Figura 02: Curvas de Oxigênio Dissolvido para Cenários sem Tratamento e com Tratamento de
Esgoto
Logo, a configuração de tratamento de esgoto que promova 90,00 % de remoção de DBO será o
suficiente para manter o rio na Classe 03 da Resolução 357 do CONAMA pois ODc = 4,42 mg/l > ODC3
= 4,0 mg/l.
77
2.2 Avaliação da Capacidade de Suporte de Cargas de Fósforo e Nitrogênio no Rio
2.2.1 Critérios de Avaliação
Serão considerados os respectivos limites postos pela Resolução 357 do CONAMA para Classe 03 a
saber, PC3 ≤ 0,15 mg P /L e NC3 ≤ 13,3 mg N /L para pH ≤ 7,5.
2.2.2 Rotina de Equacionamento
2.2.2.1 Cargas de P e N afluentes ao Rio
Admitir as cargas de P e N do esgoto bruto já estimadas no exercício Estimativas das Vazões de Projeto
e das Cargas de Poluentes do Esgoto Sanitário para ponto de lançamento de esgoto.
2.2.2.2 Estimativa das Concentrações de P e N no Ponto de Lançamento do Esgoto Bruto
Considerando a situação do lançamento de esgoto sanitário bruto no rio, isto é, sem tratamento, e
aplicando a Equação das Misturas, estima-se as concentrações de P e N no ponto de mistura conforme
segue:
PM = (PR . QR + PES. Qfmed) / (QR + Qfmed) ; P : mg/L ; Qfmed: L/s,
PM = (0,10 . 49,41 + 17,40 . 19,33) / (49,41 + 19,33) = 4,96 mg P/L;
NM = (NR . QR + NES. Qfmed) / (QR + Qfmed) ; N : mg/L ; Qfmed: L/s,
NM = (11,5 . 49,41 + 40,62 . 19,33) / (49,41 + 19,33) = 19,69 mg N/L;
2.2.2.3 Estimativa das Eficiências de Tratamento do Esgoto Bruto para Remoção de P e N
Dados os limites da Resolução CONAMA 357 para P e N, Classe 03, e considerando que estes são
inferiores às concentrações estimadas no ponto de mistura quando do lançamento do esgoto bruto, as
respectivas eficiências de tratamento do esgoto sanitário são as seguintes:
PEST . 19,33 + 0,10 . 49,41 = 0,15 . 68,74 ; PEST = 0,28 mg/l
ERP (%) = PES – PEST / PES = (17,40 – 0,28) / 17,40 = 0,9839 = 98,39 %
NEST . 19,33 + 11,5 . 49,41 = 13,33 . 68,74
ERN (%) = NES – NEST / NES = (40,62 – 18,67) / 40,62 = 0,5404 = 54,04 %
Sendo PEST a concentração de fósforo total do esgoto tratado e NEST a concentração de nitrogênio
(amoniacal) do esgoto tratado.
Outra análise possível é o quanto deve ser reduzido de fósforo e nitrogênio no PONTO DE MISTURA,
quando do lançamento do esgoto bruto, diante dos dados os limites da Resolução CONAMA 357 Classe
03. Esta análise é apresentada a seguir:
ERP (%) = PES – PC3 / PES = (4,96 – 0,15) / 4,96 = 0,97 = 97,00 %
ERN (%) = NES – NC3 / NES = (19,69 – 13,133) / 19,69 = 0,32 = 32,00 %
2.3 Avaliação do Decaimento Bacteriano no Rio
2.3.1 Critérios de Avaliação
Serão considerados os respectivos limites postos pela Resolução 357 do CONAMA para Classe 03 a
saber, Cterm. ≤ 4000 Cterm / 100 ml.
2.3.2 Equacionamento
2.3.2.1 Equacionamento para Disposição do Esgoto Bruto
78
No ponto de mistura, a concentração de coliformes termotolerantes é dada pela equação das misturas,
conforme segue:
CtermM = (CtermR . QR + CtermES. Qfmed) / (QR + Qfmed);
CtermM e CtermR: NMP/100 ml ;Qfmed:L/s
CtermM = (1.101 x 49,41 + 7,15.10
6 x 19,33) / (49,41 + 19,33) = 2,1.10
6Cterm/100ml
Aplicando a Lei de Chick, dCterm/dt = - Kb . Cterm para o regime hidráulico tipo pistão, o qual pode ser
aplicado em rios, tem-se: Cterm = CtermM .e-Kb.t
, sendo,
Cterm: concentração de coliformes termotolerantes (Cterm/100ml);
CtermM: concentração de coliformes no ponto de mistura (Cterm/100ml);
Kb: coeficiente de decaimento bacteriano (d-1
);t: tempo (dias).
Corrigindo-se o coeficiente de decaimento bacteriano para a temperatura de mistura, obtem-se:
Kb20 = 1,0/d ; Kbt = Kb20 x 1,07(13,41 – 20)
= 0,64/d ;
Logo, construir a curva de decaimento bacteriano para o rio até o mesmo apresentar
concentração de coliformes termotolerantes igual ou menor aquela permitida para um
corpo hídrico Classe 03 da Resolução 357 do CONAMA, valor este de 4000
Cterm/100ml. Portanto, aplicando a Lei de Chick:
4.103 = 2,1 .10
6 .e
-0,64.t
ln(4.103 / 2,1.10
6) = ln e
-0,64.t;(e = 2,718281; loge (U
n) = n . logee ; ln = loge; ln e = 1,0)
- 6,26 = - 0,64t . ln e ; t = 9,78 dias.
Observar Figura 03 em Anexo.
2.3.2.2 Equacionamento para Disposição do Esgoto Tratado
Para que o limite Cterm ≤ 4000 Cterm / 100 ml posto pela Resolução 357 do CONAMA seja atendido, o
valor máximo de CtermES deve ser:
CtermES = CtermM . (QR + Qfmed) – CtermR . QR
Qfmed
CtermES = 4.103 . 68,74 – 1.10
1 . 49,41 = 1,42 . 10
4 Cterm/100 ml.
19,33
2.3.3 Estimativa da Eficiência de Tratamento do Esgoto Bruto para Remoção de Cterm.
Para finalizar, a partir da concentração de 4000 Cterm/100 ml deve ser definida a
eficiência necessária para o processo de desinfecção do esgoto.
ERCterm (%) = CtermES – Cterm C3 / Cterm ES
4º DIMENSIONAMENTO DE SISTEMA DESCENTRALIZADO DE TRATAMENTO DE
ESGOTO COM TANQUE SÉPTICO E COMPLEMENTARES
1 ENUNCIADO
No Município Vale Verde há previsão de construção de um conjunto habitacional que estará localizado
em uma região desprovida de sistema público e centralizado de esgotamento sanitário. Desta forma, para
este conjunto habitacional deve ser concebido um sistema descentralizado de esgotamento sanitário o qual
composto por rede coletora, tanque séptico com tratamento complementar e, por fim, de disposição final
adequada. Portanto, conceber e dimensionar alternativas de sistemas compostos por tanque séptico
79
seguido de tratamentos complementares para, posteriormente, propor e representar graficamente o sistema
considerado mais adequado.
2 DADOS
Considerar:
- 05 pessoas por residência na área a ser atendida;
- 40 residências a serem atendidas;
- Contribuição Per Capita de Esgoto (C): apesar da NBR 7229 apresentar este valor, conforme Tabela
01 da mesma, utilizar nesta aplicação seus próprios valores de qe e CR para definir a contribuição per
capita de esgoto.
- DBO do esgoto bruto = 260 mg/l
- P total do esgoto bruto = 10 mg/l
- N total do esgoto bruto = 40 mg/l
- Cterm. = 1 x 107 Cterm/100 ml
- Média do mês mais frio na região t = 12oC;
- Intervalo entre limpezas do tanque séptico é considerado de 01 ano;
- Terreno argiloso com baixa permeabilidade;
- Lençol freático com nível baixo;
- Não há limitação de área para a construção do sistema de tratamento.
3 RESOLUÇÃO
3.1 Dimensionamento da Fossa Séptica
3.1.1 Volume: V = 1000 + N (C .T + K . Lf)
V: volume útil, em litros;
N: número de pessoas ou unidades de contribuição;
C: contribuição per capita de esgoto, em L / pessoa .dia; (Tabela 01/NBR 7229);
T: tempo de detenção, em dias; (Tabela 02/NBR 7229)
K: taxa de acumulação do lodo digerido, em dias, equivalente ao tempo de acumulação
de lodo fresco; (Tabela 03/NBR 7229) Lf: contribuição do lodo fresco, em L / pessoa dia; (Tabela 01/NBR 7229).
C = 100 L/hab.dia, Tabela 01/NBR 7229;
Td = 12h, Tabela 02/NBR 7229;
Lf = 1,0, Tabela 01/NBR 7229;
k = 65, Tabela 03/NBR 7229
Contribuição diária: 200 x 100 = 20.000 L/dia = 20 m3/dia;
V = 24.000 L = 24 m³
3.1.2 Altura: A Altura h é função do volume útil V, conforme Tabela 04/NBR 7229.
Tabela 04/ NBR 7229 ; Profundidade útil de 1,80 a 2,80m
Adota-se h = 2,80 m e A = V/h ; A = 8,57 m²
3.1.3 Definição da Geometria e Número de Câmaras do Tanque Séptico (conforme NBR 7229): É adotado o tanque de câmara única dada a sua simplicidade construtiva quando comparado ao de câmara
dupla em série. E a forma adotada é a circular dado o fato que o tanque cilíndrico ocupa menor perímetro
que o tanque retangular, conforme será constatado no item seguinte.
3.1.4 Área e Largura ou Diâmetro (conforme NBR 7229): Área A = V / h (m2); Largura Mínima:
0,80 m; Compr. / Larg.:Máx. 4:1, Mín. 2:1; Diâmetro Mínimo: 1,10 m
Tanque Prismático: C x L = A = 8,57 ; C/L deve situar-se entre 2,0 a 4,0 conforme a NBR 7229. Adota-
se C/L = 4,0 ; 4L x L = 8,57 ; L = 1,46 m ; C = 5,87 m. Logo, o perímetro é 14,66 m.
Tanque Circular: Conforme a NBR 7229, D 2h ; Logo, A = 8,57 = x R² ; R = 1,65m ; D = 3,3 < 5,6
(2h) ; confere ! O perímetro é 2R = 10,37 m.
80
As tabelas supracitadas são apresentadas a seguir.
Tabela 1: Contribuição Diária de Esgoto (C) e de Lodo Fresco (Lf) por Tipo de Prédio e de
Ocupante
Prédio Unidade Contribuição, de esgotos (C) e
lodo fresco (Lf)
Ocupantes Permanentes:
- Residência
Padrão alto
Padrão médio
Padrão baixo
- Hotel
- Alojamento provisório
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
160
130
100
100
80
1
1
1
1
1
Ocupantes temporários
Fábrica em geral
Escritório
Edifícios públicos ou comerciais
Escolas e locais de longa permanência
Bares
Restaurantes e similares
Cinemas, teatros e locais de curta permanência
Sanitários públicos
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
pessoa
70
50
50
50
6
25
2
480
0,30
0,20
0,20
0,20
0,10
0,10
0,02
4,0
TABELA 2: Período de Detenção dos Despejos, por Faixa de Contribuição Diária
Contribuição diária (L) Tempo de detenção
Dias Horas
Até 1500 1,00 24
1501 - 3000 0,92 22
3001 – 4500 0,83 20
4501 – 6000 0,75 18
6001 – 7500 0,67 16
7501 – 9000 0,58 14
Mais que 9000 0,50 12
TABELA 3: Taxa de Acumulação Total de Lodo (K), em Dias, por Intervalo Entre Limpezas
e Temperatura do Mês Mais Frio
Intervalo entre limpezas (anos) Valores de K por faixa de temperatura ambiente (t), em °C
t 10 10 t 20 t > 20
1 94 65 57
2 134 105 97
3 174 145 137
4 214 185 177
5 254 225 217
TABELA 4: Profundidade h Útil Mínima e Máxima, por Faixa de Volume Útil
Volume útil (m³) Profundidade útil mínima (m) Profundidade útil máxima (m)
Até 6,0 1,20 2,20
6,0 – 10,0 1,50 2,50
Mais que 10,0 1,80 2,80
81
As dimensões dos tanques sépticos são apresentadas nas Figuras 01 a seguir.
Figura 01: Vistas lateral e em planta de tanque séptico
a 5 cm; b 5 cm ; c = 1/3 h; h = altura útil; h = altura interna útil
L = comprimento interno total; W = largura interna total ( 80 cm) ; Relação L/W: entre 2:1 e 4:1
3.2 Dimensionamento do Tratamento Complementar
Dado que o esgoto a ser tratado é efluente de um tanque séptico, observar as condicionantes a seguir por
tipo de tratamento complementar.
3.2.1 Sumidouro: Área de Absorção do Esgoto (A): A = ПR2 + 2ПR . h = Q / Cinf, sendo R, h e Q o
raio, a altura útil e a vazão afluente do sumidouro, respectivamente. O volume é o seguinte: Volume do
Sumidouro (V): V = ПR2 . h
Portanto, conforme a Tabela A a seguir, Cinf = 40 L/m².dia e para Qdiária = 20.000 L, obtém-se:
A = Q/Cf = 500 m²
h
82
TABELA A: Possíveis Faixas de Variação do Coeficiente de Infiltração
Faixa Constituição provável
dos solos
Coeficiente de
Infiltração (l/m²
dia)
1
Rochas, argilas compactas de cor branca, cinza ou preta,
variando a rochas alteradas e argilas medianamente
compactas de cor avermelhada.
Menor que 20
2
Argilas de cor amarela, vermelha ou marrom
medianamente compactas, variando a argilas pouco
siltosas e/ou arenosas.
20 a 40
3 Argilas arenosas e/ou siltosas, variando a areia
argilosa ou silte argiloso de cor amarela, vermelha
ou marrom.
40 a 60
4
Areia ou silte argiloso, ou solo arenoso com húmus e
turfas, variando a solos constituídos predominantemente
de areia e siltes.
60 a 90
5
Areia bem selecionada e limpa, variando até areia grossa
com cascalhos.
Maior que 90
Considerando a forma circular pelas razões já expostas para o tanque séptico:
D = 3,00 m e profundidade h = 2,80 m; A = área lateral + área do fundo;
A = 2 x x R x h + x R²; A = 2(1,5) . 2,8 + . (1,5)² ; A = 33,45m² ;
Número de Sumidouros: 500 / 33,45 = 15 sumidouros.
A Figura 02 apresenta os detalhes do sumidouro.
Figura 02: Detalhes do Sumidouro
3.2.2 Vala de Infiltração
Considerando o Cinf, tem-se: A = Q / Cinf ; A = C . L + 2 (C . H),
sendo C o comprimento, L a largura da vala e H a altura útil da vala. Considerar que a área A de
infiltração consta da área lateral (abaixo da tubulação de entrada) acrescida da área do fundo da vala.
Portanto, conforme a Tabela A já apresentada, Cinf = 40 L/m².dia e para Qdiária = 20.000 L, obtém-se:
A = Q/Cinf = 500 m².
83
Para A = C . L + 2 (C . H) e para L = 1,0 m e H = 0,5 m, obtém-se A = 2 . C. Logo, C = 250 m. Para um
comprimento por vala de 10 m, o número de valas é de 25 unidades. Observar a Figura 03 que detalha a
vala de infiltração.
Figura 03: Detalhamento da Vala de Infiltração
3.2.3 Vala de Filtração seguida de Caixa de Cloração
A Taxa de Aplicação TA é obtida pela seguinte equação: A = Q / TA ; C = A / L , sendo TA a taxa de
aplicação, C o comprimento e L a largura útil da vala. Admitir que a área de filtração é a área do fundo
da vala. O parâmetro TA é de 100 l/m².dia, conforme a NBR 13969, a qual específica para tratamento de
efluentes de tanques sépticos. Para Qdiária = 20.000 l/dia, obtém-se: A = Q/TA = 200 m²,
sendo A = C . L e para L = 1,0 m obtém-se C = 200 m. Para um comprimento por vala de 20 m, o número
de valas é de 10 unidades. A Figura 03 apresenta o esquema da seção transversal de uma vala de filtração.
Figura 03: Seção Transversal de uma Vala de Filtração
Na sequência estão previstas 02 caixas de cloração sendo que cada uma recebe o efluente de 05 valas de
filtração Desta forma, para a vazão de 20 m3/dia, que corresponde a aproximadamente 0,24 l/s, estimou-
se o volume de cada caixa além da quantidade de cloro a ser aplicada.
Especificamente quanto a quantidade de cloro, assumiu-se que a demanda de cloro é de 0,7 mg/l, que está
previsto o emprego de um composto com 30,0 % de cloro e que deve-se prever a manutenção de um
residual de 0,5 mg/l após a desinfecção. Desta forma o volume da caixa cloradora e a quantidade de cloro
a ser utilizada na desinfecção são estimados conforme segue.
A vazão a ser tratada, já estimada, é de 0,24 l/s = 14,4 l/min = 0,0144 m³/min. O volume V da caixa
cloradora, para um tempo de contato entre o cloro e esgoto em torno de 45 minutos, é o seguinte:
V = 14,4 l/min . 45 min = 648 l;
Como foi concebido que 01 caixa de cloração atende 05 valas de filtração, têm-se assim 02 caixas de
cloração com o volume de 320 l cada. Observar Figura 05.
84
Figura 05: Detalhe de 01 Caixa Cloradora
Para estimar a quantidade de cloro a ser aplicada contemplar as seguintes etapas:
1ª Estimativa da concentração do composto de cloro no esgoto
Estima-se incialmente a concentração do composto de cloro no esgoto (Concentração CP/es) por meio da
seguinte expressão:
Concentração CP/es = (Concentração Demanda de Cloro + Concentração Cloro Residual) mg/l
Massa de Cloro Ativo (g)
Massa do Composto (g)
ou,
Concentração Demanda de Cloro + Concentração Cloro Residual 30 % Composto (Cloro)
Concentração CP/es 100 % Composto
logo,
Concentração CP/es = (0,7 mg/litro + 0,5 mg/litro) = 4,0 g composto/m³ de esgoto,
0,3
sendo 1,0 mg/l = 1,0 g/m3.
Já a vazão mássica do composto QMCP/es a ser aplicada no esgoto é a seguinte:
QMCP/es = Qes x Concentração CP/es = 0,0144 m³/min x 4,0 g/m³ = 0,0576 g composto/min
2ª Preparo da solução desinfectante
Na sequência, para preparar a solução desinfectante à 2,0 % de composto, este deve ser diluído em água.
Por exemplo, para preparar 100 litros desta solução desinfectante faz-se necessário adicionar 2,0 kg do
composto a 98 litros de água. E para estimar a concentração do composto na solução (Concentração CP/s)
observar:
Concentração CP/s = 2000 g / 100 litros = 20 g/l
Ou seja, cada litro de solução desinfectante tem 20 g de composto.
Dado que o percentual de cloro ativo do composto é de 30 % conforme já enunciado, a concentração
efetiva de cloro na solução desinfectante (Concentração Cl/s) é a seguinte:
Concentração Cl/s = Concentração CP/s . % Cloro Ativo no Composto
Concentração Cl/s = 20 g/ l . 30 % = 6,0 g / l
Portanto, para a vazão mássica do composto QMcp de 0,0576 g/min, já calculada, a vazão da solução
desinfectante Qs a ser aplicada ao esgoto é dada pela seguinte formulação:
85
Qs = QMcp / Concentração Cls = 0,0576 g/min / 6,0 g / l = 0,0096 l / min.
Considerando que deverá ser preparado 20 litros de solução (Vs), esta será suficiente para garantir a
desinfecção do esgoto pela seguinte duração de tempo T:
T = Vs / Qs = 20 / 0,0096 l/min = 2083 min = 34 h.
Observações sobre produtos:
“Água sanitária é o produto da diluição em água do hipoclorito de sódio. A fórmula é NaClO. Produto
mineral resultante de produção industrial. É produzido a partir da reação de gás cloro misturado com
solução de hidróxido de sódio (soda cáustica). Sua concentração de cloro ativo situa-se na faixa de 15
%. A concentração da água sanitária varia de 2 a 2,5% de cloro ativo (20 a 25 g/l). Como as águas
sanitárias Super Candida e Q’Boa são comercializadas em embalagens de 1 litro (1.000 cm³) ou de 2
litros (2.000 cm³), a quantidade de cloro ativo em cada embalagem é de 20 g a 25 g (embalagem de 1
litro) ou de 40 g a 50 g (embalagem de 2 litros).”
https://www.tratamentodeagua.com.br/artigo/manual-das-aguas-sanitarias/
O CLOR IN “é uma linha de produtos que tem como princípio ativo o dicloro-s-triazinetione de sódio,
aprovado pela ANVISA, FIOCRUZ, Instituto Adolf Lutz, principais universidades brasileiras e diversas
organizações internacionais de saúde.” O CLOR IN Granulado é um “desinfetante de uso
exclusivamente profissional, derivado clorado orgânico, indicado para o tratamento microbicida de água
para fins industriais e consumo humano. Excelente alternativa para a desinfecção de águas de processo,
efluentes domésticos e industriais, viveiros, estábulos, canis, pocilgas e indústrias de um modo geral.
Suas características: São grânulos de coloração branca e odor característico de cloro. Teor de cloro
ativo: 55% p/p. Solubilidade de 25 g em 100 ml de água a 25 ºC. Dosagem recomendada: 20 g para
cada 10.000 litros de água. As embalagens são em sacos de 1 kg e bombonas plásticas de 50 kg.”
https://www.marconsultoria.com/clorin
3.2.4 Filtro Anaeróbio seguido de Wetlands
Conforme a NBR 13969, para a estimativa do volume do filtro anaeróbio observar:
Volume: V = 1,6 . N .C . T e Área: A = V/H, sendo:
V: volume útil, em litros;
N: número de pessoas ou unidades de contribuição;
C: contribuição per capita de esgoto, em l/pessoa.dia; (Tabela 01/ NBR 7229);
T: tempo de detenção, em dias; (Tabela 02/ NBR 7229);
H: altura útil, a qual admitida em 1,60 m conforme a NBR 13969.
Td = 0,5 dia ; C = 100 l / hab.dia ; N = 200 pessoas
V = 1,6 x N x C x Td ; V = 1,6 x 200 x 100 x 0,5 ; V = 16.000 l = 16,0 m³
A = 16/1,6 = 10,0 m² ; 10,0 m² = x R² ; D = 3,57 m
Observar a Figura 06.
86
Figura 06: Sistema Tanque Séptico seguido de Filtro Anaeróbio (NBR 13969)
Para o sistema de wetlands sequente as características adotadas são as seguintes:
. fluxo sub-superficial;
. escoamento em pistão;
. meio filtrante composto por brita;
. macrófita: Typha spp. (Taboa).
Para ilustração, observar a Figura 07 a seguir:
: Fluxo do esgoto
Figura 07: Perspectiva de um wetlands.
A área superficial (horizontal) do sistema wetlands é estimada pela seguinte equação:
87
sendo,
As = área superficial, m2;
Q = vazão de projeto, m3/d;
Ca = concentração afluente, neste caso de DBO, mg/l;
Ce = concentração efluente esperada, neste caso de DBO, mg/l;
K = coeficiente de remoção de DBO (1/d) para a temperatura do líquido, ºC;
Hliq = altura do liquido no interior do leito filtrante, m;
n = porosidade do meio filtrante, %.
Admitindo que o conjunto tanque séptico – filtro anaeróbio tenha eficiência de 65,00 % na remoção de
DBO, a DBO afluente Ca ao wetlands é de 260,00 x 0,35 = 91,00 mg/l. Como já apresentado, a DBO
efluente esperada Ce é de 50 mg/l.
Conforme CONLEY; DICK; LIOW (1991) apud SEZERINO et. al. (2015), o coeficiente K20 de remoção
de DBO para 20º C pode variar de 0,21 a 2,92/d. Portanto, conforme MELO & LINDNER (2013), é
adotado o valor de 1,1/d para 20º C. Para adequar a estimativa de K para outra temperatura, 12º C no
caso, utiliza-se a seguinte conversão:
K = K20 (1,07) (t – 20º C)
; K = 1,1 (1,07) (12 – 20º C)
= 0,64/d para 12o C.
Quanto à geometria SEZERINO et. al. (2015) observam que a altura H máxima do leito filtrante
registrada em pesquisas brasileiras é de 1,5 m. Já o valor da altura do líquido Hliq no meio filtrante deve
ser inferior ao H de maneira a evitar a presença deste líquido na superfície do mesmo. Assim, neste
dimensionamento serão adotadas as alturas H = 1,00 m para o leito filtrante e Hliq = 0,70 m, de acordo
com adaptação de MELO & LINDNER (2013). Já a porosidade n adotada para o meio filtrante de brita é
de 35 %, sendo a porosidade a relação entre o volume dos poros entre as britas e o volume total do meio
filtrante.
Desta forma, dadas às considerações anteriores, destacando a vazão estimada de 20 m3/d, a área
superficial é estimada em As = 76,38 m2. Para esta área e para a altura útil de Hliq = 0,70 m, o volume é
de 53,47 m3. Estimados a área e o volume, cumpre verificar o tempo de detenção, o qual dado pela
seguinte expressão:
Td = (n . V) / Q
Sendo,
Td: tempo de detenção, d; V: volume do meio filtrante, m3. Em decorrência, Td = 0,94 dias. SEZERINO
et. al. (2015) registram que os valores de Td variam entre 0,5 e 12,3 dias, conforme levantamento em
estudos nacionais.
Supondo 02 wetlands em paralelo, cumpre definir geometria de cada unidade. Os autores da Costa et al.
(2013), apud SEZERINO et. al. (2015), adotaram a relação de forma Comprimento (C) / Largura (L) C /
L igual a 8,0, em seu estudo. Não obstante, MELO & LINDNER (2013) utilizaram C/L = 3,0. O
importante, ressalta-se, é garantir o fluxo em pistão. Assim, neste estudo C/L é admitido igual a 4,0.
Logo, sendo em cada wetlands a área A1 = As / 2 , tem-se:
A1 = C . L = 38,19 m2 ; C / L = 4,0. Resolvendo, C = 12,36 m; L = 3,09 m;
3.2.5 Filtro Biológico Aeróbio (FB) e Decantador Secundário (DS) seguido de Filtro Lento de Areia
Nesta concepção o filtro biológico com decantador é considerado o tratamento secundário. Portanto, para
dimensionar o filtro biológico é usual trabalhar com o parâmetro Taxa de Aplicação Hidráulica (TAH),
taxa esta que pode ser baixa, média ou alta. Os filtros de baixa taxa apresentam TAH de 1,0 a 4,0
m3/m
2.dia, os de média taxa apresentam TAH de 4,0 a 10,0 m
3/m
2.dia, enquanto aqueles de alta taxa
apresentam valores de 10 a 60 m3/m
2.dia. Neste dimensionamento será admitida uma TAH alta na ordem
de 35 m3/m
2.dia. Já a altura do filtro (H) é admitida de 1,5 m. Isto posto, segue o dimensionamento:
a) Área da seção transversal do FB: Área A = Q / TAH, sendo A a área da seção transversal do filtro
biológico.
A = 20 m³/dia = 0,57 m2
35 m³/m².dia
88
b) Volume V e Diâmetro D do FB: Para a área de 0,57 m2, V = 0,86 m
3 e D = 0,85 m;
c) Verificação do desempenho do FB em termos de Carga Orgânica Volumétrica (COV) de DBO:
Admitindo que o tanque séptico apresente 50 % de eficiência de remoção de DBO, logo a DBO do
esgoto tratado pelo mesmo é na ordem de 130 mg/L. Desta forma,
COV = Q (m³/dia) x DBO (mg/L) = 20 x 130 = 3,02 kg. DBO !!!
(1000 x V ) 1000 x 0,86 m³.dia
A faixa recomenda é de 0,6 a 1,8 kg DBO /m³.dia e o valor obtido ultrapassa o limite superior da
mesma indicando que o FB trabalhará com sobrecarga. Faz-se necessário rever a TAH adotada.
Portanto, alterando a TAH para 10 m3/m
2.dia, obtém-se:
A = 2,0 m2 ; V = 3,0 m
3, D = 1,59 m e COV = 0,87 kg DBO /m³.dia. Ok!
A Figura 08 apresenta detalhes do filtro biológico.
Figura 08: Corte do Filtro Biológico
d) Área do Decantador Secundário: ADS
TES = Q/ADS, sendo TES a Taxa de Escoamento Superficial e ADS a área do decantador secundário. O
valor de TES encontra-se na faixa de 16 a 24 m3/m
2.dia, para vazão média de esgoto. Portanto, a área é
ADS = 20 / 16 = 1,25 m² e o diâmetro D = 1,26. M
A Figura 09 apresenta uma configuração apresentando o decantador secundário na sequência do filtro
biológico. Cabe destacar que nesta configuração o decantador primário é o próprio tanque séptico. Outro
ponto a ser destacado é o volume de lodo gerado pelo filtro biológico, o qual significativo na operação e
manutenção do mesmo. Assim, a geração de lodo deve ser considerada na escolha do sistema de
tratamento.
Figura 09: Configuração Tanque Séptico (Decantador Primário), Filtro Biológico e Decantador
Secundário
e) Filtro Lento de Areia para a Desinfecção:
Considerando a Taxa de Filtração TF = Q / A e adotando um valor de TF = 1,7 m³/m².dia para a mesma, à
área A da seção transversal do filtro estima-se,
89
A = 20,0 = 11,76 m²
1,7
O diâmetro do filtro é estimado em D = 3,87 m. Para a altura útil H de 1,50 m, conforme Figura 10, m o
volume é de 17,6 m3. Tal figura apresenta a vista em corte do filtro lento de areia a ser instalado após um
decantador secundário.
Figura 10: Decantador Secundário e Filtro Lento de Areia
4 PROPOSIÇÃO DO SISTEMA
Propor o sistema considerado mais adequado com base em critérios diversos como a área necessária para
instalação, as eficiências de remoção dos parâmetros, os custos de implantação, operação e manutenção, a
contribuição estética para o ambiente urbano, dentre outros entendi
5º DIMENSIONAMENTO DE SISTEMA CENTRALIZADO DE ESGOTAMENTO SANITÁRIO
ENUNCIADO
No Município Vale Verde há previsão de construção de um sistema público e centralizado de
esgotamento sanitário para o qual já concebido uma rede coletora. É necessário neste momento definir
qual será o sistema de tratamento de esgoto e, por fim, a disposição final adequada. Portanto, conceber e
dimensionar alternativas de sistemas de tratamento de esgoto para, posteriormente, propor e representar
graficamente o sistema considerado mais adequado.
DADOS
Os dados introdutórios necessários já foram assumidos e estimados anteriormente, os quais seguem
reproduzidos:
Qeb (Qfmed) = 19,33 l/s;
Qmin (média de início de plano, Qimed) = 15,92 l/s;
Qimax (máxima de início de plano) = 20,88 l/s.
DIMENSIONAMENTO
Isto posto, na sequência é apresentado o dimensionamento do tratamento preliminar, do sistema de
bombeamento e de configurações alternativas de sistema de tratamento.
decantador Secundário
esgoto tratado
90
1 Gradeamento
Será admitida a instalação de uma grade média a qual será dimensionada para a vazão máxima de início
de plano (Qimax). Para tal grade, portanto, será considerado o espaço (e) entre barras igual a 2,5 cm e a
espessura (a) da barra igual a 1,0 cm, cuja limpeza será manual. Observar a figura seguinte:
Dadas estas condicionantes, a etapa seguinte é estimar a área livre Alg entre as aberturas da grade
conforme a seguinte equação:
Alg = Qmax / Vg = 0,0278 m2
sendo Vg a velocidade admitida na grade limpa e na ordem de 0,75 m/s.
A partir da estimativa da Alg é necessário estimar a lagura livre total Blg entre as aberturas da grade,
conforme segue:
Blg = Alg / Hg = 0,1392 m ≈ 14,00 cm
sendo Hg a altura da lâmina de água na grade, a qual adotada igual a 0, 20 m.
O próximo passo é estimar o número de espaços Ne entre as grades observando a seguinte equação:
Ne = Blg / e = 5,6 ≈ 6 espaços
Já o número de barras Nb é igual a Ne - 1. Logo, Nb = 5 barras
Enfim, a largura Bc do canal no qual a grade está adaptada pode ser estimada.
Bc = Ne . e + Nb . a = 20 cm
2 Caixa de Areia
2.1 Dados Específicos
Foram admitidas as seguintes condicionantes:
Número de caixas de areia (nc) = 2 caixas de areia em paralelo;
Largura de 01 caixa de areia (L) = 0,4 m;
Velocidade máxima (Vmax) = 0,3 m/s.
A figura a seguir ilustra uma caixa de areia.
91
2.2 Dimensionamento
Para a estimativa das dimensões de uma caixa de areia incialmente pode ser aplicada a seguinte
expressão:
TES = Qeb / (nc . C . L);
sendo TES a taxa de escoamento superficial e C o comprimento de uma caixa de areia. O valor de TES
pode ser adotado entre 600 a 1.300 m3/m
2/dia. Nesta aplicação, sendo TES = 1000 m
3/m
2/dia, obtém-se:
C = Qeb / (nc .TES . L) = 2,09 m
Para a definição da altura H da lâmina de esgoto na caixa de areia aplica-se a equação da continuidade,
conforme segue:
QEB/nc = VH . Av = VH . L . H sendo AV a área da seção transversal ao escoamento.
Logo, H = Qeb / (2 . 0,3 . 0,4) = 0,0806 m = 8,06 cm.
Todavia, por questões construtivas, adota-se H = 10,00 cm.
Para fins de verificação deve ser observada a faixa C = 22,5 H a 25,0 H, a qual redunda no intervalo C =
2,25 a 2,5 m. Como pode ser observado, o valor de C encontrado não atende. Recomenda-se reduzir
TES e reiniciar a estimativa.
3 Estação Elevatória
3.1 Dados da Estação Elevatória
Vazões: Qeb (Qfmed) = 19,33 l/s ; Qmin (Qimed) = 15,92 l/s;
Qimax (máxima de início de plano) = 20,88 l/s;
Cota do Eixo da Bomba: CEB = 6,5 m;
Níveis do Poço de Sucção: Nmin = 2,5 m; Nmax = 3,5 m;
Níveis da Unidade de Tratamento: Nmin = 10,0 m ; Nmax = 15,5 m;
Comprimento da Tubulação de Recalque: Lr = 100 m;
Comprimento da Tubulação de Sucção: Ls = 5,5 m.
3.2 Resolução
3.2.1 Número de Bombas (NB)
O NB é dado pela seguinte expressão: NB = n + r
sendo n o número de bombas em operação normal (simultânea) e r o número de bombas reservas.
92
3.2.2 Volumes do Poço de Sucção
Para a estimativa destes volumes, as variáveis de dimensionamento são:
Qeb (Qfmed) = 19,33 l/s;
Qmin (Qimed) = 15,92 l/s;
Qimax (início de plano) = 20,88 l/s;
Qb (vazão nominal da bomba) = 20 l/s;
TI (tempo de intermitência de acionamento de 01 bomba) = 10 min.;
TD (tempo de detenção de esgoto no poço de sucção) = 30 min.;
A vazão Qeb é a vazão afluente ao poço de sucção e varia com o tempo enquanto a vazão Qb é aquela
aduzida pela bomba em sua capacidade plena e é constante ao longo do tempo. É importante destacar que
Qb deve ser maior que Qeb para que o esgoto não transborde o poço.
O TI é o tempo de intermitência é o tempo entre duas partidas sucessivas de uma bomba, tempo este
composto pelo tempo de funcionamento TF e o tempo de parada TP, ou seja: TI = TF + TP sendo,
O TF é o tempo de funcionamento da bomba, ou seja, o tempo de esvaziamento do volume útil do poço
de sucção, volume este limitado pelos seus níveis máximo e mínimo. O TP é o tempo de parada da bomba
para que ocorra o preenchimento do volume útil, isto é, para que o nível de esgoto atinja o nível máximo
no poço de sucção.
Dado isto, o objetivo é estimar o volume mínimo (Ɣmin) do poço de sucção o qual é estimado pela
seguinte equação: Ɣmin = TImin . Qb / 4
sendo TImin o mínimo tempo de intermitência possível, para o qual recomenda-se 10 min. Considerando
a equação anterior, obtém-se para Ɣmin:
Ɣmin = (10 min . 60 s . 20,00 l/s) / (4 . 1000) = 3,0 m3
Já o TD consta do tempo máximo que o esgoto pode ficar detido no poço de sucção de maneira a evitar
deposição excessiva de sólidos e as decorrentes septicidade e geração de odores. O TD máximo admitido
nas estimativas é de 30 minutos, conforme a NBR 12208. Mendonça (2016) recomenda 20 min para TD.
Neste sentido, admitido o TD é possível estimar o volume máximo (Ɣmax) do poço de sucção, cuja a
equação é a seguinte:
Ɣmax = TD . Qmin = (15 min . 60 s . 15,92 l/s) / 1000 = 14,3 m3;
Neste exemplo foi admitido TD = 10 min. Observar que o Ɣmax é locado entre o nível médio, dentre
aqueles máximo e mínimo, e a base do poço de sucção. A vazão Qmin, por sua vez, é utilizada nesta
equação pois conduz a um maior tempo de detenção. Desta forma, considerar que a Qmin seja a vazão
média de início de plano (Qimed).
Enfim, sobre o motor elétrico que aciona a bomba, cabe uma observação adicional. O tempo mínimo
entre duas partidas consecutivas de um motor deve ser de 06 minutos, ou seja, tal motor pode sofrer no
máximo 10 partidas por hora. Este procedimento é importante no intuito de evitar o sobreaquecimento do
motor.
3.2.3 Estimativa dos Diâmetros das Tubulações
Alguns autores utilizam a equação de Bresse para a estimativa do diâmetro de recalque Dr, qual seja:
Dr = K . (Qeb)0,5
Sendo D em m e Qeb em m3/s. Admitindo K = 1,2, logo, Dr = 0,1668 m = 166,84 mm ≈ 200 mm
O diâmetro de sucção é usualmente adotado como 01 diâmetro comercial ao de recalque. Logo, Ds = 250
mm. Estimado o Dr faz-se necessário verificar a velocidade de recalque de acordo com a recomendação
da NBR 12208 cuja faixa recomendada é 0,60 m/s < Vr < 3,0 m/s. Aplicando a equação da continuidade,
93
obtém-se Vr = 0,62 m/s. No entanto, conforme Crespo (2001), a equação de Bresse normalmente
utilizada para o dimensionamento de elevatórias de água “limpa” não é recomendável para o
dimensionamento de tubulações de recalque de esgoto dadas suas impurezas. Além disto, cabe adicionar,
a equação de Bresse é recomendada para aduções contínuas e não aduções intermitentes, que é o caso das
elevatórias de esgoto. Portanto, Crespo (2001) pondera que o usual para este dimensionamento é
considerar as faixas recomendáveis de velocidade, conforme tabela a seguir:
Trechos das Tubulações Faixas de Velocidades V (m/s)
Sucção 0,6 – 0,8
Recalque Curto 2,0 – 2,5
Recalque Intermediário 1,0 – 2,0
Recalque Longo 0,6 – 1,0
Assim, com base nas faixas de velocidade apresentadas, é possível estimar os diâmetros dos trechos das
tubulações. A equação utilizada é a da continuidade, cujos resultados são os seguintes:
Trecho Qeb (m3/s) V (m/s) D (mm)
Sucção 0,01933 0,7 187,51 ≈ 200
Recalque 0,01933 1,5 128,09 ≈ 150
Neste trabalho serão admitidas as considerações de Crespo (2001) dadas as justificativas apresentadas. E,
não obstante, as velocidades estimadas para o recalque e para a sucção atendem a NBR 12208.
3.2.4 Altura Manométrica
Nesta aplicação será utilizada a Equação de Hazem-Williams dada sua maior praticidade e aceitável
precisão para o porte de diâmetros em questão. Serão estimadas, portanto, as perdas de carga contínuas e
localizadas para posteriormente definir a altura manométrica total do sistema elevatório.
Tubulação de Recalque
Perda de Carga Unitária:
J = [Q/(0,279 x C x D2,63
)](1/0,54)
; J = [0,01933/(0,279 x 130 x 0,1502,63
)]1,85
; J = 0,00898 mca/m
Perda de Carga Contínua: hpC = J x L ; hpC = 0,00898 x 100 ; hpC = 0, 90 m
Perda de Carga Localizada: hpL = 10 x V²/(2 x g) ; hpL = 10 x 1,5²/(2 x 9,81) ; hpL = 1,15 m
Perda de Carga Total: hpT = hpC + hpL ; hpT = 0,90 + 1,15 ; hpT = 2,05 m
Altura Manométrica: HMANr = hg + hpT ; HMAN = 9,00 + 2,05 ; HMAN = 11,05 m
Tubulação de Sucção
Perda de Carga Unitária:
J = [Q/(0,279 x C x D2,63
)](1/0,54)
; J = [0,01933/(0,279 x 130 x 0,2002,63
)]1,85
; J = 0,0022 mca/m
Perda de Carga Contínua: hpC = J x L ; hpC = 0,0022 x 5,5 ; hpC = 0,012 m
Perda de Carga Localizada: hpL = 10 x V²/(2 x g) ; hpL = 10 x 0,7²/(2 x 9,81) ; hpL = 0,25 m
Perda de Carga Total: hpT = hpC + hpL ; hpT = 0,012 + 0,25 ; hpT = 0,26 m
Altura Manométrica: HMANs = hg + hpT ; HMAN = 4,0 + 0,26 ; HMAN = 4,26 m
Conjunto Recalque-Sucção
Altura Manométrica Total: HMAN,T = HMANr + HMANs ; HMANt = 11,05 + 4,26; HMANt = 15,31 m
3.2.5 Especificação do Conjunto Motobomba
Especificação da Bomba e Verificações Complementares: Os dados são Qeb= 19,33 l/s e HMANt = 15,31
mca. Com estes dados procede-se a especificação da bomba centrífuga pela observação das curvas das
mesmas apresentadas pelos fabricantes e pela curva do sistema elaborada pelo projetista. Logo, por estas
curvas especificar as respectivas marca, potência, vazão, altura manométrica e potência.
94
Curva
Luva
Curva
Válvula de
Retenção
Válvula de Pé
de Crivo
Eixo da
Bomba
bomba
Poço de
Sucção
Eixo da
Válvula
da válvula
Registro de
Válvula
H
D ETE
Eixo da ETE
Curva
95
4 Configurações e Dimensionamento dos Sistemas Primário, Secundário e
Terciário de Tratamento de Esgoto
Configuração A: Preliminar, Lagoa Anaeróbia, Lagoa Facultativa e Lagoa de
Maturação
1 Dados Gerais:
QEB = 19,33 L/s = 1670,4 m³/dia;
DBO/EB = 431,55 mg/L ; OD/EB = 0,5 mg/L ;
TEB = 120C ;
K1 = 0,10 / dia (p/ 200C).
2 Dimensionamento de uma Lagoa Anaeróbia
2.1 Dados Específicos
QEB = 1670,4 m³/dia; DQO/EB = 863,10 mg/L ; DBO/EB = 431,55 mg/L
2.2 Rotina de Dimensionamento
a) Admitir que a eficiência na remoção da DBO para as lagoas anaeróbias seja até 50% para
temperaturas inferiores a 20o C até 60% para temperaturas superiores a 20
o C. Logo, a Concentração
de DBO efluente é função da equação:
E = (DBO/EB – DBOefl) / (DBO/EB) , para E = 50 %
b) CODBO afluente: CODBO/EB = DBO/EB(mg/L).QEB(m3/dia)/1000 = = 720,86 kg DBO/dia
c) Adoção da Taxa de Aplicação Volumétrica (Lv): Lv = 0,1 kg DBO/m3.dia
Obs: Usualmente adota-se Lv entre 0,1 kg DBO/m3.dia e 0,3 kg DBO/m
3.dia.
d) Estimativa do Volume Requerido: V = CODBO / Lv = 7208,6 m3
e) Verificação do Tempo de Detenção: Td = V / Q = 4,32 dias
Verificação: Td deve estar entre 03 a 06 dias
f) Estimativa da Área Requerida: A = V / H = 1802,15 m2 para H = 4,0 m.
Obs: Usualmente adota-se H entre 4 à 5 m.
g) Dimensões da Área Total Necessária: Supondo 02 lagoas em paralelo, sendo a relação Comprimento
(C) / Largura (L) = 1,0, em cada lagoa tem-se a área A1.
Logo: A1 = A / 2 ; A1 = C . L ; C / L = 1,0
Resolvendo, C = 30 m ; L = 30 m
96
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 ;
3 Dimensionamento de uma Lagoa Facultativa
3.1 Dados Específicos: QE = 1670,4 m³/dia; DBO = 215,78 mg/l
3.2 Rotina de Dimensionamento
a) DBO Afluente: Tendo o tratamento anterior uma eficiência de 50 %, logo a DBO remanescente a ser
tratada pela lagoa facultativa é de 215,78 mg/l. Todavia, considerando que a eficiência na remoção da
DBO para as lagoas facultativas seja na ordem de 80 %, verificar se esta lagoa atenderá o esperado,
onde a DBO efluente deverá ser igual 43,76 mg / l, conforme capacidade de autodepuração do rio.
b) Carga orgânica afluente: CODBO = DBO (mg/L) . Q (m3/dia) / 1000 = 360,43 kg DBO/dia
c) Carga orgânica superficial aplicada (COSa)
. COSa = CODBO / A
. COSa = 285,71 . H. 1,085T-35
= 87,51 kg DBO / ha . dia
- Valores de H: 1,5 a 3,0m
- Valores de T : Média do mês mais frio: 12 – 14 C
- Adotar: H = 2,0m e T = 12C
- Obs: Existe uma série de valores e equações sugeridos para COSa .
d) Área mínima para tratamento (área líquida): A = CODBO / COSa = 4,12 ha;
e) Volume: V = A x H ; Como 1,0 ha = 10000 m2, então: V = 82.372 m
3;
f) Verificação do Tempo de Detenção: Td = V / Q = 49,31dias
Verificação: Td deve estar entre 15 a 45 dias;
g) Dimensões: Supondo 02 lagoas em paralelo, sendo a relação Comprimento (C) / Largura (L) = 2,5
,em cada lagoa tem-se a área A1. Logo: A1 = A / 2 ; A1 = C . L; C / L = 2,5. Resolvendo, C =
226,94 m; L = 90,77 m;
h) Área Total Necessária: A área total AT necessária é a área líquida somada à área de influência e de
taludes. Assim sendo, usualmente estima-se que AT seja de 25 á 33 % superior a área líquida. Logo,
AT = 1,33 . A = 5,48 ha.
i) DBO Efluente: DBO = 43,16 mg/l para 80,00% de eficiência de remoção de DBO na lagoa
facultativa.
4 Dimensionamento de um sistema de Lagoa de Maturação
4.1 Dados Específicos
QE =1670,4 m³/dia; DBO = 43,16 mg/l para 80,00% de eficiência de remoção de DBO na lagoa
facultativa.
Tempo de detenção (Td) de 12 dias; Altura (H) = 1,0 m;
4.2 Rotina de Dimensionamento
a) Volume V: Cálculo do Volume: TdQV ; V = 20045 m3;
b) Área Horizontal A: Considerando-se a altura, temos a área A = 20045 m2
c) Coeficiente de Decaimento Bacteriano Kb: Para estimar o Coeficiente de Decaimento Bacteriano Kb,
tem-se a seguinte equação:
97
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
d) Parâmetro kb . Td e dimensões da lagoa
No entanto, para se definir as dimensões da lagoa, é necessário estimar o produto Coeficiente de
Decaimento Bacteriano x Tempo de Detenção. Para o Td adotado e para o Kbt estimado, encontra-se Kbt
x Td = 2,83. Para uma eficiência de remoção de coliformes Ec = 90,00%, teremos uma relação
comprimento / largura (C/L) 4,0 Logo, A = C . L = 20045 m² ; L = 70,79 m ; C = 283,16 m;
e) Área Total da Lagoa AT:
A área total AT necessária é a área líquida somada à área de influência e de taludes. Assim sendo,
usualmente estima-se que AT seja de 25 á 33 % superior a área líquida. Logo, AT = 1,33 . A = 26.660 m2.
f) Volume de lodo VL:
O volume de lodo gerado a ser tratado para o conjunto lagoa anaeróbia, facultativa e maturação, conforme
Sperling, 2005, é de 55 a 160 l/hab/ano (Sperling, 1998). Para o último ano (para 14.400 hab) é estimado:
VL = 0,1 m3/hab.ano x 14.400 hab = 1440 m
3/ano.
5 Esboçar a configuração do sistema em planta.
Configuração B: DAFA, Filtro Biológico com Decantador Secundário e Disposição Superficial no
Solo
1 Dados Gerais:
QEB = 19,33 L/s = 1670,4 m³/dia ; DBO/EB = 431,55 mg/L ; OD/EB = 0,5 mg/L ; TEB = 120C; K1 =
0,10 / dia (p/ 200C)
2 Dimensionamento de um Digestor Anaeróbio de Fluxo Ascendente (DAFA)
2.1 Dados Específicos: QEB = 1670,4 m³/dia, QEB máx. = 30 l/s = 2592,00 m3/dia para K1=1,2 e
K2=1,5. DBO/EB = 431,55 mg / L; DQO/EB = 863,10 mg/l
98
A ilustração de um DAFA consta na Figura 01.
Figura 01: Representação de um Digestor Anaeróbio de Leito Fluidizado
2.2 Rotina de Equacionamento
a) Carga Orgânica de DQO = QEB(m3/dia).DQO/EB(mg/L)/1000 = 1441.72 kgDQO/d
b) Arbítrio do Tempo de Detenção (Td) : Td = 0,42 dias = 10 horas
Temperatura do
Esgoto (ºC)
Tempo de Detenção Hidráulica
Média Diária Para Duração de Qmáx. de 4 a 6h
16-19 > 10 - 14 > 7 - 9
20-26 > 6 - 9 > 4 - 6
>26 > 6 > 4
Fonte:CHERNICHARO, 1997.
c) Volume do Reator Biológico (V): V = QEB . Td = 702 m3
d) Adoção da Altura do Reator ( H ) : H = 5,0 m; (Faixa Usual: 3,0 à 6,0 m)
e) Área do Reator Biológico: A = V / H = 140 m2
f) Diâmetro do Reator: A = ПD2 / 4 ;
D = 13,37 m 13,50 m; Para D = 13,5 m, Ac = 143 m², Vc = 715 m³, Td = 0,43 h.
Obs: arredondar D, calcular nova área (corrigida), novo volume (corrigido) e Td (corrigido).
g) Verificação da Carga Orgânica Volumétrica de DQO (COV):
É a quantidade de matéria orgânica aplicada diariamente ao reator, por unidade de volume do mesmo.
Observar que a carga orgânica volumétrica não é um parâmetro restritivo de projeto dada a natureza do
esgoto doméstico, o qual usualmente apresenta reduzida carga orgânica quando comparado a certos
efluentes industriais. Normalmente, a COV de DQO é inferior a 3,0 Kg DQO / m3. dia.
COV = QEB (m3/dia) . DQO/EB (mg / L ) / V (m
3) . 1000 = 2,06 Kg DQO / m
3 . dia Faixa Aceitável :
5,0 – 15,0 Kg DQO / m3 dia (NUVOLARI, 2003)
h) Verificação das Velocidades: Vméd= QEB / A = 0,5 m/h;
Vmáx = QEBmáx / A = 0,77 m/h ;
99
Vazão Afluente Velocidade Superficial (m/h)
Vazão Média 0,5 - 0,7
Vazão Máxima 0,9 - 1,1
Picos Temporários < 1,5
(*) Picos de vazão com duração entre 2 e 4 horas
Fonte: CHERNICHARO, 1997.
Caso as velocidades não verificarem, adota-se novo Td para então se fazer um novo dimensionamento.
i) Estimativa da Eficiência E de Remoção da DQO e DBO:
EDQO = 100 (1 – 0,68 . Td -0,35
) = 70,00 % ; EDBO = 100 ( 1 – 0,70 . Td -0,50
) = 78,21 %
m) Estimativa das Concentrações de DQO e DBO efluentes:
DQOEFL = DQO/EB – ( EDQO . DQO) / 100 ; DQOEFL = 258,93 mg/L
DBOEFL = DBO/EB – ( EDBO . DBO) / 100 ; DBOEFL = 94,03 mg/L
n) Volume de Lodo a ser Tratado (Sperling, 1998) no último ano (para 14.400 hab):
VL = 0,15 m3/hab.ano x 14.400 hab = 2160 m
3/ano.
3 Filtro Biológico
3.1 Dados Específicos:
Considere o filtro biológico sendo um tratamento secundário e trabalhe com uma TAH igual a 35
m3/m
2.dia e uma altura de 1,8 m. Dimensione também o decantador secundário. Os dados são: QE =
19,33 L/s = 1670,4 m³/dia; DQO = 258,93 mg/l ; DBO = 94,03 mg/L; A Figura 02 apresenta do detalhe
do filtro biológico.
Figura 02: Corte do Filtro Biológico
3.2 Rotina de Dimensionamento
3.2.1 Filtro Biológico
a) Área A = Q / TAH, sendo A a área da seção transversal do filtro biológico.
A = QE / TAH = 47,72 m² 48,00 m² para TAH = 35,00 m3/m
2/dia
b) Diâmetro: D = 7,82 m 8,00 m
c) Volume Útil = Vu = A . h ; Vu = 48.1,8 = 86,40 m3
100
d) Verificar a COV de DBO.
COVDBO = CDBO / Vu = (94,03.1670,4/1000)/86,40; COVDBO = 1,82 kgDBO/m³.dia
Faixa : 0,6 a 1,80 kgDBO/m³.dia COVDBO
e) Volume de Lodo a ser Tratado (Sperling, 1998) no último ano (para 14.400 hab):
VL = 1,3 m3/hab.ano x 14.400 hab = 18720 m
3.
3.2.2 Decantador Secundário
A representação de um decantador secundário é apresentado na Figura 03.
Figura 03: Decantador Secundário
A rotina de dimensionamento é apresentada na sequência.
a) Área: TES = Q / ADS , sendo TES a Taxa de Escoamento Superficial e ADS a área do decantador
secundário. O valor de TES encontra-se na faixa de 16 a 24 m3/m
2.dia, para vazão média de esgoto.
b) Estime a área e o diâmetro do decantador secundário: ADS = 1670,4 / 20 = 83,52 m²; D = 10,31 m
c) DBO Efluente: DBOefl = 14,10 mg/l para eficiência de remoção de DBO de 85% no
Filtro Biológico.
4 Dimensionamento de um sistema de disposição superficial
4.1 Dados Específicos
QE = 1670,4 m³/dia; QEB máx= 2592,00 m3/dia
DBO = 14,10 mg/l para eficiência de remoção de DBO de 85% no Filtro Biológico.
qL (taxa de aplicação linear) = 0,40 m³/h.mlargura
Dt (período de aplicação) = 8,0 horas/dia
L (comprimento da rampa) = 100,00 m
f ( frequência de aplicação) = 5,0 dias/semana
101
Observar a Figura 04.
Figura 04: Disposição Superficial de Esgoto
4.2 Rotina de Dimensionamento
A = QE . L / (qL . Dt) ; A = 52200 m²
Afinal (devido a frequência de aplicação, 5 dias por semana)
Afinal = 7/5
A = 73080 m
2 ≈ 73000 m
2
A área definida no dimensionamento refere-se à área total de aplicação no solo. Como o período de
aplicação é de 8 horas por dia, a aplicação deverá ser feita em 3 ciclos. Assim, 1/3 da área total será
para cada período de 8 horas, resguardando, evidentemente, a freqüência de aplicação de 5 dias por
semana.
Adotando-se; B (largura) = 30,0 m
Afinal = 73000 m² (7,3 ha) e área por painel = 100 . 30 = 3000 m2
No de Painéis = 24,33 ≈ 25 painéis
CDBO/A = (14,10 mg /l x 1670,4 m³/dia) /1000/7,3 ha = 3,23 kg/ha.dia
5 Esboçar a configuração do sistema em planta.
102
6º DEFINIÇÃO DO SISTEMA DE TRATAMENTO DE ESGOTO
ENUNCIADO
Com base em critérios respectivos às variáveis econômicas, aos benefícios e à capacidade de
autodepuração do rio, hierarquizá-los sob o grau de importância e escolher o sistema de tratamento de
esgoto para a comunidade sob estudo. Justificar detalhadamente a escolha, argumentando a respeito da
hierarquização proposta e sobre o impacto desta no processo decisório. Os dados de entrada sobre o
esgoto são os seguintes:
. Qfmed= 19,33 l/s; Qfmáx. = 30,00 l/s ;
. DBO = 431, 55 mg/l ; P = 7,0 mg/l ; N = 45,00 mg/l
. Concentração de coliformes fecais no afluente (secundário): N0 = 1*109 NMP / 100 ml
. Concentração de coliformes fecais no afluente (secundário): N0 = 1*106 NMP / 100 ml
MATRIZ DE SELEÇÃO
Tabela 01: Definição do Sistema mais Viável
Critérios Sistema
2 1 3
Componentes RALF+FB+DS/+DSS LA+LF+LM DP+LAC+DS/+TC
Área (m2) 140+48+84+73000 2397+54800+26660 42+104+104+18
Energia Consumida
(kW/hab.ano)
10 x 14400 =
144000
0,00
22 x 14400 =
316800
DBO efl (mg/l) < 14,10 < 43,46 10,00
Ef. Remoção DBO (%) 80-93/80-90 80-85 85-93
Ef. Remoção P (%) 35/35 50 35/0
P efl (mg/l)
Ef. Remoção CT (%) 90-99/99-99,9 99,9-99,999 90-99 / 99,999
CT efl (mg/l)
Custo Implantação (R$) 135 x 14400 =
1.944.000
75 x 14400 =
1.080.000
150 x 14400 =
2.160.000
Lodo Bruto (m3/ano) 290 x 14.400 /1000 =
4176
107,5 x 14.400 /1000 =
1548
2050x 14.400 /1000 =
29520
CRITÉRIOS
1º Limites da Resolução 357 / CONAMA para a Classe 03:
DBO5 ≤ 10 mg/l ; P ≤ 0,15 mg/l ; Coliformes Termotolerantes ≤ 4000 organismos / 100 ml (ao
abastecimento para consumo humano, após tratamento convencional ou avançado)
2º Limites da Resolução 430 / CONAMA:
Art. 21. Para o lançamento direto de efluentes oriundos de sistemas de tratamento de esgotos sanitários
deverão ser obedecidas as seguintes condições e padrões específicos:
...
d) Demanda Bioquímica de Oxigênio-DBO 5 dias, 20°C: máximo de 120 mg/L, sendo que este limite
somente poderá ser ultrapassado no caso de efluente de sistema de tratamento com eficiência de remoção
mínima de 60% de DBO, ou mediante estudo de autodepuração do corpo hídrico que comprove
atendimento às metas do enquadramento do corpo receptor.
103
3º Custos (baseados em SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de Esgotos,
pg. 340,Volume 01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG):
UASB+FB+DSS: R$ 135,00 / hab (Implantação); R$ 9,50 /hab/ano. (O & M)
LA+LF+LM: R$ 75,00 / hab (Implantação); R$ 4,00 /hab/ano. (O & M)
LAC+ CLORO: R$ 150,00 / hab (Implantação); R$ 18,00 /hab/ano. (O & M)
LAAE+CLORO: R$ 105,00 / hab (Implantação); R$ 18,00 /hab/ano. (O & M)
4º Energia Consumida (baseados em SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento
de Esgotos, pg. 340,Volume 01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG):
UASB+FB: 8,0 a 12,0 kWh/hab.ano (adotado 10,0 kWh/hab.ano)
DSS: não consome
LA+LF+LM: 0,0 kWh/hab.ano
LAC: 18,0 a 26,0 kWh/hab.ano (adotado 22,0 kWh/hab.ano)
LAAE: 20,0 a 35,0 kWh/hab.ano (adotado 28,0 kWh/hab.ano)
TC/CLORO: não gera
5º Lodo Bruto (baseados em SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de
Esgotos, pg. 340,Volume 01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG):
UASB+FB: 180-400 L/hab.ano (adotado 290 L/hab.ano)
DSS: não significativo
LA+LF+LM: 55-160 L/hab.ano (adotado 107,5 L/hab.ano)
LAC: 1100-3000 L/hab.ano (adotado 2050 L/hab.ano)
LAAE: 1200-2000 L/hab.ano
TC/CLORO: não gera
Obs: Para valores não estimados, pesquisá-los na bibliografia a seguir sugerida:
.SPERLING,M. Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de Esgotos, pg. 340,Volume
01, 3ª Edição, 2005,DESA-UFMG;
.NUVOLARI, A. et al. Esgoto Sanitário. FATEC-SP-CEETEPS. São Paulo. 2003.
104
APÊNDICE C
RECOMENDAÇÕES PARA ELABORAÇÃO DE PROJETOS DE DRENAGEM
URBANA
A seguir são compiladas etapas com recomendações para a elaboração de projetos de
drenagem urbana. Inicialmente, conforme Cardoso Neto, tem-se a seguinte estrutura a
qual integralmente reproduzida.
1. Levantamento
Plantas:
“.Planta da localização estadual da bacia;
.Planta da bacia em escala 1:5.000 ou 1:10.000;
.Planta altimétrica da bacia em escala de 1:1.000 ou 1:2.000;
. As curvas de nível devem ter eqüidistância tal que permita a identificação dos
divisores das diversas sub-bacias do sistema;
. Deve-se fazer um levantamento topográfico de todas as esquinas, mudanças de
greides das vias públicas e mudanças de direção;
. Deve-se, também, dispor de um cadastro das redes públicas de água,
eletricidade, gás, esgotos e águas pluviais existentes que possam interferir no
projeto. No projeto definitivo são necessárias plantas mais minuciosas das áreas
onde o sistema será construído.
. As plantas devem indicar com precisão os edifícios, as ferrovias, as rodovias,
os canais, as redes de gás, água, esgotos, telefone, eletricidade, enfim quaisquer
estruturas que possam interferir com o traçado proposto das tubulações de
águas pluviais.”
Dados sobre a urbanização:
“Dispor de dados sobre o tipo de ocupação das áreas, a porcentagem de ocupação dos
lotes e a ocupação do solo nas áreas não urbanizadas pertencentes à bacia, tanto na
situação atual como nas previstas pelo plano diretor. É necessário obter o perfil
geológico, por meio de sondagens, ao longo do traçado projetado para a tubulação, se
houver suspeita da existência de rochas sub-superficiais, para que se possa escolher o
traçado definitivo com um mínimo de escavação em rocha.”
Dados sobre o curso receptor:
“Dispor de informações sobre os níveis máximos do curso de água no qual será
efetuado o lançamento final, assim como do levantamento topográfico do local deste
lançamento.”
2 Concepção do sistema de drenagem urbana
Rede de drenagem:
105
“. A rede de drenagem deve ser lançada em planta baixa de escala 1:1000 ou 1:2.000,
de acordo com as condições naturais de escoamento, segundo as seguintes normas;
. O traçado das galerias deve ser desenvolvido simultaneamente com o projeto das vias
públicas e parques, para evitar imposições ao sistema de drenagem que geralmente
conduzem a soluções mais onerosas. Deve haver homogeneidade na distribuição das
galerias para que o sistema possa proporcionar condições adequadas de drenagem a
todas as áreas da bacia.
. Sempre que for possível, as galerias devem ser situadas sob os passeios;
. É permitido que em uma determinada via pública, o sistema coletor seja composto por
uma rede única ligada às bocas-de-lobo de ambos os passeios;
. A rede coletora pode se situar sob o meio-fio ou sob o eixo da via pública com
recobrimento mínimo de 1,00 m e possibilitar a ligação das tubulações de escoamento
das bocas-de-lobo, ligações estas que devem ter um recobrimento mínimo de 60 cm.
Bocas-de-lobo:
“Recomenda-se que a localização das bocas-de-lobo obedeça os seguintes critérios:
. Quando for ultrapassada sua capacidade de engolimento, ou houver saturação
da sarjeta, deve haver bocas-de-lobo em ambos os lados da via;
. Deverá haver bocas-de-lobo nos pontos mais baixos de cada quadra;
. A localização das bocas-de-lobo deve respeitar o critério de eficiência na
condução das vazões superficiais para as galerias. É necessário colocar bocas-
de-lobo nos pontos mais baixos do sistema com vistas a impedir alagamentos e
águas paradas em zonas mortas;”
. “Não se recomenda colocar bocas-de-lobo nas esquinas, pois os pedestres
teriam de saltar a torrente em um trecho de descarga superficial máxima para
atravessar a rua, além de ser um ponto onde duas torrentes convergentes se
encontram;
. A melhor localização das bocas de lobo é em pontos um pouco à montante
das esquinas;”
106
Poços de visita:
. “DAEE/CETESB (1980) sugere o uso da Tabela 06, que apresenta o espaçamento
máximo recomendado para os poços de visita. Deve haver poços de visita nos pontos
onde há mudança de direção, de declividade e de diâmetro e nos cruzamentos de vias
públicas;
. A colocação dos poços-de-visita deve atender à necessidade de visita em mudanças de
direção, de declividade e de diâmetro, ao entroncamento dos trechos e às bocas-de-
lobo. O afastamento entre poços de visita consecutivos deve ser o máximo possível, por
critérios econômicos.”
Tabela: Espaçamentos entre poços de visita
Diâmetro do conduto (cm) Espaçamento (m)
30 120
50 - 90 150
100 ou mais 180
Caixas de ligação.
“Quando é necessária a construção de bocas-de-lobo intermediárias ou para evitar que
mais de quatro tubulações cheguem em um determinado poço de visita, utilizam-se as
chamadas caixas de ligação. A diferença entre as caixas de ligação e os poços de visita
é que as caixas não são visitáveis.”
3 Etapas para o projeto
FERNANDES apresenta o seguinte roteiro, na sequência integramente reproduzido:
“1º Identifica-se os diversos divisores naturais de água delimitando-se todas as bacias
e sub-bacias da área, em função dos pontos de lançamento final;”
“2º Identifica-se o sentido de escoamento nas sarjetas (com pequenas setas)”;
“3º Identifica-se as áreas de contribuição para cada trecho de sarjeta;”
Conforme o Projeto Noroeste, observar a seguinte ilustração:
107
O Método das Bissetrizes é apresentado a seguir:
Exemplos de aplicação do Método das Bissetrizes constam nas seguintes ilustrações:
108
“4º Define-se as posições das primeiras bocas coletoras e as demais de jusante
(pequenos retângulos)”;
“5º Lança-se um traçado de galerias e localiza-se os poços de visita onde se fizerem
necessários (pequenos círculos)”;
“6º Estuda-se o posicionamento das tubulações de ligação e as possíveis caixas de
ligação (pequenos quadrados);”
“7º Enumeram-se os poços de visita no sentido crescente das vazões (algarismos
arábicos);”
Observar a seguinte ilustração:
“8º Identificam-se as cotas do terreno em cada poço de visita;”
“9º Mede-se a extensão de cada trecho;”
109
“10º Denominam-se as áreas de contribuição para cada trecho (An);”
“11º Define-se o coeficiente (ou coeficientes) de escoamento superficial em função da
ocupação atual e futura da área, para cada área de contribuição.”
Observar a seguinte figura.
3 Dimensionamento
Dadas as orientações anteriores, iniciar o dimensionamento das estruturas do sistema de
drenagem urbana conforme segue:
1º Estimativa das vazões de drenagem para a qual pode ser utilizado o Método
Racional;
2º Dimensionar a capacidade das sarjetas;
3º Dimensionar a capacidade das bocas de lobo e analisar o balanço entre as vazões
“engolidas” e excedentes;
4º Dimensionar as galerias a partir das vazões “engolidas” nas bocas de lobo;
Para Curitiba observar as Normas para Projeto de Drenagem, conforme a página
http://multimidia.curitiba.pr.gov.br/2013/00140149.pdf.
5 Representações Gráficas
110
Fonte: MONTENEGRO, M. S.; DOS SANTOS, W. J.
111
Fonte: MONTENEGRO, M. S.; DOS SANTOS, W. J.
112
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS
FERNANDES, R. O. Introdução a Drenagem Urbana Microdrenagem. Departamento
de Construção Civil, URCA. http://wiki.urca.br/dcc/lib/exe/fetch.php?media=drenagem-urbana-
microdrenagem.pdf
MONTENEGRO, M. S.; DOS SANTOS, W. J.; Instruções Técnicas para Elaboração
de Estudos Hidrológicos e Dimensionamento Hidráulico de Sistemas De Drenagem
Urbana. Rio 2016: Apêndice 2: Critérios técnicos para o projeto de greide dos
logradouros. http://webcache.googleusercontent.com/search?q=cache:YMeWZu7Z6CUJ:www.rio.rj.gov.br/dlstatic/10
112/1377338/DLFE-215301.doc/InstrucoesTecnicasProjetosdeDrenagem1.versao.doc+&cd=1&hl=pt-
BR&ct=clnk&gl=br
Hidráulica dos Sistemas de Drenagem, UFRJ; 2006.
NETO CARDOSO, A. Sistemas Urbanos de Drenagem; Apostila. ftp://ftp.cefetes.br/cursos/transportes/Zorzal/Drenagem%20Urbana/Apostila%20de%20drenagem
%20urbana%20do%20prof%20Cardoso%20Neto.pdf
PREFEITURA DO MUNICÍPIO DE CURITIBA; Normas para Projeto de
Drenagem; http://multimidia.curitiba.pr.gov.br/2013/00140149.pdf.
113
ANEXO D
CONCEPÇÃO DO SISTEMA DE ESGOTAMENTO SANITÁRIO
1º O sistema deve ser composto por rede coletora, tratamento e disposição final;
2º O sistema de esgoto a ser concebido poderá ser dividido em centralizado e
descentralizados, conforme necessidade.
3º O lançamento das redes de esgotamento sanitário devem, sempre que possível, evitar
o uso de sistemas elevatórios.
4º Para obterem-se menores volumes, e consequentemente custos, de escavação na
execução da vala de assentamento das tubulações, estas deveriam ser assentadas sob a
menor profundidade possível e na mesma declividade rua. No entanto isto nem sempre
é possível pois a declividade de assentamento da tubulação deve garantir a autolimpeza
e, para tanto, a tensão trativa mínima deve ser garantida.
5º Conexões como o terminal de limpeza, o terminal de inspeção e limpeza e o poço de
visita devem ser previstos em uma rede coletora em situações de cabeceiras e de
mudanças de direção, declividade, de diâmetro, de material e de nível;
6º As distâncias recomendadas entre os poços de vista são as seguintes:
- 100 metros para tubulações de diâmetro de 150 mm;
- 120 metros para tubulações com diâmetros entre 200 e 600 mm;
- 150 metros para tubulações de diâmetro superior a 600 mm;
-
7º A localização da estação de tratamento de esgoto será definida em função:
- de, sempre que possível, receber o esgoto coletado na rede por gravidade a fim de
minimizar os custos com estações elevatórias;
- da capacidade suporte do corpo hídrico no ponto de disposição do esgoto tratado.
