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I - ABASTECIMENTO DE ÁGUA 1 – ADUÇÃO / ADUTORAS

1.1 - Definição Adução é o conjunto de encanamentos, peças especiais e obras de arte destinadas a promover a circulação da água entre: a) a captação e o reservatório de distribuição ou diretamente à rede de distribuição; b) a captação e a ETA; c) a ETA e o reservatório ou a rede de distribuição; d) o reservatório e a rede de distribuição; As adutoras geralmente não apresentam distribuição em marcha; às vezes há sangrias para abastecimento em pontos intermediários. Sub-adutoras: são adutoras secundárias que derivam de uma principal. 1.2 - Classificação 1.2.1 - De acordo com a energia de movimentação da água: a) adução por gravidade;

b) adução por recalque; c) adução mista ( parte por gravidade e parte por recalque). 1.2.2 - De acordo com o modo de escoamento: a) adução em conduto livre; b) adução em conduto forçado; c) adução mista (parte em conduto forçado e parte em conduto livre). 1.3 – Vazão de Dimensionamento 1.3.1 - Sistema sem reservatório de distribuição (adutora dimensionada para atender a hora de maior consumo) a) Q = K1. K2. q . P (l/dia) K1 e K2 = coeficientes de variação do consumo q = consumo médio per capita P = população a ser abastecida b) Q = K1. K2. q. P (l/s) 86.400 1.3.2 - Sistema com reservatório de distribuição (adutora dimensionada para atender à vazão média do dia de maior consumo) a) adução contínua: Q = K1. q. P (l/s) 86.400

6 b) adução intermitente: Q = K1. q. P (l/s) 3600. n n: horas de funcionamento 1.4 – Adução Por Gravidade 1.4.1 – Adução Por Gravidade em Conduto Livre 1.4.1.1 - Características Gerais: Linha piezométrica efetiva coincide com a superfície livre em todo o trajeto. Desenvolvimento muito grande em terrenos acidentados ou construção de obras de arte para transposição. 1.4.1.2 - Tipos de Condutos Livres: a) Canais a Céu Aberto: Canais abertos em terra, com ou sem revestimento; geralmente em seção trapezoidal ou retangular. Calhas construídas de madeira, concreto ou aço, sobre a superfície do terreno ou sobre estruturas de sustentação. b) Aquedutos: São canais fechados, construídos em alvenaria, concreto armado, perfis metálicos ou madeira. Quando a seção é pequena, prefere-se a circular, nas grandes são adotadas outras formas (retangulares, ovóides, ferradura, etc...), com melhores características construtivas e estruturais. 1.4.1.3 - Dimensionamento: a) Elementos Conhecidos: - Vazão Q; - Desnível H e distância L entre os pontos de partida e chegada da adutora; - Característica de resistência ao escoamento (paredes do conduto); - Custo unitário de construção. b) Elemento Adotado: - Velocidade média de escoamento (escolhida entre um limite inferior, aproximadamente 0,30 m/s, para evitar sedimentação e limite superior contra desgaste excessivo). - Velocidades máximas admitidas: - canais em areia: 0,30 a 0,60 m/s - canais em terra comum: 0,75 a 1,0 m/s - tubulação de aço e Ferro Fundido: 3,60 a 6,0 m/s - concreto: 3,0 a 4,5 m/s c) Cálculo:

7- Emprega-se como equação de resistência ao escoamento a fórmula de Chezy:

I.Rh.C=v

onde: v = velocidade média (m/s); Rh = raio hidráulico (m); I = declividade do conduto (m/m); C = coeficiente. Observação: Para o cálculo do coeficiente C usam-se as fórmulas de Bazin, Kutter e Manning. 1.4.2 – Adução Por Gravidade em Conduto Forçado 1.4.2.1 - Características Gerais: Pressão interna diferente da pressão atmosférica. 1.4.2.2 - Traçado: Acompanha aproximadamente a superfície do terreno de forma a garantir: a) pressões internas não muito elevadas. b) pressões efetivas sempre positivas (facilidade de saída de ar pelas ventosas e diminuição da possibilidade de penetração de água externa). 1.4.2.3 - Materiais Empregados: O mais difundido é o ferro fundido dúctil. Para pressões mais altas e acima de certos diâmetros são mais usados os tubos de aço. Os tubos de PVC rígido, o PEAD e o PRFV, são materiais também empregados. A escolha dependerá de uma série de fatores ligados a custos do material, de seu transporte, do assentamento da adutora, da confecção das juntas e de características da própria adução (resistência mecânica necessária, problemas de corrosão, agressividade do ambiente, proteção necessária, etc). 1.4.2.4 - Dimensionamento: Fórmula Universal:

g2

v.

D

L.f=hp

2

Fórmula de Hazen-Williams:

L.D

Q.

C

643,10=hp 87,4

85,1

85,1

1.4.2.5 - Cuidados Especiais em Projeto: Prever: a) Registros de parada, de trechos em trechos, nas depressões e elevações significativas (permitirá reparos e inspeções rápidas); b) Ventosas para expulsão do ar nos trechos altos (abaixo da linha piezométrica);

8 c) Registros de descarga nos pontos baixos (limpeza); d) Válvulas de retenção em pontos que evitem grandes perdas de água em caso de acidente. 1.5 – Adução Por Recalque 1.5.1 - Características Gerais: Uma linha de recalque funciona sempre como conduto forçado, sendo a energia para o escoamento fornecida por um conjunto elevatório (motor - bomba). 1.5.2 - Materiais Empregados: Os mesmos das adutoras por gravidade em conduto forçado. 1.5.3 - Dimensionamento: Simultâneo com o conjunto elevatório, procurando-se o mínimo custo do sistema. a) Dados do Problema: - Vazão Q - Desnível Geométrico Hg - Comprimento da adutora L b) Incógnitas: - Diâmetro D da adutora - Potência N do conjunto elevatório c) Cálculo do Diâmetro D : Problema indeterminado sob o ponto de vista hidráulico. Escolhido o material da adutora, há muitos valores do par ( D , N ) que resolvem o problema. Há a necessidade de se introduzir condição de mínimo custo do sistema (fórmula de Bresse).

Q.K=D

onde: Q em (m3 /s) e D em ( m ) K - Coeficiente que tem dimensões de uma velocidade elevada à potência 0,5; depende do peso específico da água, do regime de trabalho e rendimento do conjunto elevatório, da natureza do material da tubulação e dos preços unitários vigentes. d) Cálculo da Potência do Conjunto Elevatório ( N ): Conhecido D, calcula-se a perda de carga total do sistema ht: ht = hs + hr

9 hs = perda de carga na canalização de sucção; hr = perda de carga na canalização de recalque. A altura manométrica do recalque será: Hm = Hg + ht A potência será:

η.75

Hm.Q.γ=N

sendo: N = potência (cv) γ = peso específico do líquido ( Kgf/m3 ) Q = vazão ( m3 /s ) Hm = altura manométrica ( m ) η = rendimento do conjunto motor - bomba (produto dos rendimentos da bomba e do motor). 1.6 – Peças Especiais e Órgãos Acessórios das Adutoras

Fig 1.1 – Posicionamento das Peças Especiais na Adutora 1.6.1 - Peças Especiais: Registros de Parada Registros de Descarga Adutoras por Adutoras por Ventosas Gravidade Recalque Válvula de Retenção Válvula de Alívio de Pressão Registros de Parada: (R)

10 Colocados: • No início e no fim dos condutos • Pontos intermediários (pontos altos) • Derivações de linhas secundárias • Na saída de reservatórios • Antes de válvulas de retenção. Servem: • Colocar o sistema em carga • Manutenção (reparos, limpeza) • Controlar a vazão. Registros de Descarga: (D) Colocados: • Nos pontos baixos Servem: • Saída do ar quando do enchimento da adutora • Saída da água quando do esvaziamento para reparos/limpeza Recomenda-se: d ≥ D/6 → onde d = diâmetro da descarga D = diâmetro da adutora

Fig. 1.2 – Posicionamento do Registro de Descarga nas Adutoras Ventosas: (V) Colocadas: • Pontos altos • Na extremidade de um trecho horizontal • Em pontos de redução da declividade de trechos ascendentes • Em pontos de aumento da declividade de trechos descendentes • A montante de registros de parada • A montante de reduções de diâmetro.

αmín= 0,003 (declividade mínima nos trechos ascendentes)

11 βmín= 0,005 (declividade mínima nos trechos descendentes) Servem: • Entrada e Saída do ar F°F° Saída de Ar dvent ≥ D/12 Aço Entrada e Saída de Ar dvent ≥ D/8 Tabela 1.1 - Dimensões sugeridas das Ventosas:

Tubulações (D) Ventosas (d) Até DN 200 DN 50 DN 250 A DN 500 DN 100 DN 600 A DN 900 DN 150 DN 950 A DN 1200 2 x DN 150

Válvulas de Retenção: Colocadas: • No início das adutoras por recalque, imediatamente a jusante das Bombas. • Em pontos intermediários para atenuar os efeitos do golpe. Usadas: • Impedir o retorno brusco da água contra as bombas • Atenuar o golpe de ariete.

Fig. 1.3 – Posicionamento da Válvula de Retenção e Alívio de Pressão Válvulas de Alívio de Pressão: Colocadas: • No início das adutoras por recalque, imediatamente a jusante da Válvula de retenção.

12 Usadas: • Reduzir a pressão interna das tubulações, quando estas sofrerem a ação do Golpe de Ariete. 1.6.2 – Ancoragens de Peças e Conexões: Nas tubulações sob pressão é necessário que as curvas, tês, reduções, etc, sejam ancoradas por meio de um bloco de alvenaria ou de concreto, para se evitar que se desloquem sob ação do empuxo. Cálculo do Empuxo: )2/sen(.p.S.2=E θ

S = Seção transversal do tubo (cm2) p = pressão interna (Kgf/cm2) θ = ângulo de deflexão E = empuxo (kgf)

E = S.p E = S.p Cálculo do Bloco de Ancoragem: Sempre que possível, procura-se transmitir o Empuxo ao solo, seja horizontalmente à parede da vala, ou verticalmente ao fundo da vala, através de um bloco de alvenaria ou de concreto, que tenha área de contato tal que haja distribuição suficiente.

admσ

E=A

A = Área de transmissão do esforço ao solo (cm2) E = Empuxo (Kgf) σadm = Taxa admissível do terreno (Kgf/cm2)

13No caso de ancoragem horizontal é conveniente que o bloco esteja, no mínimo, a 60 cm abaixo da superfície do terreno.

Tabela 1.2 - Taxa admissível do terreno

Taxa Admissível na Vertical Kgf/cm2

• Rocha Dura • Rocha Alterada, c/ martelete pneumático para desmonte • Rocha Alterada, necessitando de Picareta para escavação • Argila Rígida, que não pode ser moldada com os dedos • Argila Dura, dificilmente moldada com os dedos • Areia Grossa, compacidade média • Areia Fina Compacta • Areia Fofa ou Argila Mole, escavação à pá

20 10 3 4 2 2 2 < 1

A tabela acima dá os valores da taxa admissível na Vertical recomendada pelo IPT de São Paulo. A Taxa admissível na horizontal é praticamente a metade daquela admissível na vertical.

2

vert.admσ=hor.admσ

Ancoragem Por Atrito: No caso anterior foi desprezada a reação por atrito. Existem casos, como de tubulações não enterradas, em que é necessário recorrer-se a ela. Em vez da área do Bloco, teremos que verificar o Peso do Bloco de ancoragem. P ≥ Eh + Ev tgϕ

P = Peso do Bloco (kgf) Eh = Componente do Empuxo na Horizontal Ev = Componente do Empuxo na Vertical Tg ϕ = Corresponde ao Coeficiente de Atrito Tabela 1.3 - Valores de Tg ϕ

Tipo de Terreno Tg ϕ • Areia e Pedregulho sem silte e sem argila • Areia Argilosa • Argila Dura • Argila Úmida

0,50 0,40 0,35 0,30

141.7 – Golpe de Aríete em Adutoras 1.7.1 – Conceito: Denomina-se Golpe de Ariete ao choque violento que se produz sobre as paredes de um conduto forçado quando o movimento do líquido é modificado bruscamente. 1.7.2 – Mecanismo do Fenômeno: Fechamento Instantâneo de Válvula. 1.7.3 – Celeridade: A velocidade de propagação da onda pode ser calculada pela conhecida fórmula de Allieve:

e/D.k+3,48

9900=a

onde: a = Celeridade da onda (m/s) D = Diâmetro Interno do tubo (m) e = espessura do tubo (m) k = Coeficiente que leva em conta o módulo de elasticidade do tubo.

E

10=k

10

sendo: E = módulo de elasticidade do material Aço – k = 0,5 Fibrocimento – k = 4,4 Ferro Fundido Dúctil – k = 1,0 PVC – k = 18,0 1.7.4 – Período da Canalização. Classificação e Duração das Manobras de Fechamento:

a

L.2=f

onde: f = Fase ou Período da Canalização L = Comprimento da Canalização a = Velocidade de propagação da onda (celeridade) Classificação das Manobras de Fechamento: Sendo: t = tempo de fechamento do registro ou válvula

15

Se: a

L.2<t → Manobra Rápida

Se: a

L.2>t → Manobra Lenta

A sobrepressão máxima ocorre quando a manobra é Rápida, isto é, quando t < 2L/a (ainda não atuou a onda de depressão). Fechamento Rápido - Cálculo da Sobrepressão Máxima: A sobrepressão máxima pode ser calculada pela expressão:

g

v.a=ha

onde: a = Celeridade (m/s) v = Velocidade Média de escoamento (m/s) g = Aceleração da gravidade (m/s2) Fechamento Lento - Cálculo da Sobrepressão Máxima: No caso de manobra lenta, em que t > 2L/a

g

v.a.t

f=ha

sendo:

a

L.2=f →

g

v.a.

t.a

L.2=ha

t.g

v.L.2=ha

Pressão total devido ao Golpe de Ariete: Ht = hg ± ha onde: Ht = Pressão total hg = Desnível geométrico ha = Sobrepressão devido ao golpe de ariete. 1.7.5 – Medidas Gerais Contra o Golpe de Ariete: O Golpe de Ariete é combatido na prática, por várias medidas: Limitação da Velocidade de Escoamento.

16 Fechamento lento de válvulas ou registros. Fabricação de tubos capazes de resistir a pressão total. Utilização de dispositivos de proteção (válvulas anti-golpe, chaminé de equilíbrio, tanques alimentação unidirecional, etc.) 2 - BOMBAS E SISTEMAS DE RECALQUE 2.1 - Introdução Os Sistemas de Recalque ou de Bombeamento são, praticamente, aplicados em todas as etapas de um sistema de abastecimento de água, desde a captação de água, seja ela superficial ou subterrânea, no reforço de adutoras de água bruta ou tratada, na estação de tratamento de água (bombas dosadoras, bombas de remoção de lodo, bombas para lavagem dos filtros, etc) e na interligação da reservação com a rede de distribuição. Os sistemas de bombeamento também são utilizados nos sistemas de esgotos domésticos e industriais, na fase de coleta e transporte, tratamento e no lançamento final. A irrigação das áreas de plantio pode ser feita por bombeamento da água de um manancial existente nas proximidades do cultivo. Os projetos de sistemas de bombeamento de água para abastecimento público devem ser desenvolvidos segundo a norma NBR-12214 (abril/1992), da ABNT. 2.2 – Classificação Geral das Bombas Hidráulicas As bombas hidráulicas, também conhecidas como máquinas hidráulicas geratrizes são caracterizadas por receberem trabalho mecânico de uma máquina motriz e transformá-lo em energia hidráulica, comunicando ao líquido um acréscimo de energia na forma de energia cinética e de energia de pressão (piezométrica). As bombas hidráulicas produzem o escoamento de líquidos por deslocamento. 2.3 – Parâmetros de Cálculo nos Sistemas de Bombeamento O objetivo dos sistemas de recalque é deslocar a vazão de um líquido desde uma cota estática até outra situada numa posição mais elevada, devendo vencer no percurso, além da altura topográfica, as resistências ao escoamento. Há situações em que o bombeamento é utilizado exclusivamente para vencer estas resistências, representadas pelas perdas de carga em trechos planos. A figura 2.1, mostrada a seguir, apresenta esquematicamente, um sistema de bombeamento, onde uma certa vazão (Q) de líquido é recalcada desde a cota mais baixa (N1), no poço de sucção, até uma cota topograficamente mais alta (N2), no reservatório elevado.

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Figura 2.1 - Esquema de um Sistema de Bombeamento A bomba hidráulica B deve fornecer energia suficiente ao líquido para que seja vencido o desnível geométrico total (hg) e, também, a perda de carga total hpt, representada pela soma das perdas de carga localizadas (∑ hpl) e da perda de carga por atrito ao escoamento do líquido (hpa). A soma do desnível geométrico com as perdas de carga totais (hg+hpt) dá-se o nome de altura manométrica total (Hmt), que representa a pressão de trabalho da bomba, dada em metros de coluna do líquido bombeado. Pela lei de Stevin/Pascal h = p/γ, representa a pressão de saída da bomba. Na figura 2.1, observa-se que, há dois trechos distintos: • Trecho de Sucção, que vai desde o poço de sucção, onde está o nível N1, até a bomba hidráulica B; • Trecho de Recalque, que vai desde a bomba hidráulica B até o nível N2, no reservatório elevado. 2.3.1 – Trecho de Sucção O desnível geométrico de sucção pode ocorrer de duas formas: a) hgs Positivo: É o caso da “Bomba Afogada”, mostrado na figura 2.2. O desnível geométrico total hg é calculado pela diferença hgr - hgs. b) hgs Negativo: É o caso de “Bomba Não-Afogada”, quando o desnível geométrico total hg é calculado pela soma hgr + hgs, conforme mostrado na figura 2.1. Na situação em que a bomba funciona “Afogada”, a mesma funciona mais ”folgada” devido à ação da força gravitacional que encaminha o líquido até a bomba, sendo a situação ideal de ser usada, devido a remota possibilidade da presença de ar (bolhas) no trecho de sucção, fato que pode causar sérios transtornos ao desempenho das bombas devido ao fenômeno da Cavitação.

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Figura 2.2 - Esquema de um Sistema de Bombeamento com Sucção Afogada. 2.3.2 – Trecho de Recalque No trecho de recalque, o líquido faz o percurso desde a saída da bomba hidráulica B até N2, vencendo o desnível, quando há, entre o eixo da bomba e o ponto de chegada. O conduto de chegada no reservatório final pode apresentar duas situações: Chegada por Cima: Neste caso o líquido é lançado no ambiente, sob pressão atmosférica.

Figura 2.3 - Recalque com Chegada por Cima (descarga livre) b) Chegada por Baixo: Neste caso o líquido sofre a contra-pressão causada pela coluna do líquido contido no reservatório de chegada.

Figura 2.4 - Recalque com Chegada por Baixo (descarga afogada) A pressão de saída na bomba será: Hmr = hgr + hpr

19onde: Hmr = Altura Manométrica de recalque hgr = Desnível Geométrico de recalque hpr = Perdas de Carga no recalque Observa-se que, no caso em que a descarga é afogada, há uma pressão no bocal de chegada do conduto igual a γH. 2.3.3 – Altura Manométrica Total (Hmt) A altura manométrica total representa, no bombeamento, a energia total que a bomba deve fornecer ao líquido, em metros de coluna líquida, para que o mesmo vença o desnível geométrico total e as perdas de carga da instalação. Hmt = Hms + Hmr sendo: Hms = hgs + hps (Altura Manométrica na Sucção) Hmr = hgr + hpr (Altura Manométrica no Recalque) 2.3.4 – Potência no Bombeamento As bombas hidráulicas, conforme foi visto, realizam um trabalho ao deslocar o líquido entre dois pontos de um sistema. A potência consumida pelo líquido para que seja realizado o trabalho no bombeamento é calculada por:

P

Q=

γη

. .Hmt

.75 onde: P = Potência (CV) γ = Peso específico do líquido (Kgf/m3) Q = Vazão (m3/s) Hmt = Altura Manométrica Total (m) η= Rendimento global do grupo motor-bomba. 2.3.5 – Seleção das tubulações de Sucção e Recalque O diâmetro da tubulação de sucção deverá ser tal que a velocidade de escoamento não exceda os valores constantes na tabela 2.1 e não seja inferior aos valores constantes na tabela 2.2. Tabela 2.1 - Velocidade máxima de sucção.

Diâmetro Nominal (DN)

Velocidade (m/s)

Diâmetro Nominal (DN)

Velocidade (m/s)

50 0,70 200 1,10 75 0,80 250 1,20 100 0,90 300 1,40 150 1,00 ≥ 400 1,50

20 Tabela 2.2 - Velocidade mínima de sucção.

Tipo de material transportado Velocidade (m/s) Matéria orgânica 0,35 Suspensões siltosas 0,30 Suspensões arenosas 0,45

No barrilete da linha de recalque, quando de aço ou ferro fundido, a velocidade máxima recomendada é de 3,0 m/s. Para outros materiais, as velocidades máximas são as recomendadas pelos fabricantes de tubos. No barrilete, a velocidade mínima é de 0,60 m/s. 2.4 – Dimensionamento do Poço de Sucção A forma e as dimensões do poço de sucção não deverão prejudicar o funcionamento das bombas e nem permitir a formação de vórtices. Sendo “d” o diâmetro interno da tubulação de sucção, devem ser obedecidas as seguintes especificações, conforme figura 2.5: a) A submergência mínima na seção de entrada da tubulação deve ser maior que 2,5d e nunca inferior a 0,50 m; b) A folga entre o fundo do poço e a parte inferior do crivo ou da seção de entrada, na ausência deste, deve ser fixada de 1,0d a 1,5d e nunca inferior a 0,20m; c) A distância mínima entre a parede da tubulação de sucção e qualquer parede lateral do poço de sucção deve ser de 1,0d e nunca inferior a 0,30 m; d) A velocidade de escoamento na entrada do poço não deve exceder 0,60 m/s.

Figura 2.5 - Detalhes do Poço de Sucção

212.5 – Dimensionamento da Sala de Bombas A sala de bombas deverá abrigar os conjuntos elevatórios, elementos de montagem e acessórios e permitir a facilidade de locomoção, manutenção, montagem, desmontagem, entrada e saída de equipamentos. O acesso à sala de bombas deve estar situado acima da cota de máxima enchente para não comprometer a operação. No caso do piso da sala de bombas se situar abaixo do nível máximo de água no poço de sucção, deverão ser previstas bombas de drenagem. 2.6 – Bombas Centrífugas - Características As bombas centrífugas aceleram a massa líquida através da força centrífuga fornecida pelo giro do rotor, cedendo energia cinética à massa líquida em movimento e transformando a energia cinética internamente em energia de pressão, ou piezométrica, na saída do rotor, através da voluta da bomba. A figura 2.6 mostra os componentes básicos de uma bomba centrífuga do tipo radial (conhecida como centrífuga pura).

Figura 2.6 - Bomba radial (centrífuga pura) O rotor da bomba (peça 1), que contém pás presas a um disco, gira, acionado por um motor, normalmente elétrico, dentro de uma carcaça estanque (peça 2). No giro, o rotor impulsiona o líquido para a periferia, criando uma pressão maior na saída e uma menor na entrada do rotor, gerando um gradiente hidráulico entre a entrada e a saída da bomba. A massa líquida acelerada pelo rotor ganha velocidade e pressão e alcança a voluta da bomba que possui seção gradualmente crescente. Nesta fase, há a transformação de energia cinética em energia de pressão. O gradiente hidráulico formado no interior da bomba faz com que o líquido que está no interior do conduto de sucção chegue até o rotor. 2.7 – Instalações de Recalque 2.7.1 – Curva do Conduto de Recalque É a representação gráfica do comportamento hidrodinâmico da canalização de recalque. É a curva da função Hmt = f (Q), onde: Hmt = hg + hp

22sendo: Hmt = altura manométrica total (pressão na saída da bomba) hg = desnível geométrico hp = perda de carga A curva do conduto de recalque associada com a curva característica da bomba hidráulica permitem determinar as condições operacionais do bombeamento. O traçado da curva da canalização de recalque, mostrado na figura 2.7, pode ser determinado com o auxílio da planilha a seguir, para um determinado coeficiente de atrito, sendo hp = hpa + ∑hpl. onde: hpa = perda de carga por atrito ∑hpl = perdas de carga localizadas

Q

Q1 Q2 Q3 Q4 Q5... Qn

Hpa ∑hpl Hp Hg Hmt

Obs.: Dividir a vazão total de projeto em n intervalos (5 ou mais).

Figura 2.7 - Curva do Conduto de Recalque A curva do conduto de recalque pode mudar de posição em função dos seguintes fatores: • variação do coeficiente C (rugosidade), com o passar do tempo; • variação do desnível geométrico.

23O envelhecimento do conduto tem como conseqüência o aumento da rugosidade interna da parede, o que acarreta o aumento da perda de carga por atrito, devido às incrustações. Por sua vez, o aumento da perda de carga por atrito faz a curva da canalização de recalque subir, para um mesmo desnível geométrico, como pode ser visto na figura 2.8. Sob o ponto de vista operacional, a elevação da curva da canalização de recalque com o envelhecimento traz, como conseqüência no bombeamento, o aumento da altura manométrica total e a queda da vazão. Nos sistemas de bombeamento o nível de sucção ou de recalque, ou ambos, podem variar durante a operação. Nestes casos, a curva da canalização de recalque é deslocada, para cima ou para baixo, como pode ser visto na figura 2.8. Esta variação da curva do conduto de recalque deve ser levada em conta na escolha da bomba adequada para evitar problemas operacionais para o sistema. O conjunto motor-bomba deve atender, com bom rendimento, os pontos limites operacionais e as situações intermediárias.

Figura 2.8 - Variações da Curva do Conduto de Recalque 1) Início de operação, hgmín. 2) Início de operação, hgmáx. 3) Final de plano, hgmín. 4) Final de plano, hgmáx. 2.7.2 – Curva Característica da Bomba Curva característica de uma bomba é a representação gráfica do desempenho operacional onde, para uma certa velocidade angular de giro (n), de um determinado rotor, registra-se a variação da altura manométrica total (Hmt) em função da vazão de bombeamento (Q). A curva característica, em termos comerciais, como pode ser visto na figura 2.9, fornece ainda: • potência consumida; • rendimento operacional; • velocidade de rotação; • rotores disponíveis (intercambiáveis). Obs.: A curva característica é fornecida pelo fabricante, ou obtida por teste de operação. 2.7.3 – Ponto de Operação

24A verificação das condições de operação de uma instalação de recalque é obtida pelo confronto e análise conjunta das duas curvas (do conduto de recalque e característica da bomba). O ponto de trabalho de um sistema é determinado pela intersecção das duas curvas. Em operação, a instalação funciona em um determinado ponto de trabalho, que pode mudar de posição, caso mudem as condições operacionais. A figura 2.10 mostra o ponto de operação, para um certo valor C (rugosidade) e para um determinado rotor. No Ponto de Operação (o), a bomba fornece a vazão Qo, com uma pressão de saída Hmto.

Fig 2.9 – Curva Característica da Bomba

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Figura 2.10 - Ponto de Operação 2.7.4 – Faixa de Operação O ponto de trabalho pode mudar de posição; quando varia a posição da curva do Conduto de Recalque e/ou a curva Característica da Bomba. A figura 2.11 mostra os vários pontos de operação possíveis.

Figura 2.11 - Pontos de Operação para diferentes situações • Curvas do Conduto de Recalque: 1) Início de Operação, hgmín 2) Início de Operação, hgmáx 3) Final de Plano, hgmín 4) Final de Plano, hgmáx • Curvas Características da Bomba: a) Para o Rotor 1 b) Para o Rotor 2 c) Para o Rotor 3 Verifica-se que, para cada rotor, há quatro pontos de operação possíveis. Para os três rotores oferecidos, há doze pontos de operação possíveis (pelo menos teoricamente). Na prática, escolhe-se um certo rotor.

26Com relação à variação da curva do Conduto de Recalque, leva-se em consideração as situações críticas de operação, mostradas na figura 2.12, que são: 1) Início de Operação, hgmín; e 4) Final de Plano, hgmáx.

Figura 2.12 - Faixa de Operação A faixa de operação para um certo rotor, mostrada na figura 2.12, será o trecho da curva situada entre os pontos de operação 01 e 02, ou seja, entre (Qi,Hmti) e (Qf,Hmtf). Obs.: A moto-bomba deve operar em condições aceitáveis em todos os pontos da faixa de operação. 2.7.5 – Potência Consumida – Rendimento Operacional A potência teórica consumida pela bomba, para rendimento de 100 %, é calculada pela fórmula: Hmt.Q.=Pb γ (kgf.m/s) onde: γ= peso específico (Kgf/m3) Q = vazão (m3/s) Hmt = altura manométrica total (m) Para um certo rendimento real ηb a potência consumida pela bomba, em cavalos-vapor (CV), será:

b.75

Hmt.Q.=Pb

ηγ

Para obter a potência elétrica consumida pela bomba, faz-se: 1 CV = 0,736 KW

27A potência mecânica consumida pelo motor é obtida através de:

m

Pb=Pm

η

onde: ηm = rendimento do motor Para determinação da potência comercial (de placa) do motor, é necessário dar-se um acréscimo à potência calculada e fazer-se o ajuste à disponibilidade comercial. Esta folga acrescida é, em geral, recomendada pelo fabricante da bomba. Acréscimos recomendados:

Potência Calculada Acréscimo até 2 CV mais 50 %

2 CV a 5 CV 30 % 5 CV a 10 CV 20 % 10 CV a 20 CV 15 % acima de 20 CV 10 %

2.8 – Linha Piezométrica no Bombeamento A linha piezométrica é o lugar geométrico imaginário das somas z + p/γ (energia de posição mais energia de pressão). Para bombas não-afogadas:

Figura 2.13 - Linha Piezométrica para bombas não-afogadas Para bombas afogadas:

28

Figura 2.14 - Linha Piezométrica para bombas afogadas Lps = Linha piezométrica de sucção Lpr = Linha piezométrica de recalque EB = Fase de energização (dentro da bomba) hps = perda de carga na sucção hpr = perda de carga no recalque 2.9 – Associação de Bombas 2.9.1 – Associação em Série Nos sistemas de bombeamento pode ocorrer que as exigências operacionais, tanto em termos de vazão como de pressão de descarga, não possam ser satisfeitas por apenas uma bomba. Nestes casos, é comum a associação das bombas, em série ou em paralelo. Associam-se duas ou mais bombas em série quando as alturas a serem vencidas não podem ser atendidas por uma única unidade. As figuras 2.15 e 2.16 mostram o caso típico de duas bombas iguais associadas em série.

Figura 2.15 - Desnível geométrico vencido por duas bombas em série

29

Figura 2.16 - Curva característica conjunta de duas bombas em série 2.9.2 – Associação em Paralelo Usam-se bombas associadas em paralelo para aumentar a vazão de bombeamento, mantendo-se, aproximadamente constante, a pressão de operação (Hmt). a) Bombas Iguais:

Figura 2.17 - Bombas iguais, associadas em paralelo Q1B = vazão de uma bomba, operando isoladamente Q2B = vazão de duas bombas operando em paralelo Q2B/2 = vazão de cada bomba, quando as duas operam em paralelo Obs.: A partir da posição do ponto 2, pode-se determinar, sobre a curva característica da bomba, todas as condições operacionais como: potência consumida, rendimento, NPSHr. Para bombas iguais, quando operando em paralelo, as mesmas dividem, igualmente, a vazão total bombeada pelo sistema. b) Bombas diferentes: Embora não muito recomendável, em alguns casos, associam-se bombas diferentes em paralelo. Um dos inconvenientes é a possibilidade do refluxo na direção da bomba mais potente para a menos potente.

30

Figura 2.18 - Bombas diferentes, associadas em paralelo QB1 = vazão da bomba B1, operando isoladamente QB2 = vazão da bomba B2, operando isoladamente QB1+QB2 = vazão das duas bombas, operando em paralelo Q’B1 = vazão da bomba B1, operando em paralelo com B2 Q’B2 = vazão da bomba B2, operando em paralelo com B1 Obs.: Os pontos 1 e 2 dão todas as características individuais para cada bomba, na operação conjunta. 2.10 – Sucção no Bombeamento 2.10.1 - Generalidades No projeto de um sistema de bombeamento, atenção especial deve ser dado ao trecho de sucção das bombas. É necessário evitar a entrada de ar através do conduto de sucção. Um dos procedimentos adotados é manter suficiente submergência no bocal de entrada do conduto de tomada, para evitar o fenômeno do vórtice (redemoinho, vórtex). Para bombas não afogadas, a altura entre o eixo da bomba e o nível do líquido no poço de sucção deve ser a mínima possível. O ideal é a operação com a bomba afogada. Em bombas auto-escorvantes, a queda de pressão (sucção) pode levar à vaporização parcial do líquido bombeado, causando o fenômeno conhecido como CAVITAÇÃO. A cavitação ocorre quando a bomba recalca água misturada com ar (ou outro líquido qualquer misturado com ar, ou qualquer gás, ou vapor). Para o caso da água, teoricamente, seria possível succionar e elevar desde uma altura de 10 metros. Na realidade, é difícil elevar de mais de 8 metros. Na prática, procura-se limitar a 4 metros a altura de sucção. 2.10.2 - NPSH (“Net Pressure Suction Head”) a) NPSH requerido (NPSHr) Para um razoável desempenho, toda a bomba rotodinâmica exige, no bocal de sucção, uma pressão positiva mínima (em metros de coluna do líquido bombeado), para a garantia de

31operação segura, sem risco de cavitação. Esta pressão (carga) é conhecida como NPSHr e é fornecida pelo fabricante. b) NPSH disponível (NPSHd) Para cada projeto, as condições locais e peculiares à situação, há uma carga (pressão) disponível, que é fornecida à bomba. O NPSHd depende do desnível geométrico de sucção, da altitude (pressão atmosférica), pressão de vapor do líquido e da perda de carga na sucção. A condição para que uma bomba não cavite é dada pela por: NPSHd > NPSHr Calcula-se o NPSHd da seguinte forma:

hpshgs

γ

pvpatmNPSHd −±

−=

Para bomba afogada, usar + hgs Para bomba não-afogada, usar - hgs Obs.: É recomendável usar uma folga de 20%, na condição acima mostrada (para o ponto mais desfavorável da faixa de operação), ou seja: NPSHd = 1,2 NPSHr 3 – RESERVAÇÃO / RESERVATÓRIOS 3.1 – Finalidades • Armazenar água nos períodos em que a vazão de adução supera a de consumo, para libertá-la nos outros períodos (reserva de equilíbrio). • Armazenar água para ser utilizada quando a adução for anormalmente interrompida (reserva de emergência). • Armazenar água para dar combate ao fogo (reserva de incêndio).

3.2 – Número Depende do porte da cidade e da topografia.

Exemplo: Cidades Pequenas e Planas: um reservatório, que determine no sistema de

distribuição, pressões dinâmicas superiores a 10 m.c.a. e estáticas inferiores a 50 m.c.a.

3.3 – Tipos

Costuma-se classificar os reservatórios em apoiados (ao nível do terreno), enterrados, semi-enterrados e elevados. Nos reservatórios elevados, o fundo situa-se acima do solo, mercê de uma estrutura de sustentação.

32Os reservatórios Standpipes, em sua funcionalidade, constituem uma alternativa do reservatório elevado, embora tenham o aspecto de reservatório apoiado de grande altura.

Fig. 3.1 – Esquema dos Reservatórios Elevados e Standpipe

3.4 – Funcionamento

Quanto ao funcionamento, os reservatórios podem ser de montante, jusante ou intermediários.

Reservatórios de montante são aqueles pelos quais passa, antes de atingir a rede, toda a água destinada ao consumo. Para tanto, possuem uma tubulação de entrada de água e outra de saída. Como geralmente precedem as redes, levam o nome de reservatórios de montante. Quanto aos reservatórios de jusante, somente recebem água nos períodos em que a vazão de alimentação da rede de distribuição supera a de consumo. Daí serem também denominados “reservatórios de sobras”. Neles, uma só tubulação, que parte do fundo, serve para entrada e saída da água. Por ficarem situados após a rede de distribuição, levam o nome de reservatório de jusante. Os reservatórios intermediários, são unidades de reservação que se situam no centro de gravidade (consumo) da cidade.

3.5 – Formato Os reservatórios semi-enterrados e os enterrados tem o seu formato ditado pela economia. São geralmente de base retangular ou circular. Dimensões econômicas:

Cilíndricas: 2

1

D

H=

sendo: H = altura D = diâmetro

Retangulares: 4

3

Y

X=

33 sendo: X = comprimento Y = largura 3.6 – Materiais de Construção Utilizados Concreto Armado: Cilíndrico →→→→ Capacidade ≤ 5000 m3

Retangular→→→→ Capacidade > 5000 m3 Concreto Protendido: Cilíndrico →→→→ Capacidade > 5000 m3 Metálicos: Chapas de aço rebitadas ou soldadas → Várias Capacidades Fibra de Vidro: Cilíndrico (30, 50 e 100 m3) 3.7 – Cálculo da Reserva de Equilíbrio A reserva de equilíbrio pode ser definida, desde que se disponha de dados referentes à variação horária do consumo. Curva Senoidal do Consumo: Caso não se disponha de dados de consumo horário, pode-se adotar uma curva senoidal de consumo.

sendo: V.12K

Cπ

=

onde: C = capacidade (m3) K2 = Coeficiente da hora de maior consumo V = K1.q. Pop (m3/dia) Curva do consumo: Suponhamos, por exemplo, que os dados apresentados na tabela 3.1, representem a variação horária da demanda no dia de consumo máximo. Tabela 3.1 – Variação Horária do Consumo de uma Cidade X

34Horas Consumo

(m3) Suprim. Horário

Saldo Horário

Saldo Acum.

Déficit Horário

Déficit Acum.

0 à 1 58 206 148 148 1 às 2 49 206 157 305 2 às 3 62 206 144 449 3 às 4 106 206 100 549 4 às 5 168 206 38 587 5 às 6 277 206 - 71 - 71 6 às 7 341 206 - 135 - 206 7 às 8 312 206 - 106 - 312 8 às 9 254 206 - 48 - 360 9 às 10 230 206 - 24 - 384 10 às 11 216 206 - 10 - 394 11 às 12 221 206 - 15 - 409 12 às 13 238 206 - 32 - 441 13 às 14 253 206 - 47 - 488 14 às 15 272 206 - 66 - 554 15 às 16 331 206 - 125 - 679 16 às 17 346 206 - 140 - 819 17 às 18 327 206 - 121 - 940 18 às 19 250 206 - 44 - 984 19 às 20 189 206 17 604 20 às 21 146 206 60 664 21 às 22 134 206 72 736 22 às 23 94 206 112 848 23 às 24 70 206 136 984 Total 4944 m3 4944 Consumo no dia de maior Consumo: 4944 m3/hora Vazão de adução: Q = 4944/24 horas = 206 m3/hora Capacidade Mínima do Reservatório: 984 m3 (∑∑∑∑ déficit acumulado) K1 = 346/206 = 1,68 3.8 – Cálculo da Reserva de Incêndio No Brasil, considera-se geralmente anti-econômico o super-dimensionamento do sistema de abastecimento de água para que possa atender às demandas requeridas pelos incêndios. Nos EUA, pelo contrário, a Junta Americana de Companhias de Seguros contra o Fogo (N.B.F.U.), em suas recomendações, estabelece uma reserva de água suficiente para combater um incêndio com cinco horas de duração, em cidades com mais de 2500 habitantes e com dez horas de duração, em cidades menores. No Brasil, adota-se água em quantidade suficiente para suprir a vazão de 10 a 100 l/s por hidrante, durante 3 a 6 horas. 3.9 – Cálculo da Reserva de Emergência Entre nós, no dimensionamento dos reservatórios, a reserva de emergência corresponde ao consumo de algumas horas, quando não é negligenciada. Nos EUA, adota-se para ela, 25% do volume total do reservatório.

35Sendo R1 a reserva de equilíbrio, R2 a reserva de incêndio , R3 a reserva de emergência e Rt a reserva total, encontramos as seguintes relações:

R3 = 1/4 Rt R1 + R2 = 3/4 Rt Rt = 4/3 (R1 + R2) R3 = 1/3 (R1 + R2)

3.10 – Cálculo da Reserva Total A Reserva total Rt é a soma de suas reservas parciais R1, R2 e R3, que constituem, respectivamente, as reservas de equilíbrio, de incêndio e de emergência. No Brasil, o reservatório é geralmente dimensionado para atender às variações horárias do consumo (cerca de 20% do consumo máximo diário), mais certa folga para a demanda de emergência. Critério Prático de Frühling: Define a reserva total (Rt), como sendo 1/3 do consumo máximo diário. Rt = 1/3 V

Sendo: V = K1.q. Pop (m3/dia) V = Consumo máximo diário K1 = Coeficiente do dia de maior consumo q = per capita (m3/hab.dia) Pop = População atendida

Exemplo: Uma cidade com 20.000 habitantes (Pop. de Projeto) está projetando o seu Sistema de Abastecimento de Água. Calcular as reservas de equilíbrio, emergência e de incêndio (20 l/s para o hidrante e 4 horas de duração), com os seguintes dados: q = 200 l/hab.dia k1 = 1,25 k2 =1,6 Comparar o valor da Reserva Total com a capacidade obtida pelo critério de Fhühling.

Res. de Equilíbrio: REQ = k2 -1 . V ≅ 19 %V π

V = k1. q . Pop. = 1,25 . 200 . 20.000 = 5.000 m3

REQ = (19 %) . 5.000 = 950 m

3 Res. de Incêndio: RINC = 20 . 3600 . 4 horas = 288.000 l = 288 m

3

36

Res. de Emergência:

REM = 1 ( REQ + RINC) = 1 ( 950 + 288) = 412 m3

3 3 Reserva Total: RTOTAL = REQ + RINC + REM = 950 + 288 + 412 = 1.650 m

3

Critério Prático de Frühling: RTOTAL = 1 . V = 1 . 5.000 = 1.666 m

3 3 3 3.11 – Reservatórios Enterrados e Elevados – Capacidade:

Quando há necessidade de um reservatório elevado para garantir pressões adequadas na rede de distribuição, pode-se dividir o volume de água entre ele e um reservatório enterrado. Uma estação elevatória recalcará a água do reservatório enterrado para o elevado. As vazões extremas de dimensionamento do recalque seriam: a) Recalque com capacidade suficiente para atender à vazão do dia e hora de maior consumo da rede de distribuição.

400.86

P.q.2K.1K=Q

O reservatório elevado teria uma capacidade pequena, apenas o suficiente para manter um nível d’água que permitisse pressões adequadas na rede de distribuição. Todo o volume d’água para o consumo da cidade estaria no reservatório enterrado.

b) Recalque com a vazão média do dia de maior consumo.

400.86

P.q.1K=Q

O reservatório elevado deveria ter a capacidade necessária para atender à cidade. O reservatório enterrado seria o receptor da água aduzida e poço de sucção do sistema de recalque. A capacidade de cada um dos reservatórios poderia ser determinada pelo estudo de diversas soluções: • A medida que cresce a capacidade do reservatório elevado, decresce a do enterrado, sendo constante a capacidade total. O custo total aumenta com o crescimento da capacidade do reservatório elevado.

37• A vazão de recalque decresce quando aumenta a capacidade do reservatório elevado, diminuindo em conseqüência o custo do sistema de recalque. • O custo total, incluindo reservatório e sistema de recalque, é variável. A solução ótima é a que corresponde á solução de menor custo. • É comum entre nós, fixar-se, nestes casos, a capacidade para o reservatório elevado entre 10 e 20% da capacidade total necessária para a cidade.

3.12 – Influência da Posição do Reservatório no Dimensionamento dos Condutos Principais da Rede de Distribuição

a) Reservatório à Montante: O conduto principal RA deve atender à cidade no dia e hora de maior consumo. O seu dimensionamento deve ser feito para a vazão máxima da rede de distribuição.

Fig. 3.2 – Esquema de um reservatório posicionado à montante da rede QRA = K1.K2. q. P 86.400 b) Reservatório à Jusante: Na figura 3.3 estão indicados esquematicamente: AB – conduto adutor BC – rede de distribuição CD – conduto ligado ao reservatório de jusante.

38

Fig. 3.3 – Esquema de um reservatório posicionado à jusante da rede

O conduto AB é dimensionado para a vazão média do dia de maior consumo:

QAB = K1. q. P 86.400

O conduto CD funcionará com vazões bastante variáveis. No dia de maior consumo, no final do plano estudado para a cidade, o escoamento se realizará da seguinte forma: • No intervalo de tempo correspondente às horas de menor consumo, o sentido do escoamento será de C para D. A vazão máxima, neste período, será:

QCD = k1.q.P . – Qmín 86.400

Sendo Qmín, a vazão mínima da rede de distribuição durante às horas de menor consumo. • No intervalo de tempo correspondente às horas de maior consumo, o sentido de escoamento será de D para C. A vazão máxima, neste período, será:

QDC = k1.k2.q.P – K1.q.P . 86.400 86.400

A canalização CD deverá ser dimensionada para o maior desses dois valores de vazão.

3.13 – Posição do Reservatório de Distribuição em Cota

A determinação da posição do reservatório de distribuição em cota, conhecida a sua

localização em planta e as perdas de carga nos diversos trechos da rede de distribuição é realizada a partir dos pontos mais desfavoráveis do terreno. Esses pontos deverão ser escolhidos entre os mais afastados do reservatório e os situados em cotas mais elevadas.

39

Fig. 3.4 – Posição do Reservatório em cota

O nível d’água será fixado a partir da expressão:

NA = Z + h + hmín

onde:

Z = cota do terreno em um ponto desfavorável; h = perda de carga no escoamento da água desde o reservatório até o ponto mais

desfavorável; hmín = pressão disponível mínima requerida na rede de distribuição

3.14 – Detalhes Técnico-construtivos a) Divisão do Reservatório (enterrado ou apoiado) em pelo menos dois compartimentos, cada um podendo funcionar independentemente do outro para as ocasiões de limpeza e reparo.

b) Canalizações de Entrada: Reservatório Enterrado ou Apoiado: • Uma para cada compartimento dotada de válvula para isolamento e, se for o caso, válvula para fechamento automático ao se atingir o nível de água máximo. Reservatório Elevado: • Os reservatórios elevados, normalmente, apresentam um único compartimento, sendo constituídos de uma única canalização de entrada, com válvula de fechamento automático ou comando elétrico de nível quando ligados a uma estação elevatória. c) Canalizações de Saída: Reservatório Enterrado ou Apoiado: • Uma para cada compartimento dotada de válvula para isolamento. Saída pelo fundo, com um rebaixamento de um trecho da laje de fundo. Derivação para descarga (limpeza do reservatório). Reservatório Elevado:

40• Canalização de saída partindo do local mais baixo, constituída de válvula para isolamento e derivação para limpeza. d) Canalização de Extravasão: Reservatório Enterrado ou Apoiado: • Uma para cada compartimento, descarregando livremente na atmosfera. Vertedor de extravasamento em forma de calha (canaleta) localizado na parede vertical do reservatório. Reservatório Elevado: • Canalização de extravasamento descarregando livremente na atmosfera. Vertedor em forma de boca de sino. e) Aberturas para inspeção do reservatório convenientemente localizadas e protegidas contra a poluição.

f) Escadas de acesso oferecendo apropriada segurança para os operadores.

g) Cobertura adequada do reservatório, visando impedir ao máximo a iluminação natural, evitando o desenvolvimento de algas. h) Indicador de nível d’água (sistema de flutuador) e/ou sistema de indicação à distância, para o serviço de operação poder controlar os volumes armazenados. i) Dispositivos para ventilação, de modo a evitar pressões diferenciais perigosas na estrutura do reservatório. J) Sinalização dos reservatórios elevados, para proteção da navegação aérea. k) Instalação de para-raios nos reservatórios elevados. 4 – REDES DE DISTRIBUIÇÃO DE ÁGUA 4.1 – Introdução A rede de distribuição é o conjunto de tubulações e peças especiais destinadas a conduzir a água até os pontos de consumo. As tubulações distribuem em marcha e se dispõe formando uma rede. Em geral, é a parte de maior custo do Sistema de Abastecimento de Água. 4.2 – Partes Constitutivas É composta por: a) Canalizações principais e secundárias, com suas peças especiais (tês, curvas, cruzetas, etc...). b) Órgãos acessórios: registros, hidrantes, etc...

414.3 – Tipos de traçado Estão basicamente condicionados ao traçado urbano das cidades e às condições topográficas. Esquematicamente, temos:

4.3.1 – Espinha de Peixe Traçado comum em cidades de desenvolvimento linear. A linha tronco passa pelo eixo da cidade e dela derivam em ramificação os outros condutos principais.

Fig. 4.1 – Esquema de uma Rede em Espinha de Peixe 4.3.2 – Grelha São condutos principais dispostos mais ou menos paralelamente e ligados a uma canalização tronco alimentadora.

Fig. 4.2 – Esquema de uma Rede em Grelha 4.3.3 – Malha São canalizações principais que formam circuitos fechados.

42

Fig. 4.3 - Esquema de uma Rede em Malha 4.4 – Tipos de Traçado 4.4.1 – Rede Ramificada

Possui um único sentido de alimentação. Uma interrupção no escoamento compromete todo o abastecimento à jusante da mesma.

4.4.2 – Rede Malhada

O escoamento pode se efetuar por sentidos diferentes, dependendo das solicitações na rede.

4.5 – Elementos Básicos para o Dimensionamento 4.5.1 – Elementos Conhecidos • Topografia plani-altimétrica em escala 1:2000 • Coeficientes de variação do consumo:

K1 – coeficiente do dia de maior consumo K2 – coeficiente da hora de maior consumo

• q – per capita de abastecimento de água, em l/hab.dia • P – População total abastecida 4.5.2 – Elementos a serem Determinados • Vazões que escoarão nos diversos trechos de canalização • Diâmetro das canalizações • Pressões disponíveis nos “nós” 4.5.3 – Condições Técnicas a serem Satisfeitas

43a) Vazão de Dimensionamento: É a máxima provável em cada trecho, sendo dimensionada para o dia e hora de maior consumo. Esta vazão de distribuição em marcha é calculada em l/s.m ou l/s.ha, tomando-se por base a quota per capita e a densidade populacional.

b) Velocidades e Vazões Limites: Estes dois parâmetros estão relacionados às condições de bom funcionamento (limitação da perda de carga, controle da corrosão, desgaste das tubulações e acessórios, etc...) e custo mínimo do sistema. São estabelecidos através das equações: Vmáx = 0,6 + 1,5.D onde:

Vmáx = velocidade máxima na canalização (m/s) D = diâmetro interno da canalização (m) Qmáx = A.Vmáx

sendo: A = área da seção transversal da canalização (m2) A tabela 4.1mostra o relacionamento entre estes parâmetros: Tabela 4.1 – Velocidades/Vazões Máximas em função do Diâmetro

Diâmetro Nominal DN

Velocidade Máxima (m/s)

Vazão Máxima (l/s)

DN 50 0,68 1,33 DN 75 0,71 3,14 DN 100 0,75 5,89 DN 150 0,83 14,65 DN 200 0,90 28,27 DN 250 0,98 47,86 DN 300 1,05 74,22 DN 350 1,13 108,24 DN 400 1,20 150,80

c) Diâmetro das Canalizações: Conhecida a vazão, escolhe-se o diâmetro do trecho, com base na tabela 4.1. Limita-se inferiormente o diâmetro (DN 50), para se precaver do mau funcionamento futuro, devido às incrustações, bem como para a garantia de certas demandas de emergência.

d) Pressões Disponíveis:

44Em qualquer ponto da rede de distribuição, a pressão deve estar acima de um mínimo, para garantir o adequado funcionamento dos aparelhos domiciliares, e abaixo de um máximo, para se evitar o desperdício e o rompimento das canalizações. A Norma Brasileira estabelece os seguintes limites:

• Pressão Dinâmica Mínima: 10 mca • Pressão Estática Máxima: 50 mca

4.6 – Roteiro para o Dimensionamento 4.6.1 – Determinação da Vazão Total A vazão total utilizada para o dimensionamento da rede de distribuição de água é estabelecida para o dia e hora de maior consumo.

86400

P.q.2K.1K=Qt (l/s)

4.6.2 – Determinação da Vazão Unitária A vazão unitária pode ser determinada por metro linear de canalização ou por área de abastecimento. Pela Vazão Total:

L

Qt=qu (l/s.m)

onde: L = comprimento total de rede projetada (m) Pela Testada Média dos Lotes:

2

T.400.86

n.q.2K.1K=qu (l/s.m)

onde: n = número de habitantes por economia T = testada média dos lotes (m)

Nota: No caso em que o abastecimento atingir apenas um lado da via pública, utiliza-se a seguinte expressão:

T.400.86

n.q.2K.1K=qu (l/s.m)

Pela Vazão por Economia:

45

400.86

n.q.2K.1K=qu (l/s.economia)

onde: n = número de habitantes por economia Pela Área Total a ser Abastecida:

A.400.86

P.q.2K.1K=qu (l/s.ha)

onde: A = área total a ser abastecida pela rede de distribuição (ha) 4.6.3 – Tomada de Água A tomada de água ou ponto de origem da rede de distribuição de água é a partir de um reservatório. Há casos em que a rede de distribuição projetada tem como origem uma rede já existente, particularmente, tratando-se de ampliações de rede. Nestes casos, o ponto de tomada de água é o ponto de interseção na rede existente.

4.6.4 – Cota Piezométrica no Ponto de Tomada de Água A cota piezométrica ou nível piezométrico, está relacionada à cota altimétrica do nível d’água do reservatório que deverá atender a rede de distribuição. Normalmente, para fins de dimensionamento, utiliza-se a Cota do Nível Médio do Reservatório. Particularmente, tratando-se de ampliações de rede já existente, a cota piezométrica é estabelecida pelo somatório da cota altimétrica conhecida no Ponto de Tomada e da Pressão disponível no mesmo local. A pressão disponível, neste caso, é medida através de aparelhos apropriados de medição de pressão (manômetros).

4.6.5 – Determinação das Perdas de Carga Normalmente, utiliza-se a fórmula de Hazen-Williams, através da seguinte expressão:

L.D.C

Q.643,10=hp

87,485,1

85,1

onde: hp = perda de carga total (m) Q = vazão (m3/s) D = diâmetro interno da canalização (m) L = comprimento do trecho (m) C = coeficiente de rugosidade

C = 130 (tubos de Ferro Fundido Novo) C = 150 (tubos de PVC, PEAD e PRFV)

4.6.6 – Planilha de Cálculo das Pressões Disponíveis Conhecendo-se as vazões nos trechos, o diâmetro das canalizações e a cota piezométrica no ponto de tomada, nos é possível determinar as pressões disponíveis nos diversos “nós” da rede de distribuição em estudo.

46Partindo do ponto de tomada, determinamos a perda de carga entre dois “nós” consecutivos. Subtraindo-se esta perda de carga da cota piezométrica do “nó” de montante, temos a cota piezométrica do “nó” de jusante. Subtraindo-se a cota do terreno do “nó” de jusante, temos a pressão disponível (dinâmica) neste “nó”. A pressão estática no “nó” é determinada subtraindo-se da cota do nível d’água médio do reservatório abastecedor do sistema, a cota do terreno do referido “nó”. Este caminhamento de cálculo é feito com a utilização das planilhas, cobrindo todos os “nós” da rede de distribuição em estudo. No final, devemos verificar se as pressões disponíveis nos diversos “nós” da rede, obedecem os limites de pressão estabelecidos por norma:

• Pressão Dinâmica Mínima: 10 mca • Pressão Estática Máxima: 50 mca

4.7 – Dimensionamento de Redes Malhadas

Fig. 4.4 - Balanceamento de Vazões em Redes Malhadas 4.7.1 – Marcha de Cálculo 1) Define-se os diversos consumos (Q1, Q2, etc..), que devem ser atendidos pela vazão global de alimentação (Q); 2) Escolhe-se criteriosamente o “Ponto Morto” ou de Equilíbrio (recebe contribuições dos dois ramos da malha). A escolha recai no nó da malha que apresente comprimentos semelhantes a partir do nó de alimentação (A), tanto no sentido horário como no sentido anti-horário de abastecimento (trecho ABCD ≅ trecho AFED); 3) “Fixamos” as vazões nos trechos, de maneira que a equação da continuidade seja obedecida em todos os nós da malha (a soma das vazões que entram no nó deve ser igual a soma das vazões que saem do mesmo nó); 4) “Arbitramos” as convenções de sinal: As vazões serão consideradas positivas quando se deslocarem no sentido horário, caso contrário, serão negativas;

475) Com as vazões “fixadas”, estabelecemos os diâmetros, de maneira que as velocidades estejam dentro dos limites apresentados na Tabela 4.1; 6) Levando-se em conta o comprimento do trecho, a vazão, o diâmetro e o material da canalização, calcula-se a perda de carga para cada trecho, considerando-a com o mesmo sinal da vazão anteriormente estabelecido. Essa perda de carga pode ser expressa pela fórmula de Hazen-Williams:

L.D.C

Q.643,10=hp

87,485,1

85,1

7) Somam-se as perdas de carga calculadas para todos os trechos da malha: ∑hp = hp1+hp2+.... Se a distribuição inicial de vazões da malha estiver correta (“fixadas” conforme apresentado nos itens anteriores): ∑hp = ZERO Se ∑hp ≠ ZERO, deve ser introduzida uma correção nos valores pré-estabelecidos para as vazões, a fim de ser obtida a somatória NULA. Esta correção das vazões pode ser calculada, considerando-se a utilização da fórmula de Hazen-Williams para o cálculo da perda de carga, utilizando-se a seguinte expressão:

Qhp.85,1

hp=∆

onde: ∆ = correção das vazões (l/s) Q = vazão no trecho (l/s) ∑hp = Somatória das perdas de carga (m) 8) Corrigidas as vazões, repete-se o processo, até que o valor da correção ∆ seja desprezível. 4.8 – Materiais Empregados nas Redes de Distribuição 4.8.1 – Padronização dos Materiais Em 1980 o BNH, juntamente com as Companhias Estaduais de Saneamento, realizou um encontro com a participação dos fabricantes de tubos e conexões e empresas ligadas à engenharia sanitária, onde foi estabelecido a “Padronização de Materiais de Redes de Distribuição de Água”. Os resultados foram significativos, pois registrou-se uma redução global de 66,3 % na variedade de conexões e 62,6 % nas tubulações.

4.8.2 – Terminologia

48 Diâmetro Nominal ou “DN”: É um simples número que serve para classificar em dimensão os elementos de canalização e

que corresponde aproximadamente ao diâmetro interno da tubulação em milímetros (mm). O diâmetro nominal (DN=N°) não deve ser objeto de medição e nem ser utilizado para fins de

cálculos. Conexões: AD = Adaptador K = Cap T = Tê X = Cruzeta C = Curva RD = Redução LS = Luva Simples LCR = Luva de Correr RGC = Registro Chato HS = Hidrante Subterrâneo HC = Hidrante de Coluna E = Extremidade Natureza: F°F° = Ferro Fundido PVC = PVC Rígido PVC DEF°F° = PVC com diâmetro equivalente ao Ferro Fundido PEAD = Polietileno de alta densidade Tipos de Extremidade: P = Ponta B = Bolsa F = Flange Tipos de Junta: JE = Junta Elástica JS = Junta Soldada JF = Junta Flangeada 4.8.3 – Tubos e Conexões PVC RÍGIDO: Especificações: • Tubo de PVC Rígido de Ponta e Bolsa com junta elástica (com anel de borracha); • Conexões de PVC Rígido de Ponta e Bolsa com junta elástica;

49• Registro chato com bolsas e cabeçote para tubos de PVC Rígido. Características: • Os tubos de PVC Rígido são fabricados com 6 metros de comprimento; • Classe dos tubos: classe 12, 15 e 20; • Diâmetros Comerciais: DN 50, DN 75 e DN 100; • Deflexão máxima na junta: 2° • Pressão Máxima de Serviço: corresponde a metade da pressão interna máxima de ensaio. Assim:

Classe 15 : Pressão de ensaio = 15 Kgf/cm2 ou 150 mca Pressão máxima de serviço = 7,5 Kgf/cm2 ou 75 mca

PVC DEF°°°°F°°°°(PVC com diâmetro equivalente ao Ferro Fundido): Especificações: • Tubo de PVC DEF°F° de Ponta e Bolsa com junta elástica (com anel de borracha); • Conexões de Ferro Fundido de Ponta e Bolsa com junta elástica; • Registro chato com bolsas e cabeçote de Ferro Fundido e junta elástica para tubos de PVC DEF°F°. Características: • Os tubos de PVC DEF°F° são fabricados com 6 metros de comprimento; • Classe dos tubos: classe 1 Mpa; • Pressão Máxima de Serviço: 1 Mpa =10 Kgf/cm2 =100 mca • Diâmetros Comerciais: DN 100, DN 150, DN 200, DN250 e DN300; • Tipo de Junta: Elástica com anel de borracha; FERRO FUNDIDO: Especificações: • Tubo de Ferro Fundido Dúctil de Ponta e Bolsa com junta elástica (com anel de borracha); • Conexões de Ferro Fundido de Ponta e Bolsa com junta elástica; • Registro chato com bolsas e cabeçote de Ferro Fundido e junta elástica para tubos de Ferro Fundido. Características: • Os tubos de F°F° são fabricados com 6 metros de comprimento; • Classe dos tubos: classe K-7, K-9 e 1 Mpa; • Pressão Máxima de Serviço: variável de acordo com o tipo de classe e com o diâmetro do tubo; • Tipos de junta: Elástica, mecânica e flangeada. PEAD (Polietileno de Alta Densidade): Especificações: • Tubo de PEAD com junta soldável;

50• Conexões de PEAD com pontas e junta soldável; Características: • Os tubos de PEAD ponta - ponta, são produzidos em diversas classes e diâmetros; • Classe dos tubos: PN 6, PN 8, PN 10 e PN 16; • Diâmetros Comerciais: São produzidos nos diâmetros externos de 20 a 400 mm, sendo fabricados segundo Normas DIN 8074 ou ISO 4427. Os diâmetros menores (até 125 mm) são fornecidos em bobinas de 100m. A partir de 125 mm os tubos são necessariamente fornecidos em barras de 6 ou 12 metros. • Pressão Máxima de Serviço: corresponde a classe dos tubos Assim:

Classe PN 10 : Pressão máxima de serviço = 10 Kgf/cm2 ou 100 mca

• As conexões podem ser injetadas ou produzidas a partir de segmentos de tubo. As injetadas podem ser: eletrofusão - junta soldável ponta – ponta – ponta – junta soldável compressão – junta mecânica As conexões produzidas a partir de segmentos de tubo são necessariamente ponta – ponta. 4.8.4 – Relação de Materiais Tubulações: Tubo de ................, ponta e bolsa, junta elástica com anel de borracha, classe..... QUANTIDADE CLASSE DIÂMETRO 200 m 1 Mpa DN 150 Conexões: Conexões de ....., de ponta e bolsa com junta elástica para tubos de .......... QUANTIDADE TIPO DIÂMETRO 04 T JE BBB 100 x 100 Elementos Especiais: Caixa de alvenaria para registro com tampão articulável de ferro fundido, tipoT9.........................................................................................................................03 unidades Hidrante subterrâneo com curva longa, caixa e bolsa de ligação para tubos de PVC JE PBA – HS DN 75 ..................................................................................................................02 unidades

51

II – ESGOTOS SANITÁRIOS 1 - REDES COLETORAS DE ESGOTOS SANITÁRIOS 1.1 - Generalidades

Entende-se por esgotos sanitários as águas residuárias domésticas e despejos industriais, e certa parcela de água do subsolo e da chuva, pois estas podem infiltrar-se por juntas defeituosas, entrarem pelas bordas dos tampões de poços de visita, etc. A determinação deste tipo de contribuição é difícil de ser medida, sendo a mesma estimada criteriosamente.

No projeto das redes cloacais a tarefa mais difícil é a correta avaliação das vazões que serão empregadas no dimensionamento da rede, a fim de que o projeto satisfaça às condições técnicas com o menor custo de investimento possível, e não esteja hipo ou hiper dimensionado (fora da realidade).

Com o decorrer do projeto ao longo do tempo existem possibilidades de modificação nos índices de ocupação da área urbana, na densidade populacional e na taxa de crescimento populacional, ocasionando uma mudança nos limites urbanos em maior ou menor grau. Todas estas possibilidades de modificações exigem uma maior coleta de dados, afim de elaborarmos um estudo criterioso da dinâmica do núcleo urbano considerado. Partindo-se de dados inconsistentes, de hipótese mal formuladas, ou de estudos incompletos chega-se, invariavelmente, ao projeto e construção de sistemas tecnicamente insatisfatórios e/ou economicamente inviáveis após implantados.

Dentre as principais causas de dificuldades e erros de previsão está a falta de planejamento urbano nas cidades brasileiras, sendo que poucas delas dispõem de Plano Diretor. Mesmo em cidades que dispõem destes as dificuldades são grandes, uma vez que os mesmos dificilmente são seguidos, não havendo continuidade no trabalho administrativo após cada mandato, ficando na maioria das vezes entregue aos interesses políticos e econômicos imediatos, gerando o crescimento caótico, desregrado e imprevisível.

Embora o planejamento dos sistemas de esgotos não deva ser feito independente do planejamento urbano, a inexistência deste, devemos tomar todos os cuidados necessários para adequada aplicação das técnicas de planejamento, evitando-se improvisações que conduzem a caminhos inadequados que exigem retificações e retrocessos futuros.

Nos sistemas primitivos de coleta de esgotos, os mesmos não eram separados, o único interesse era o recolhimento rápido dos dejetos; com o comprometimento gradativos dos mananciais superficiais, houve a necessidade da proteção ambiental, aumentando a complexibilidade dos sistemas existentes, aos quais foram anexadas novas funções. A utilização de corpos hídricos como receptores de esgotos afetam as comunidades localizadas a jusante do lançamento, tornando a água, na maioria das vezes, imprópria para o consumo humano, provocando o abandono do mesmo como manancial.

Os sistemas de esgotos devem possuir não só uma rede coletora, mas, também, um conjunto de órgãos destinados a condicionar e lançar as águas residuárias de maneira a não colocar em risco a saúde da população, dos corpos receptores e do meio ambiente.

Hoje, grande parte da população do país não é atendida e nem dispõem de sistemas adequados, com isso a proteção do meio ambiente torna-se difícil de ser atingida, exigindo investimentos vultuosos, na construção de sistemas cada vez mais complexos.

521.2 - Definições 1.2.1 - Tipos de Sistemas de Esgotos: 1.2.1.1 Sistema Unitário ou Combinado Neste sistema a rede é projetada e construída para coletar e conduzir as águas pluviais juntamente com os esgotos sanitários e despejos industriais. As dimensões dos condutos principais são relativamente grandes exigindo maior volume de obras e consequentemente, maiores investimentos iniciais, o que torna difícil a implantação em regiões de poucos recursos financeiros. 1.2.1.2 Sistema Separador Parcial ou Misto No sistema misto ou separador parcial, não são admitidas as águas pluviais provenientes de ruas e avenidas, praças, jardins, quintais e áreas não pavimentadas, podendo serem lançadas nos coletores, somente as de telhados, pátios internos e sacadas dos edifícios. 1.2.1.3 Sistema Separador Absoluto Este sistema é concebido para receber exclusivamente, esgotos sanitários e despejos industriais. As águas pluviais são esgotadas em outro sistema independente.

Algumas vantagens:

- as tubulações são menores favorecendo o emprego de tubos pré-moldados;

- pode-se fazer a implantação do sistema por partes, construindo-se inicialmente a rede de maior importância, e ampliando-a posteriormente;

- as condições de operação das elevatórias e estações de tratamento são melhores, não sofrendo alteração significativa de vazão por ocasião dos períodos chuvosos;

- o afastamento das águas pluviais é facilitado, admitindo-se lançamentos múltiplos em locais mais próximos. 1.2.2 - Partes Constituintes dos Sistemas de Esgotos 1.2.2.1 Coletor Predial É o coletor de propriedade particular, que conduz os esgotos de um ou mais edifícios à rede coletora. 1.2.2.2 Coletor de Esgoto ou Coletor É a tubulação que, funcionando como conduto livre, recebe contribuição em qualquer ponto ao longo de seu comprimento. 1.2.2.3 Coletor Principal

53 É todo coletor cujo diâmetro é superior ao mínimo estabelecido para a rede. 1.2.2.4 Coletor Tronco É todo coletor que recebe a contribuição dos coletores prediais e de vários coletores de esgotos. 1.2.2.5 Interceptor É a canalização que recebe a contribuição de coletores tronco e de alguns emissários. 1.2.2.6 Emissário É a canalização que recebe contribuição apenas em sua extremidade de montante. 1.2.2.7 Rede Coletora Conjunto constituído por ligações prediais, coletores de esgoto, e seus órgãos coletores. 1.2.2.8 Trecho Segmento de coletor, coletor tronco, interceptor ou emissário, compreendido entre singularidades sucessivas. Entende-se por singularidades qualquer órgão acessório, mudança de direção e variações de seção, de declividade e de vazão quando significativa. 1.2.2.9 Diâmetro Nominal (DN) Simples número que serve para classificar em dimensão os elementos de tubulação e acessórios. 1.2.2.10 Órgãos Acessórios: Dispositivos fixos desprovidos de equipamentos mecânicos. 1.2.2.10.1 Poço de Visita (PV) É uma câmara visitável, através de abertura em sua parte superior, que permite a reunião de duas ou mais canalizações, e a realização de serviços de manutenção e limpeza dessas canalizações. Na figura 1.1 pode-se ver o detalhe de um poço de visita utilizado em rede coletoras de esgoto sanitário. 1.2.2.10.2 Tubo de Inspeção e Limpeza (TIL) Dispositivo não visitável que permite inspeção e introdução de equipamentos de limpeza. Na figura 1.2 pode-se ver o detalhe de um tubo de inspeção e limpeza utilizado em redes coletoras de esgoto sanitário.

54

Figura 1.1 - Poço de Visita 1.2.2.10.3 Terminal de Limpeza (TL) Dispositivo que permite introdução de equipamentos de limpeza, localizado na cabeceira de qualquer coletor. Na figura 1.3 pode-se ver o detalhe de um terminal de limpeza. 1.2.2.10.4 Caixa de Passagem (CP) Câmara sem acesso localizada em pontos singulares por necessidade construtiva. 1.2.2.10.5 Sifão Invertido Trecho rebaixado com escoamento sob pressão, cuja finalidade é transpor obstáculos, depressões do terreno ou cursos d’água. 1.2.2.10.6 Passagem Forçada Trecho com escoamento sob pressão, sem rebaixamento.

551.2.2.11 Profundidade Diferença de nível entre a superfície do terreno e a geratriz inferior interna do coletor.

Figura 1.2 - Tubo de Inspeção e Limpeza (TIL) 1.2.2.12 Recobrimento Diferença de nível entre a superfície do terreno e a geratriz superior externa do coletor.

1.2.2.13 Tubo de Queda Dispositivo instalado no poço de visita (PV), ligando um coletor afluente ao fundo do poço. 1.2.2.14 Coeficiente de Retorno Relação média entre os volumes de esgoto produzido e de água efetivamente consumida.

56

Figura 1.3 - Terminal de Limpeza (TL) 1.2.2.15 Estação Elevatória

57 É toda instalação construída e equipada de forma a poder transportar o esgoto do nível de sucção ou de chegada, ao nível de recalque ou de saída, acompanhado aproximadamente as variações das vazões afluentes. 1.2.2.16 Estação de Tratamento de esgotos (ETE) Conjunto de unidades destinadas à remoção de sólidos grosseiros e matéria orgânica em suspensão ou em solução, à níveis suficientes para evitar a poluição de cursos d’água, lagos e oceanos. 1.2.2.17 Obras de Lançamento Final Canalizações destinadas a conduzir o efluente final das estações de tratamento de esgotos, ou o esgoto bruto, ao ponto de lançamento em rios, oceanos ou lagos. 1.2.3 - Conceitos 1.2..3.1 Tensão Trativa: A tensão trativa é definida como uma tensão tangencial exercida sobre a parede do conduto pelo líquido escoado.

Tem-se a tensão trativa média “σ” para escoamento uniforme como sendo:

σθ γ θ

γ θ

σ γ

θ θ θ θ

= = = =

=

≅

P

pl

P

pl

A l

plR

R I

pois para

tH

H

. sen . . . sen. .sen

. .

pequeno, sen tg e tg = I

onde: σ = tensão trativa média, Pa; P = peso de um trecho l do líquido que escoa, N; Pt = componente tangencial de P, N; θ = ângulo de inclinação do conduto, grau; γ = peso específico do líquido, 104 N/m3 para o esgoto; RH = raio hidráulico, m;

58I = declividade da tubulação, m/m;

Ela é calculada pela equação acima, e representa um valor médio da tensão ao longo do perímetro molhado do conduto. 1.3 - Projeto de Redes Coletoras de Esgoto Sanitário 1.3.1 Elementos Necessários 1.3.1.1 Consumo médio “Per Capita” (q): O consumo médio “per capita” é o volume diário médio anual que é fornecido, pelo sistema público de abastecimento de água, a cada habitante. Conceitualmente constitui-se no volume anual distribuído, dividido pelo número de dias e pelo número de habitantes servidos. Assim,

q =

V

P x 365 (l / hab.dia)

onde: V= volume distribuído anualmente, em l; P= população abastecida. O consumo médio “per capita” é largamente influenciado por grande número de fatores, dentre os quais: * hábitos higiênicos da população; * nível sócio-econômico da população; * clima da região; * tipo de sistema de distribuição e tarifário; * estado de conservação do sistema de abastecimento de água. Para cidades pequenas e porte médio, os valores mais comumente aceitos variam entre 150 a 300 l/hab.dia, sendo o valor de 250 l/hab.dia o mais usado no Brasil. Para grandes cidades são adotadas valores superiores a 400 l/hab.dia. 1.3.1.2 Coeficiente de Retorno (C): Entende-se por coeficiente de retorno à relação média entre os volumes de esgoto produzido e de água efetivamente consumida. O valor de C está compreendido entre 0,7 e 1,2, e depende de vários fatores, dentre os quais: * estado de conservação das redes de água e esgotos; * existência de fontes particulares de abastecimento. O valor de C igual a 0,8 é utilizado pela maioria dos projetistas, em situações normais de projeto. 1.3.1.3 Variações do Consumo Médio (K1 , K2 ): O consumo de água pela população está sujeito a variações sensíveis, durante os dias do ano e durante as horas do dia. Essas variações devem ser levadas em consideração

59para efeito de projeto de sistemas de esgotos, já que as canalizações e outros órgãos devem atender às condições extremas de funcionamento e, portanto, às vazões de pico. Pode-se definir:

K1 - coeficiente do dia de maior consumo, que é a relação entre a máxima do dia de maior vazão, e a vazão média diária anual.

O valor de K1 mais usado é o de 1,25. K2 - coeficiente da hora de maior consumo, que é a relação entre a vazão da hora de maior consumo e a vazão média do dia ocorrido.

O valor de K2 mais usual é o de 1,50. Admitindo-se as variações horárias e diárias, a vazão máxima de projeto é o produto da vazão média diária anual pelos coeficientes K1 e K2 . 1.3.1.4 Área Esgotada por Bacia (a): Durante a elaboração dos estudos preliminares deverão ser delimitadas as áreas com as mesmas características de ocupação, em cada bacia hidrográfica. É evidente que durante o período de projeto as áreas poderão ser ampliadas, o que deve ser levado em consideração na concepção do projeto. Pode-se definir ai e af como sendo as áreas de início e final de plano, respectivamente, em hectares. 1.3.1.5 Densidade Demográficas (d): A previsão de população fornece a estimativa da população até o final do plano, constituindo-se em dado útil para os estudos de viabilidade econômica e para algumas partes constituintes do sistema. Os estudos da distribuição da população na área urbana, por bacia hidrográfica, por área característica e por tipo de ocupação, constitui-se em atividade indispensável para o dimensionamento da rede coletora e outros órgãos do sistema. os valores mais freqüentemente encontrados de densidades populacional em áreas urbanas são mostrados na Tabela a seguir. Tipo de Área Densidade (hab/ha) Áreas periféricas, casas isoladas, lotes grandes 25 - 50 Casa isoladas, lotes médios e pequenos 50 - 75 Casas geminadas, predominando um pavimento 75 - 100 Casas geminadas, predominando dois pavimentos 100 - 150 Prédios de apartamentos, pequenos 150 - 250 Prédios de apartamentos, altos 250 - 750 Áreas comerciais 50 - 100 Áreas industriais 25 - 50 Densidade global média 50 - 150

1.3.1.6 Vazões Concentradas (Qc):

60 As vazões concentradas, principalmente devidas às indústrias localizadas nos centros urbanos, deverão ser levantadas com o máximo rigor, obtendo-se os valores das vazões média, máxima e mínima atuais. Pode-se definir Qci e Qcf como sendo as vazões concentradas, em litros por segundo, para início e fim de plano, respectivamente. 1.3.1.7 Vazão de Infiltração (I): A contribuição de infiltração, segundo a NBR-9649, é a parcela das águas do lençol sub-superficial que penetra nas canalizações de esgotos, somada a certa quantidade de água que penetra pelas juntas dos tampões dos poços de visita. Essa parcela é admitida compulsoriamente pela rede, não sendo possível sua avaliação precisa, pois depende de condições locais tais como: NA do lençol freático, natureza do sub-solo, qualidade da execução da rede, material da tubulação e tipo de junta utilizado. O valor adotado deve ser justificado. Normalmente se estabelece entre 0,05 e 1,0 l/s.Km. 1.3.1.8 Comprimento do Coletor (L): O desenvolvimento dos cálculos de vazão em coletores de esgotos exige que se conheça o comprimento inicial e final de coletor para bacia hidrográfica, e por áreas características em cada bacia. Pode-se definir Li e Lf como sendo, respectivamente, os comprimentos de coletores inicial e final, expressos em metros ou quilômetros. Esses dados são obtidos medindo-se em planta os comprimentos das vias públicas onde serão instalados os coletores. 1.3.1.9 Comprimento do Trecho de Coletor (l): O trecho de coletor é definido como a parte do mesmo compreendida entre dois poços de visita consecutivos.

Seu comprimento é obtido a partir da planta e fornecido em metros. 1.3.2 - Vazões de Dimensionamento de Coletores A NBR-9649 - Projeto de Redes Coletoras de Esgoto Sanitário fixa as condições para o dimensionamento de sistemas de coleta e afastamento, com funcionamento em lâmina livre, observada a regulamentação específica das entidades responsáveis pelo planejamento e desenvolvimento do sistema de esgoto sanitário. Admite-se que a vazão em coletores de esgotos origina-se por metro de coletor, sendo a soma de duas parcelas: a de esgotos propriamente dita somada à de infiltração. Quanto às vazões concentradas, elas devem ser somadas à do trecho onde ocorrem. Inexistindo dados pesquisados e comprovados, com validade estatística, recomenda-se como o menor valor de vazão, 1,5 l/s em qualquer trecho. 1.3.2.1 Vazões Máximas de contribuição (Qi,,f ):

61 Definida uma área, com características próprias em uma bacia hidrográfica, as vazões máximas de início e final de plano, serão, respectivamente:

)s/l(86400

q.d.a.K.C=Q iii2

i

)s/l(86400

q.d.a.KK.C=Q fff2.1

f

onde os índices i e f indicam os valores admitidos para início e final de plano. No cálculo de coletores admiti-se que df seja a densidade de saturação urbanística. 1.3.2.2 Vazões por metro de coletor (Txi , f ): As vazões por metro de coletor para áreas características de bacias de drenagem são calculadas pelas expressões:

TQ

LI

TQ

LI

xii

i

xff

f

= +

= +

(em l / s.m)

(em l / s.m)

1.3.2.3 Vazões no trecho: Um trecho de coletor deve ser calculado para as vazões máximas inicial e final. No cálculo dessas vazões admite-se a soma de tr6es parcelas: a vazão concentradas no trecho. Assim:

Q T l Q Q

Q T l Q Q

ti xi ci mon te

tf xf cf mon te

= + + +

= + + +

( )

( )

tan

tan

i

f

Para qualquer trecho de coletor, a vazão mínima de cálculo deve ser igual a 1,5 l/s. 1.3.3 - Vazões em Interceptores A NBR-9649 - Projetos de Redes Coletoras de Esgotos Sanitários, aplica-se a Interceptores em cuja rede coletora existam canalizações com diâmetro superior a um metro (1,0 m), ou cuja soma do comprimento de um coletor tronco qualquer com o comprimento do interceptor a jusante do ponto de encontro com esse coletor tronco seja superior a cinco quilômetros (5,0 km). Devido às restrições impostas pelas normas, os pequenos interceptores são calculados como coletores. 1.4 - Dimensionamento de Redes Coletoras 1.4.1 - Dados De Entrada

62 Os dados de entrada são aqueles relativos a população que será atendida pelo projeto de sistemas de esgotos e as condições específicas do local de implantação da rede, sendo eles:

- Número de economias atendidas;

- Número de pessoas por economia;

- Comprimento total da rede;

- Cotas de níveis a montante e a jusante do trecho considerado; - Bem como valores normatizados como: K1, K2, g, n, γ, entre outros que serão

citados no transcorrer do dimensionamento. 1.4.2 - Condições de Contorno que devem ser Verificadas Estas condições são as seguintes:

y

D max

≤ 0 75, ;

y

DV Vf c

≤ → >0 50,

Vc = 6.(g.RH)½

Sendo que Vc é dado em m/s, g é aceleração da gravidade igual a 9,81 m/s2 e o RH

(raio hidráulico) é dado em m.

Qmín = 1,5 l/s. 1.4.3 - Equações que serão Utilizadas São elas: Vazão Inicial:

cIiii2

i Q+L.q+400.86

P.q.K.C=Q

onde: C = coeficiente de retorno; qi = per capita de abastecimento de água inicial (l/hab.dia); Pi = n.º de habitantes; qI.i = vazão de infiltração (l/s.m); ∑Qc= somatório das vazões concentradas; Pi = DHi . n.º lotes;

63DHi = densidade (hab/lote).

Vazão Final:

QC K K q P

q L Qf

f f

If c= + +∑. . . .

..

1 2

86 400

agora os dados são todos para o período final. Declividade (tubos cerâmicos e concreto novo – n = 0,013) I Qimin = −0 0055 0 47, . , onde:

Imín é dado em (m/m) e Qi em l/s; I V m smax f→ = 5 /

Velocidade (Fórmula de Manning):

vn

R IH=1 2

312. .

onde: v = velocidade (m/s); RH = raio hidráulico (m); I = declividade (m/m); n = coeficiente de rugosidade das tubulações;

para: tubos cerâmicos: n = 0,013 à 0,015, tubos de concreto novo: n = 0,013, tubos de concreto velho: n = 0,015, tubos de PVC: n = 0,010. Tensão Trativa: σ γ= . .R IH onde:

σ = tensão trativa em (kgf/m2) → σ ≥ 1,0Pa ou 0,1kgf/m2; γ = peso específico do líquido transportado → γ = 1000 kgf/m3.

Índice FH :

FQ n

D IH =

.

.83

12

onde: FH = valor tabelado (adimensional)(Tabela nos Anexos) ; Q = vazão de projeto (m3 / s); D= diâmetro pré-determinado (m); I = declividade do trecho considerado (m/m); n= coeficiente de Manning, varia conforme o material.

64 1.4.4 - Roteiro para o Cálculo Para iniciarmos o cálculo primeiramente pré-determinamos um valor para o diâmetro “D”.

Com os valores da vazão “Q”, coeficiente de Manning “n” e a declividade “I”, calculamos FH e procuramos seu valor na tabela.

Já conhecendo FH encontramos os valores de (RH / D) e (y/D) e assim calcula-se

os valores da velocidade de escoamento (v) e do raio hidráulico (RH). Calcula-se então a tensão trativa (σ), que deve ser ≥ 1,0Pa, para que não ocorra a geração de sulfetos e nem a obstrução do conduto. 1.4.5 - Exemplos a) Verificar se a tensão trativa para o conduto abaixo é atendida. Condição σ ≥ 1Pa. D y Dados:

D = 200 mm I = 0,01 m/m y = D/2 Resolução:

RA

P

D

Dm

R I

H

H

= → → = =

= →

D

4

1000 . 0,05 . 0,01 = 0,5 kgf

m (OK) > 0,1 kgf

m2 2

π

π

σ γ σ

.

.

,,

. .

2

4 0 2

40 05

b) Para y< D/2 temos:

65

Q A

vn

R IH

= →

=

. v v = Q

A

1 23

12. .

θπ θ θ θ

π θ= −

= −

= −

2 1

2

4 360 2 41

360

2

2

. cos .. sen

..sen

. .ar

y

DA

DR

DH , ,

Qn

R I AQ n

IR AH H= → =

1 23

12

12

23. . .

..

Q n

ID D

Q n

D I

.. .

.sen

. .. . .

. sen

.

..

.sen

. .. .

. sen

12

23

23

2

83

12

23

1

41

360

2

1

4 360 2

1

41

360

2

1

4 360 2

= −

−

= −

−

θπ θ

π θ θ

θπ θ

π θ θ

Como sabemos:

FQ n

D IH =

.

.83

12 Tabela

F de 0,01 - 1

calcula - se

H =

=

fy

D

RH

Seguindo assim os passos anteriores. 1.5 - Apresentação do Projeto O projeto hidráulico das canalizações de redes de esgotos deve ser elaborado de maneira a atender a dois objetivos principais: • veicular a vazão máxima para o qual foi projetado; • carrear os sólidos suspensos de maneira eficiente, reduzindo ao mínimo possível os depósitos nos coletores e odores ofensivos.

1.5.1 - Escoamento em Coletores Os coletores são os primeiros órgãos da rede coletora a receber os esgotos desde seu primeiro ponto de origem que são as economias servidas, através dos coletores prediais.

66No início de coletores o fluxo é irregular e descontínuo, durante as horas do dia. À medida, no entanto, que os coletores se desenvolvem a jusante, o fluxo torna-se contínuo, podendo-se considerar, para intervalos de tempo limitados, que seja constante em cada seção. A necessidade de se dimensionar com segurança faz com que os coletores sejam calculados para suportar a vazão máxima. Funcionando como condutos livres, e prevendo-se as possíveis variações de vazão, os coletores são dimensionados para a lâmina máxima de 0,75 do diâmetro do conduto. 1.5.2 - Escoamento em Interceptores Nos interceptores o escoamento é menos irregular que em coletores, uma vez que as contribuições ocorrem apenas nos poços de visita, e não ao longo do trecho. Os interceptores funcionam como condutos livres, sendo a lâmina máxima, em canalizações de pequeno porte, fixada em 0,75 do diâmetro. 1.5.3 - Hidráulica Aplicada Às Canalizações De Sistemas De Esgotos 1.5.3.1 Formulação Geral: No dimensionamento das redes, onde admite-se que o escoamento é permanente e uniforme, são aceitas duas equações gerais que são: Equação de Bernoulli

zV

gz

V

gh1

12

222

2 2+ = + +

. . (1)

Equação da Continuidade Q V a V a= =1 1 2 2. . (2) onde:

z1 e z2 = carga potencial nos pontos 1 e 2 respectivamente V1 e V2 = velocidade nas secções 1 e 2 a1 e a2 = área do escoamento nas secções 1 e 2 g = aceleração da gravidade h = perda de carga entre as secções 1 e 2

Na equação (1), h representa as perdas de carga por atrito no trecho 1-2 e V1 = V2

, no caso de movimento permanente uniforme. A linha piezométrica de um conduto livre coincide com o perfil longitudinal da superfície líquida, uma vez que a mesma se encontra, em todos os pontos, à pressão atmosférica.

67

Definida a declividade I do trecho, em m/m, a velocidade é calculada através da fórmula de CHEZY:

V C R I= . . onde:

C = é um coeficiente; R = é o raio; V = é a velocidade, em m/s

Os valores de C podem ser calculados através das seguintes expressões: Bazin:

C

R

=+

87

1γ γ com = 0,16

Manning:

Cn

R=1 1

6. com n = 0,013

ou Vn

R I=1 2

3. .

1.5.3.2 Condições Específicas: 1.5.3.2.1 Velocidades Limites (V): Para uma lâmina máxima de y/D = 0,75, temos Vf = 5m/s. Quando Vf > Vc a lâmina máxima é de y/D = 0,50.

V g Rc H= 6. .

onde, g = aceleração da gravidade 1.5.3.2.2 Declividades Limites (I):

68 A declividade mínima é calculada para a vazão inicial Qi pela expressão:

I Qmin i=−

0 005523, .

para Qi em l/s e I em m/m, com n = 0,013 e σ = 1,0 Pa. A máxima declividade admissível; é aquela para a qual se tenha Vf = 5 m/s. 1.5.3.2.3 Lâminas: As tubulações serão sempre calculadas em lâmina livre, sendo yi e yf as lâminas correspondentes às vazões inicial e final de dimensionamento, respectivamente.

y

Df

≤ 0 75,

1.5.3.2.4 Perda de carga localizada: Admite-se que em poços de visita ocorram perdas de crgas localizadas, que podem provocar o afogamento dos coletores a montante, com conseqüente diminuição da velocidade e formação de depósitos indesejáveis nos coletores. Nas passagens retas, admite-se:

h = 0,03 m Nas passagens curvas, admite-se:

hV

=2

40 quando r< 2.D

hV

=2

80 quando 2.D < r < 8.D

onde: h é expressa em metros; V é a velocidade na canalização; r é o raio da curva em metros; D é o diâmetro da canalização.

1.5.3.2.5 Condição de controle de Remanso: Sempre que a cota do nível d’água na saída de qualquer PV ou TIL está acima de qualquer das cotas dos níveis d’água e entrada, deve ser verificada a influência do remanso no trecho de montante. 1.5.4 - Considerações Gerais

69 O projeto de uma rede coletora envolve as seguintes atividades: • Estudo do Traçado em Planta; • Dimensionamento dos Coletores e demais Órgãos Constituintes da Rede; • Apresentação em Planta, Perfis e Detalhes dos coletores e demais Órgãos Constituintes; • Especificações Técnicas de Materiais, Tubos, e etc. O principal objetivo do projeto da rede coletora é o de atender às necessidades sanitárias com o máximo de economia no investimento inicial e na operação do sistema. Uma vez que o líquido é movimentado pela sua energia própria, ela deve ser utilizada da melhor maneira possível, evitando-se seu desperdício em quedas livres, voltas abruptas, e junções turbulentas, já que o desnível total entre a cabeceira e os pontos de lançamento, é limitado. Assim, a dimensão dos condutos poderá ser desnecessariamente aumentada para compensar perdas que poderiam ser dispensadas através de projeto cuidadoso. O traçado adequado de redes coletoras pode ser fator relevante na economia da obra, uma vez que define não apenas a localização, em planta, dos órgãos que compõem como, de certo modo, a profundidade da mesma. Sempre que possível, o traçado deverá ser feito de maneira que os trechos de maior declividade recebam as maiores contribuições. É evidente, no entanto, que não é possível a fixação de regras gerais aplicáveis a todos os casos, ficando a critério do projetista o estudo da melhor solução, em cada caso particular. As considerações apresentadas nesse capítulo referem-se à orientação de caráter geral, de acordo com as normas brasileiras para elaboração de projetos de redes coletoras de esgotos sanitários. 1.5.4.1 Elementos Necessários:

- Relatório do estudo de concepção elaborado conforme a NBR 9648.

- Levantamento planialtimétrico da área de projeto e de suas zonas de expansão em escala mínima de 1:2000, com curvas de nível de metro em metro e ponto cotados onde necessários.

- Planta em escala mínima de 1:10000, onde estejam representadas em conjunto as áreas das bacias de esgotamento de interesse para o projeto.

- Levantamento de obstáculos superficiais e subterrâneos nos logradouros onde, provavelmente, deve ser traçada a rede coletora.

- Levantamento cadastral de rede existente.

-Sondagens de reconhecimento para a determinação da natureza do terreno dos níveis do lençol freático. 1.5.4.2 Atividades Necessárias:

70- Complementação das prescrições da NBR 9649 pelas disposições constantes das

instruções técnicas específicas relativas à localidade ou área em estudo.

- Delimitação das bacias e sub-bacias de esgotamento cujas contribuições podem influir no dimensionamento da rede, inclusive as zonas de expansão previstas, desconsiderando os limites políticos administrativos.

- Delimitação da área do projeto. - Fixação do início de operação de rede e determinação do alcance do projeto e

respectivas etapas de implantação para as diversas bacias de esgotamento.

- Cálculo das taxas de contribuição inicial e final.

- Traçado da rede, interligações com a rede existente, se prevista sua utilização, e posição dos outros componentes do sistema em relação à rede.

- Verificação da capacidade da rede existente, se prevista sua utilização.

- Dimensionamento hidráulico da rede e seus órgãos acessórios.

- Desenho da rede coletora e de seus órgãos acessórios. Devem ser localizados em planta as contribuições industriais e outras contribuições singulares.

- Relatório de apresentação do projeto contendo no mínimo: a) apreciação comparativa em relação às diretrizes da concepção básica; b) cálculo hidráulico; c) aspectos construtivos; d) definição dos tubos, materiais e respectivas quantidades; e) especificações de serviços; f) orçamentos; g) aspectos de operação e manutenção; h) desenhos.

1.5.5 - Traçado dos Coletores - Plantas De maneira geral o traçado da rede coletora é orientado pelo traçado viário da cidade, iniciando-se nos divisores de água e terminando no fundos de vale. Uma vez que o traçado dos coletores define, praticamente, as dimensões dos mesmos, e a localização de diversos órgãos componentes da rede, o estudo detalhado da topografia da área de projeto influi decisivamente no tipo de traçado e na economia da obra. 1.5.5.1 Localização de Poços de Visita: Os locais fixados pela NBR 9649, são os seguintes: • Nas cabeceiras das redes, onde cada poço de visita deve servir a um único coletor.

71• Nas mudanças de direção dos coletores. Admite-se portanto, que todos os trechos de coletores são retos.

• Nas mudanças de declividade. • Nas mudanças de material do tubo. • Nos pontos onde haja degraus nos coletores. • Em cada poço de visita somente se admite uma saída de coletor. • Nas extremidades de sifões invertidos e passagens forçadas. • Na reunião de mais de dois trechos ao coletor. • Na reunião que exige colocação de tubo de queda. 1.5.5.2 Sentido de Escoamento nos Coletores e Canaletas de Poços de Visita O traçado de uma linha cheia ligando os poços de visita define os trechos de coletor.

1.5.5.3 Traçado de Coletores - Perfil O traçado da rede, em perfil, é definido a partir das profundidades mínimas e máximas admitidas por norma, das declividades necessárias ao escoamento, e das características específicas de cada trecho. 1.5.5.3.1 Profundidade e recobrimento mínimo de coletor: A profundiade mínima do coletor é fixada de maneira a permitir o escoamento dos imóveis marginais, definindo-se o recobrimento. O recobrimento não deve ser inferior a 0,90m para coletor assentado no leito da via de tráfego, ou a 0,65m para coletor assentado no passeio. Recobrimento menor deve ser justificado. 1.5.5.3.2 Declividade do trecho: A declividade de trecho é estabelecida considerando-se a profundidade dos coletores no poço de visita a montante, a cota do terreno no poço de visita a jusante, os diâmetros dos coletores de montante e a vazão no trecho.

72 Todas as situações possíveis podem ser enquadradas em cinco casos gerais, expostos a seguir, em função da profundidade do coletor (h), da declividade do terreno (It) e a declividade do coletor (Ic). 1.º Caso: h1 = hmín IC mín ≤ It ≤ IC máx

2.º Caso: h1 ≥ hmín It < I mín

3.º Caso: h1 > hmín It > IC mín

734.º Caso: h1 > hmín It > IC máx

5.º Caso: Os coletores, de montante estão em profundidade adequada, porém It > IC máx. IC ≤ IC máx

1.5.5.3.3 Tubo De Queda: O tubo de queda deve ser colocado quando o coletor afluente apresentar degrau com altura maior ou igual a 0,50m.

741.5.6 - Exemplo de Apresentação do Traçado da Rede de Esgoto 1.5.6.1 Traçado da Rede:

751.5.6.2 Esquema do Traçado:

1.5.6.3 Perfil de um trecho do traçado

761.6 - Anexos

Tabela de Valores de FH:

FH de 0.001 a 0.080 FH de 0.081 a 0.250 FH de 0.251 a 0.333

FH RH / D y / D FH RH / D y / D FH RH / D y / D 0,0001 0,0066 0,01 0,0820 0,1935 0,35 0,2511 0,2933 0,68 0,0002 0,0132 0,02 0,0864 0,1978 0,36 0,2560 0,2948 0,69 0,0005 0,0197 0,03 0,0910 0,2020 0,37 0,2610 0,2962 0,70 0,0009 0,0262 0,04 0,0956 0,2062 0,38 0,2658 0,2975 0,71 0,0015 0,0326 0,05 0,1003 0,2102 0,39 0,2705 0,2988 0,72 0,0022 0,0389 0,06 0,1050 0,2142 0,40 0,2752 0,2998 0,73 0,0031 0,0451 0,07 0,1099 0,2182 0,41 0,2798 0,3008 0,74 0,0041 0,0513 0,08 0,1148 0,2220 0,42 0,2842 0,3017 0,75 0,0052 0,0575 0,09 0,1197 0,2258 0,43 0,2886 0,3024 0,76 0,0065 0,0635 0,10 0,1248 0,2295 0,44 0,2928 0,3031 0,77 0,0080 0,0695 0,11 0,1298 0,2331 0,45 0,2969 0,3036 0,78 0,0095 0,0755 0,12 0,1350 0,2366 0,46 0,3009 0,3040 0,79 0,0113 0,0813 0,13 0,1401 0,2401 0,47 0,3047 0,3042 0,80 0,0131 0,0871 0,14 0,1453 0,2435 0,48 0,3083 0,3043 0,81 0,0152 0,0929 0,15 0,1506 0,2468 0,49 0,3118 0,3043 0,82 0,0173 0,0986 0,16 0,1558 0,2500 0,50 0,3151 0,3041 0,83 0,0196 0,1042 0,17 0,1612 0,2531 0,51 0,3183 0,3038 0,84 0,0220 0,1097 0,18 0,1665 0,2562 0,52 0,3212 0,3033 0,85 0,0246 0,1152 0,19 0,1718 0,2592 0,53 0,3239 0,3026 0,86 0,0273 0,1206 0,20 0,1772 0,2621 0,54 0,3264 0,3018 0,87 0,0301 0,1259 0,21 0,1826 0,2649 0,55 0,3286 0,3007 0,88 0,0331 0,1312 0,22 0,1879 0,2676 0,56 0,3305 0,2995 0,89 0,0362 0,1364 0,23 0,1933 0,2703 0,57 0,3322 0,2980 0,90 0,0394 0,1416 0,24 0,1987 0,2728 0,58 0,3335 0,2963 0,91 0,0427 0,1466 0,25 0,2041 0,2753 0,59 0,3345 0,2944 0,92 0,0461 0,1516 0,26 0,2094 0,2776 0,60 0,3351 0,2921 0,93 0,0497 0,1566 0,27 0,2147 0,2799 0,61 0,3353 0,2895 0,94 0,0534 0,1614 0,28 0,2200 0,2821 0,62 0,3349 0,2865 0,95 0,0572 0,1662 0,29 0,2253 0,2842 0,63 0,3339 0,2829 0,96 0,0610 0,1709 0,30 0,2306 0,2862 0,64 0,3222 0,2787 0,97 0,0650 0,1756 0,31 0,2358 0,2882 0,65 0,3294 0,2735 0,98 0,0691 0,1802 0,32 0,2409 0,2899 0,66 0,3248 0,2666 0,99 0,0733 0,1847 0,33 0,2460 0,2917 0,67 0,3117 0,2500 1,00 0,0776 0,1891 0,34

77

III – ESGOTOS PLUVIAIS 1 – REDES COLETORAS DE ESGOTOS PLUVIAIS 1.1 – Terminologia do Sistema de Esgotos Pluviais 1.1.1 - Galerias Canalizações públicas destinadas a conduzir as águas pluviais nelas lançadas das bocas de lobo. 1.1.2 – Trechos Porções de galerias situadas entre dois poços de visita. 1.1.3 – Poços de Visita Dispositivos localizados em pontos convenientes do sistema de galerias para permitir:

a) Mudança de direção; b) Mudança de declividade; c) Mudança de diâmetro; d) Inspeção e limpeza das canalizações.

1.1.4 – Bocas de Lobo

Dispositivos localizados em pontos convenientes nas sarjetas para captação de

água pluviais.

1.1.5 – Tubos de Ligação Canalizações destinadas a conduzir as águas pluviais captadas nas bocas de lobo para as galerias ou para os poços de visita. 1.1.6 – Meio-Fios Elementos de pedra ou concreto, colocados entre o passeio e a via pública, paralelamente ao eixo da rua e com sua face superior no mesmo nível que o passeio. 1.1.7.- Sarjetas

Faixas da via pública, paralelas e vizinhas aos meio-fios. A calha formada é a receptora das águas pluviais que incidem sobre as vias públicas e que para ela escorrem.

1.1.8.- Sarjetões

78Calhas localizadas nos cruzamentos de vias públicas, formadas pela sua própria

pavimentação e destinadas a orientar o fluxo das águas que correm pelas sarjetas. 1.1.9. - Condutos Forçados

Galerias de escoamento pluvial, herméticas, sob regime forçado (sob pressão).

1.1.10 – Emissário em Canais Obras destinadas à condução das águas superficiais coletadas de maneira segura e eficiente, sem preencher completamente a seção transversal dos condutos. 1.1.11 – Estações de Bombeamento

Conjunto de obras e equipamentos destinados a retirar água de um canal de

drenagem, quando não mais houver condição de escoamento por gravidade, para um outro canal em nível mais elevado ou receptor final da drenagem em estudo.

1.1.12 – Reservatório de acumulação Obras destinadas a reduzir ou retardar o deflúvio direto correspondente a uma chuva intensa que ocorre em uma determinada área. 1.1.13 – Coeficiente de Escoamento Superficial É a relação entre os volumes totais de escoamento superficial e os volumes de precipitação durante o período de chuva. 1.1.14 – Período de Retorno ou Tempo de Recorrência É a possibilidade de que tal evento ocorra em qualquer ano, ou o número médio de anos em que uma dada precipitação é igualada ou excedida. 1.1.15 – Tempo de Concentração É o tempo (em minutos) que leva uma gota d’água teórica para ir, do ponto mais afastado da bacia de contribuição, até o ponto de concentração considerado. 1.2 – Elementos Necessários para o Projeto

1.2.1 – Plantas

a) Planta de situação da localidade b) Planta geral da bacia contribuinte

Escalas 1:5.000 ou 1:10.000 c) Planta plani-altimétrica da área de projeto na escala 1:2.000 ou 1:1.000, com

pontos cotados nas esquinas e em pontos notáveis. 1.2.2 – Levantamento Topográfico

79Nivelamento geométrico em todas as esquinas, mudanças de direção e mudanças

de greide das vias públicas.

1.2.3 – Levantamento Cadastral Cadastro de Redes Existentes de Esgotos pluviais ou de outros serviços

porventura interferentes na área de projeto.

1.2.4 – Urbanização Elementos relativos à urbanização da bacia contribuinte, na situação atual e previstas em Plano Diretor. Tipo de ocupação das áreas Porcentagem de ocupação dos lotes Ocupação e recobrimento do solo nas áreas não urbanizadas pertencentes à bacia. 1.2.5 – Curso d’água Receptor Indicações sobre níveis de água máximo do curso de água que irá receber o lançamento final.

Levantamento topográfico do local de descarga final 1.3 – Critérios Básicos de Projeto 1.3.1 – Traçado da Rede Pluvial A rede coletora deve ser lançada em planta baixa (escala 1:2.000 ou 1:1.000) de acordo com as condições naturais de escoamento superficial. Os divisores de bacias e as áreas contribuintes a cada trecho deverão ficar convenientemente assinalados nas plantas. Os trechos em que o escoamento se dê apenas pelas sarjetas devem ficar identificados por meio de setas. As galerias pluviais, sempre que possível, deverão ser lançadas sob os passeios. O Sistema coletor em uma determinada via poderá constar de uma rede única recebendo ligações de bocas de lobo de ambos os lados da via ou da rede dupla com as canalizações em ambos os passeios. A solução mais adequada deverá ser estabelecida economicamente em cada rua em função da sua largura e condições de pavimentação. 1.3.2 – Bocas de Lobo As bocas de lobo devem ser localizadas de maneira a conduzir adequadamente as vazões superficiais para as galerias. Nos pontos mais baixos do sistema viário deverão ser necessariamente colocadas bocas de lobo com vistas a evitar a criação de zonas mortas com alagamentos e “águas paradas”. 1.3.3 – Poços de Visita

80 Os poços de visita devem atender às mudanças de direção, de diâmetro e de declividade, à ligação das bocas de lobo, ao entroncamento dos diversos trechos e ao afastamento máximo admissível. 1.3.4 – Galerias Circulares O diâmetro mínimo das galerias de seção circular deve ser de 0,30 m. Os diâmetros comerciais correntes são os seguintes: 0,30 – 0,40 – 0,50 – 0,60 – 0,80 – 1,00 – 1,20 e 1,50 m. 1.3.5 – Alturas de Lâmina de Água As galerias pluviais são projetadas para funcionamento à seção plena para a vazão de projeto. 1.3.6 – Limites de Velocidade A velocidade máxima admissível será função do material a ser empregado na rede. Para tubos de concreto a velocidade máxima admissível é de 5,0 m/s. Velocidade mínima de 0,60 m/s. 1.3.7 – Recobrimento O recobrimento mínimo das redes na pista de rolamento deverá ser de 1,00 m, quando forem empregadas tubulações sem estrutura especial. Quando por condições topográficas forem utilizados recobrimentos menores as canalizações deverão ser especialmente dimensionadas do ponto de vista estrutural. O recobrimento mínimo das redes no passeio deverá ser de 0,50 m. 1.3.8 – Desnível nas Mudanças de Diâmetro Nas mudanças de diâmetro os tubos deverão ser alinhados pela geratriz superior. 1.3.9 – Disposição dos Componentes 1.3.9.1 – Traçado Preliminar Através de critérios usuais de drenagem urbana, devem ser estudados diversos traçados da rede de galerias, considerando os dados topográficos existentes, o pré-dimensionamento hidrológico e hidráulico. A concepção inicial que for escolhida como mais interessante é muito importante para a economia global do sistema, do que os estudos posteriores, de detalhamento do projeto, de especificações de materiais, etc... 1.3.9.2 - Coletores Existem duas hipóteses para a locação da rede coletora de água pluviais: a primeira sob o meio fio e a segunda, sob o eixo da via pública.

81 O recobrimento mínimo sugerido é de 1,00 m (sobre a geratriz superior do tubo) e ainda com a condição de que possibilite a ligação das canalizações de escoamento das bocas de lobo, cujo recobrimento mínimo é de 0,50 m. 1.3.9.3 Bocas de Lobo A locação das bocas de lobo obedece as seguintes recomendações: a) Serão locadas em ambos os lados da rua quando a saturação da sarjeta o requerer ou

quando forem ultrapassadas as suas capacidades de engolimento; b) Serão locadas nos pontos baixos das quadras; c) Recomenda-se adotar um espaçamento máximo de 60 m entre as bocas de lobo, caso não

seja analisada a capacidade de escoamento da sarjeta; d) A melhor solução para instalação de bocas de lobo é em pontos pouco a montante de cada

faixa de cruzamento usada pelos pedestres, junto as esquinas; e) Não é conveniente a sua localização junto ao vértice de ângulo de interseção das sarjetas

de duas ruas convergentes pelo seguinte motivo: os pedestres para cruzarem uma rua, teriam que saltar a torrente num trecho de máxima vazão superficial.

1.3.9.4 – Poços de Visita e de Queda O poço de visita tem a função primordial de permitir o acesso às canalizações para efeito de limpeza e inspeção, de modo que se possam mantê-las em bom estado de funcionamento. Sua locação é sugerida nos pontos de mudanças de direção, cruzamento de ruas (reunião de vários coletores), mudanças de declividade e mudança de diâmetro. O espaçamento máximo recomendado é de 120 m. Quando, a diferença de nível entre o tubo afluente e o efluente for superior a 0,70 m, o poço de visita é denominado poço de queda. 1.3.9.5 – Caixa de Ligação As caixas de ligação são utilizadas quando se faz necessário a locação de bocas de lobo intermediárias ou para evitar-se a chegada em um mesmo poço de visita de mais de quatro tubulações.

1.4 – Dimensionamento Hidráulico 1.4.1 – Capacidade de Condução Hidráulica de Ruas e Sarjetas

82A capacidade de condução da rua ou da sarjeta pode ser realizada de duas formas

diferentes: a) a água escoando por toda a calha da rua; e b) a água escoando só pelas sarjetas. Para a primeira hipótese, admite-se: - declividade do leito carroçável da rua (seção transversal): IT = 3 % - altura d’água na sarjeta .....................................................: h1 = 0,15 m Para a segunda hipótese, admite-se: IT = 3 % h2 = 0,10 m A seção típica da sarjeta, resulta:

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

2/1L

3/2H I.R.

n

1v ==== ou 2/1

L

3/2

H I.R.K=v

onde: v = velocidade da água na sarjeta, em m/s; RH = em m ( mmH P/A=R ); IL = declividade longitudinal da rua, em m/m; n = 0,017, para os pavimentos comuns das vias públicas. K = adotado igual a 60, para os pavimentos comuns das vias públicas. 1.4.2 – Bocas de Lobo 1.4.2.1 - Tipos

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

- bocas ou ralos de guias; - ralos de sarjetas (grelhas); - ralos combinados.

1.4.2.2 - Capacidade de engolimento a) Boca de lobo de entrada pela guia: Se a água que se acumula sobre a boca de lobo gerar uma altura menor que a abertura da guia. Este tipo de boca pode ser considerada um vertedor e sua capacidade de engolimento será:

83 2/3Y.L.7,1Q ==== onde Q = vazão de engolimento, em m3/s; 1,7 = coeficiente de descarga, adimensional; Y = altura d’água, próximo a abertura da guia, em m; L = comprimento da soleira, em m. b) Boca de lobo com grelha: A grelha funciona como um vertedor de soleira livre, para profundidade de lâmina até 12 cm. Se um dos lados for adjacente à guia, este lado deve ser excluído do perímetro (L) da mesma. A vazão é: 2/3Y.P.7,1Q ==== onde Y = altura d’água na sarjeta, sobre a grelha, em m; P = perímetro do orifício, em m. Para profundidades de lâminas maiores que 42 cm, a vazão será: 2/1Y.A.91,2Q ==== onde A = área da grade, excluídas as áreas ocupadas pelas barras, em m2; Y = altura d’água da sarjeta, sobre a grelha, em m. Na faixa de transição entre 12 e 42 cm, a carga a ser adotada fica a critério de julgamento do projetista. c) Bocas de lobo combinadas (entrada pela guia e pela grelha): A capacidade teórica de esgotamento das bocas de lobo combinadas, é aproximadamente igual ao somatório das vazões pela grelha e pela abertura da guia, consideradas isoladamente. 1.4.3 - Galerias Circulares 1.4.3.1 - Aspectos Gerais Da hidráulica sabemos que:

v.AQ ==== e n

I.Rv

2/13/2H==== ou 2/13/2

H I.R.Kv ====

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

84

4

DR H ====

Deduz-se assim uma equação para “D”:

v.AQ ==== ; 2/13/2H I.R.

n

1v ==== ; 2/13/2 I.)4/D.(

n

1v ====

2/13/22

I.)4/D.(n

1.

4

D.Q

ππππ====

3/5

3/82/1

4

D.I.

n

π=Q → 8/3

2/1

3/5

)I.π

n.Q.4(=D

8/3

2/1 )I

n.Q.(5483,1=D ou 8/3

2/1 )I.K

Q.(5483,1=D

1.4.3.2 – Determinação de vazões de Galerias Pluviais em Áreas Urbanas Método Racional: A.I.C.78,2=Q onde

Q = vazão, em l/s; C = coeficiente de escoamento superficial (adimensional), coeficiente de Runoff; I = intensidade de chuva, mm/h A = área da bacia, em ha.

Cada par de bocas de lobo é ligado a um PV, conforme o esquema:

O espaçamento entre pares de bocas de lobo deve ser ≤ 60 ou 80 m.

A chuva de projeto deve ser adotada para um período de retorno ou de recorrência de 5 anos; a sua duração, que se confundirá com o tempo de concentração, deve ser fixado para as cabeceiras de rede em 10 minutos. O tempo de percurso em cada trecho é dado pela expressão:

85

60.V

L=t p (min)

onde tp = tempo de percurso, em minutos;

L = comprimento do trecho, em m; V = velocidade no trecho, em m/s. De uma curva Intensidade/Duração/Freqüência, retira-se para 10 minutos e

período de retorno de 5 anos, a intensidade da chuva de projeto, e com a definição do coeficiente de Runoff e da área de drenagem, calcula-se a vazão a ser drenada. A medida que se avança nos trechos, o tempo vem sendo acumulado (tempo de duração = tempo de concentração), de forma que a intensidade da chuva diminui (é uma exponencial inversa). Quando se encontra um PV que recebe concomitantemente vazões de vários trechos, não se somam esses tempos, mas adota-se àquele de maior valor; isso leva a uma chuva de menor intensidade, mas como as áreas drenadas vêm sendo acumuladas, a vazão cresce.

Para bacias externas grandes, pode-se adotar como tc = td inicial a:

H

)L(.57=t

385,03

c

onde L = comprimento do tálvegue, em Km; H = máximo desnível ao longo de L. O coeficiente de Runoff varia de 0,10 a 0,95, sendo comum a adoção de valores como 0,60 e 0,70. As chuvas de projeto podem ser obtidas das curvas constantes no Manual de Drenagem Urbana da Cetesb, onde constam as mesmas em mm/min (basta transformá-la em mm/hora). 1.4.3.3 – Espaçamento entre bocas de lobo O passo primeiro no dimensionamento de galerias pluviais, é a determinação do espaçamento entre bocas de lobo, que traz implícito o espaçamento entre PVs. O par de bocas de lobo deve captar a contribuição de uma área de “A” hectares. Pelo eixo da galeria, esta área terá “Lb” metros de comprimento, correspondente ao espaçamento entre dois pares de bocas de lobo e largura “B” entre divisores. A contribuição pluvial é calculada por trechos de “Lb”, com 20 m de comprimento, que se denominam “estações”. 1.5 – Anexos

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