Apostila de Abastecimento de Água
July 10, 2022 | Author: Anonymous | Category: N/A
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UNIVERSIDADE FEDERAL DO RIO GRANDE DO NORTE CENTRO DE TECNOLOGIA DISCIPLINA: Sistemas Ur banos de Água e Esgotos
UFRN CT
S I IS S T T E E M M A S U R RB AN O OS S DE Á ÁG U U A E E S SG G O O T T O O S S ª
1 P AR T TE E : A AB AS T TE E C C I IM M E E N N T TO O DE Á ÁG U U A
PROF. VALMIR M ELO DA SILVA - VERSÃO AT UALIZADA EM DEZEMBRO / /2 2008
2
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
SUMÁRIO 1.
APRESENTAÇÃO 8
2.
RESUMO
3.
IMPORTÂNCIA DOS SISTEMAS DE ABASTECIMENTO DE ÁGUA
3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 4.
FUNÇÕES. IMPORTÂNCIA ECONÔMICA. FATOR DE DESENVOLVIMENTO EVOLUÇÃO DOS SERVIÇOS DE ABASTECIMENTO DE ÁGUA - HISTÓRICO COBERTURA DOS SERVIÇOS DE ABASTECIMENTO DE ÁGUA NO BRASIL
ELEMENTOS E PARÂMETROS DE PROJETO
4.1 4.1.1 4.1.2 4.1.3 4.2 4.2.1 4.2.2 4.2.3 4.2.4 4.3 4.3.1 4.3.2 4.3.3 4.3.5 4.3.6 4.3.7 4.4 4.5 4.5.1 4.5.2
5. 5.1
9
31
5.1.1 Abastecimento a partir de águas meteóricas 5.1.2 Abastecimento a partir de águas superf iici ciais 5.1.3 Abastecimento a partir de águas subterrâneas 5.1.4 Abastecimento a partir de água do mar 5.2 TIPOS DE CAPTAÇÃO DE ÁGUAS SUPERFICIAIS 5.2.1 Captação em rios 5.2.2 Captações sujeitas a grande oscilação de ní veis de água 5.2.3 Poço de deri vação 5.2.4 Sistema f lu lutuante 5.3 TIPOS DE CAPTAÇÃO DE ÁGUAS SUBTERRÂNEAS 5.3.1 Captação em poços
6.
ADUÇÃO
10 10 11 12 12
16
ELEMENTOS DE PROJETO Consumo per capita Fatores que af etam o consumo Variações de consumo CÁLCULO DAS DEMANDAS DE ÁGUA Demanda média diária Demanda máxima diária Demanda máxima horária Vazão para combate a incêndio ESTUDOS POPULACIONAIS Método aritmético ou de crescimento linear Método Geométrico ou de crescimento exponencial Taxa decrescente de crescimento ou Método Logístico Avaliação popul acional por critérios das densidades habitacionais Processo das curvas de crescimento de outras cidades Processo de extrapolação da curva de crescimento ALCANCE DE PROJETO ESQUEMAS HORIZONTAIS DE SISTEMAS DE ABASTECIMENTO ÁGUA. Esquema de sistemas de abastecimento: mananciais superf iici ci ais. Esquema de sistemas de abastecimento: mananciais subterrâneos ± Poço Tubular
AISMANANCIAIS ABASTECEDORES MA NANCIDE CLASSES
10
16 16 18 18 19 19 20 20 21 21 22 23 23 26 26 28 28 30 30 30
31 31 31 31 31 31 31 36 37 37 38 38
42
6.1 VAZÕES DE DIMENSIONAMENTO 6.2 HIDRÁULICA HIDRÁULICA DAS ADUTORAS 6.2.1 Adução em condutos livres 6.2.2 Adutora por gravidade em condutos f oorrçados
42 43 43 44 SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
3
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
6.2.3 6.2.4 6.2.5 6.2.6
7.
46 54 55 56
Adutora por condutos f oorrçados Limites de velocidade nas c analizações
Órgãos das adutoras em condutos f oorrçados Parâmetros e elementos hidráulicos das adutoras por recalque
GOLPE DE ARÍETE
62
7.1
DESCRIÇÃO DO FENÔMENO
62
7.1.12 7.1. 7.2 7.3 7.4 7.4.1 7.4.2 7.5 7.4
ção do f enômeno em adução por gr avidade Descri Descriçã o do f enômeno enômeno em sistemas por recalque. CELERIDADE TEMPOS DE FECHAMENTO DE VÁLVULA E TEMPO DE PARADA DE BOMBA. CÁLCULO DAS SOBREPRESSÕES - FÓRMULAS DE MICHAUD E ALLIEVI Fechamento lento. Fechamento rápido. CÁLCULO DAS PRESSÕES E SUBPRESSÕES SUBPRESSÕES MÁXIMAS MEDIDAS DE PROTEÇÃO
62 63 64 65 67 67 69 70 71
8.
ANCOR AGEM DAS ADUTOR AS 8.1 8.2
9.
73
CONDUTOS EQUIVALENTES, EM SÉRIE E EM PAR ALELO 9.1 9.2
10.
74 74
ANCORAGEM DE TUBULAÇÕES APOIADAS ANCORAGEM DE TUBULAÇÕES ENTERRADAS
77 77 78
CONDUTOS EM SÉRIE CONDUTOS EM PARALELO
ESTAÇÃO ELEVATÓRIA DE ÁGUA 80 80 81 81 82 82 87 90 90 91
10.1 PARTES CONSTITUTIVAS: 10.2 RECOMENDAÇÕES E DETALHES CONSTRUTIVOS: 10.3 VAZÕES PARA CÁLCULO DAS ELEVATÓRIAS 10.4 SELEÇÃO E DIMENSIONAMENTO CONJUNTOS ELEVATÓRIOS 10.4.1 Classificação das Bombas 10.4.2 Curvas Características Caracter ísticas das Bombas Centrífugas 10.4.3 Leis de Similaridade Similar idade 10.4.4 Seleção de Bombas ou Conjuntos Elevatórios 10.4.5 Associaçã Associaçãoo de Bombas
11.
RESER VATÓRIOS DE DISTRIBUIÇÃO DE ÁGUA 94
11.1 RELATIVAMENTE AO CONSUMO DE ÁGUA 11.2 RELATIVAMENTE ÀS PRESSÕES NA REDE 11.3 CALCULO DA CAPACIDADE DOS RESERVATÓRIOS - CONSUMOS NORMAIS 11.3.1 Capacidade de Reservatórios para pequenas cidades 11.3.2 Cálculo da capacidade de reservatórios para cidades de médio a grande porte 11.4 CÁLCULO DA CAPACIDADE DE RESERVATÓRIOS - CONSUMOS DE EMERGÊNCIA 11.5 CÁLCULO DA CAPACIDADE DE RESERVATÓRIOS - COMBATE A INDÊNDIO 11.6 INFLUÊNCIA DA POSIÇÃO DO RESERVATÓRIO NO DIMENSIONAMENTO DOS CONDUTOS MESTRES DA REDE DE DISTRIBUIÇÃO. 11.6.1 Reservatório de montante 11.6.2 Reservatório de jusante
12. 12.1 12.2
94 94 96 96 97 102 103 103 103 104
REDE DE DISTRIBUIÇÃO DE ÁGUA 106 TIPOS DE CONDUTOS - TIPOS DE REDES 106 FATORES INTERVENIENTES E CONDIÇÕES A SEREM SATISFEITAS NO PROJETO DE UMA
REDE DE DISTRIBUIÇÃO 12.3 MÉTODOS DE CÁLCULO DAS REDES DE DISTRIBUIÇÃO 12.3.1 Método do seccionamento f ic ictício 12.3.2 Método de Hardy-Cross
107 109 109 114 SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
4
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
12.4
13.
120
MATERIAL DOS TUBOS EMPREGADOS NAS REDES E ADUTORAS
NOÇÕES SOBRE TR ATAMENTO DE ÁGUA 122
13.1 PROCESSOS 13.1.1 Aeração 13.1. 2 Mistura de reagentes coagulantes e f locul locul adores; 13.1. 3 Coagulação e f locul loculação
122 123 123 125
.1. 4 F Sedimen 1133.1.5 lotaçãotação ou Decantação 13.1.6 Fil tração 13.1.7 Correção de acidez e da ação corrosiva 13.1. 8 Desinf eeccção 13.1. 9 Remoção de sabor e odor 13.1.10 Remoção de dureza da água 13.2 OUTROS PROCESSOS
126 128 128 131 132 134 135 135
14.
NORMAS PAR A ELABOR AÇÃ AÇÃO DE ESTUDOS E PROJETOS DE S AA. 137
15.
APLICAÇÕES
138
15.
REFERÊNCIAS
148
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
5
INDICE DE TABELAS Tabela 1 - Resumo da cobertura dos Servi ços de água no Brasil .............................................................................. 13 Tabela 2 ± Resumo da cobertura dos serviços de esgotamento sanitário no Brasil ..................................... .................... .............................. ............. 13 Tabela 3 ± Evolução dos serviços de saneamento no Brasil ...................................................................................... 15 Tabela 4 ± Parcelas de consumo para per capita de 200 l/hab.dia ........................................................................... 17 Tabela 5 ± Parcelas do consumo doméstico de água .................................................................................................. 18 Tabela 6 - Densidades Demográf ic icas observadas em Zonas Urbanas ...................................................................... 26 Tabela 7 ± Critérios para f iixxar alcance de projetos .................................................................................................. 29 Tabela 8 ± Alcance de projeto para sistemas de abastecimento de água .................................................................. 29 Tabela 9 ± Velocidade de sedimentação da areia x diâmetros das partículas .......................................................... 36 Tabela 10 - Valores de C sugeridos para a f órmul órmula de Hazen-Willi ams .................................................................. 45 Tabela 11 ± Viscosidade cinemática da água em f u un nção da temperatura................................................................. 48 Tabela 12 - Valores ref erenci erenciais da rugosidade interna das canali zações ................................................................ 48 Tabela 13 ± Velocidades mínimas para condutos livres ............................................................................................ 55 Tabela 14 ± Velocidades máximas segundo o material das paredes do conduto.............................................. .................... ................................... ......... 55 Tabela 15 ± Velocidades máximas para condutos f oorrçado doss ........................................ .................... ........................................ ............................................... ........................... 55 Tabela 16 ± Condições a serem observadas para instalação de dispositivos de proteção ........................................ .................... ...................... 56 Tabela 17 ± Tabela para estabelecimento de K em f u un nção da velocidade de escoamento. ...................................... 57 Tabela 18 ± Tabela para obtençã o dos valores de k .................................................................................................. 59 Tabela 19 ± Exemplo de estudo econômico de adutora ............................................................................................. 60 Tabela 20 - Valor de K empregado na f órmul órmula de Allievi ........................................................................................ 65 Tabela 21 - Valores de ce ............................................................................................................................................ 66 Tabela 22 - Valores de k e ........................................................................................................................................... 66 as em f unção da vazão de recalque .................................................. 86 Tabela 23 ± Rendimento de bombas centrí f fug Tabela 24 ± Rendimento de motores elétricos em f u un nção da potência ...................................................................... 86 Tabela 25 ± Acréscimos de potência para os motores em f u un nção da potência das bombas ...................................... 87 Tabela 26 ± Potências usuais de motores elétricos fabricados no Brasil ................................................................... 87 Tabela 27 - Ní veis mínimos de ef iciênci iciência energética de motores elétricos trif ásicos ásicos (m). ....................................... 87 Tabela 28 - Modelo para cálculo analí tico do consumo normal ................................................................................ 98 Tabela 29 - Tabela para cálculo analí tico de reservatórios. ................................................................................... 101 Tabela 30 - Exemplo de cálculo de capacidade de reservatório de acumulação - método analí tico....................... .................... .. 101 Tabela 31 ± Modelo de planilha de cálculo de rede pelo seccionamento f iicctício .................................................... 113 Tabela 32 ± Modelo de planilha sugerido para verif ic icaçã o das pressões nos nós seccionados dos.. .............................. 113 Tabela 33 ± Modelo de planilha de cálculo para redes de distribuição de água ± método de Hardy-Cro rdy-Cross ss .......... 119 Tabela 34 ± Tabela de velocidades e vazões máximas nas redes de distribuição de água em f u un nção do diâmetro.120 Tabela 35- Diâmetros comerciais e pressões em tubos f erro erro f undido, undido, ponta e bolsa, série K7 e K 9...................... 121 Tabela 36 ± Principais coagulantes ou f locul loculantes .................................................................................................. 126 Tabela 37 ± Relação das normas brasileiras para projetos de sistemas de abastecimento de água ....................... 137
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APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
ÍNDICE DE ILUSTRAÇÕES Ilustração 1 - Evolução dos serviços de saneamento no Brasil x crescimento populacional Ilustração 2 - Representação do crescimento aritmético ou linear Ilustração 3 ± Curva representativa do crescimento geométrico ou exponencial Ilustração 4 ± Curva representativa da taxa decrescente de crescimento ou método logistico Ilustração 5 ± Curva de crescimento logístico ou de taxa decrescente Ilustração 6 ± Gráf ico ico para previsão de popul ação pela curva de comparação. Ilustração 7 ± Processo de extrapolação da curva de crescimento Ilustração 8 ± Esquema de sistemas de abastecimento de água: mananciais superf iici ci ais. Ilustração 9 ± Esquema horizontal de sistema de abastecimento de água de poço tubul ar. Ilustração 10 ± Esquema de captação de água em trechos de rios Ilustração 11 ± Esquema de captação direta em rios. Ilustração 12 ± Barragem de ní vel em concreto. Ilustração 13 ± Canal de derivação com caixa de areia Ilustração 14 ± Tomada d´água em canal de regul arização Ilustração 1155 ± Esquem Esquema em planta e corte de uma caixa de areia Ilustração 16 ± Torre de tomada d´água Ilustração 17 ± Foto de torre de tomada com passarela Ilustração 18 ± Tomada d´água f lu lutuante típica Ilustração 19 ± Captação f lu lutuante do Sistema Adutor Jerônimo Rosado, Açu - RN Ilustração 20 ± Exemplo de perf il il de poço tubular Ilustração 21 ± Tipos de f u urração de f ililtros de poços tubulares Ilustração 22 ± Diagrama de Moody para determinação do fator de atrito f da f órmul órmula Universal da perda de a a c rg . Ilustração 23 - Fluxograma para determinação do valor de h f - f órmul órmula Universal Ilustração 24. Fluxograma para cálculo do diâmetro das canalizações com emprego da f órmul órmula Universal. Ilustração 25 ± Fluxograma para cálculo da vazão nos condutos com emprego da f órmul órmula Universal. Ilustração 26 ± Linha Pie zométrica em conduto f oorrça do Ilustração 27 ± Elementos hidráulicos das adutoras por recalque Ilustração 28 - Mecanismo do golpe de Aríe te em adução por gravidade Ilustração 29 - Representação do golpe de Aríete, sistemas de aduçã o por recalque Ilustração 30 - Diagrama de distribuição de pressões ao longo das adutoras Ilustração 31 - Esf or orço nas canalizações em locais de singularidades Ilustração 32 ± Bloco de ancoragem enterrado. Ilustração 33 ± Canali zação equivalente Ilustração 34 ± canali zações em serie Ilustração 35 ± Canali zações em paralelo gas Ilustração 36 ± Tipos de rotores de bombas centrí f fu ug Ilustração 37 ± tipos de rotores de bombas centrí f f u uggas
15 23 23 24 26 27 28 30 30 32 33 33 34 34 35 36 37 37 38 39 40
50 51 52 53 54 59 62 63 70 73 75 77 78 79 84 84 88 89
as Ilustração 38 ± Curvas c aracterísticas de bombas centrí f fug Ilustração 39 ± Curvas c aracterísticas de bombas centrí f fu ug gas para dif eren erentes rotores. Ilustração 40 ± Curva do sistema x curva da bomba Ilustração 41 ± Simulação de envelhecimen to da canalização Ilustração 42 ± Associaçã o de bombas em série Ilustração 43 ± Associaçã o de duas bombas operando em paralelo. Ilustração 44 - Reservatório de montante Ilustração 45 - Reservatório de jusante. Ilustração 46 - Posições de reservatórios quanto ao terreno. Ilustração 47 - Curvas consumo/produção Ilustração 48 - Diagrama de Massas para determinação da capacidade de reserva Ilustração 49 - Gráf ico ico para determinação da capacidade de reserva, adução periódica Ilustração 50 ± Diagrama e massas para aduçã o periódica Ilustração 51 - Diagrama de Rippl para cálculo de capacidade de reservatórios Ilustração 52 - Esquema horizontal - reservatório de montante. Ilustração 53 - Linha piezométrica constante em reservatórios de montante.
100 102 104 104
ação 54 - Linha pie zométric a variá vel em reservatórios de montante Ilusttrraçã Ilus o 55 - Esquema horizontal - reservatório de jusante Ilustração 56 - Linha piezométrica variável em reservatório de jusante Ilustração 57 - Esquemas de redes ramif ic icada e malhada.
104 105 105 106
9 9
0 1
92 93
5 5 95
9
9
98 98 99
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APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
Ilustração 58 - Esquematização de pressão estática (PE) e pressão dinâmica (PD) Ilustração 59 ± Localização das canali zações nas vias públicas. Ilustração 60 ± Exemplo de seccionamento e numeração dos nós da rede Ilustração 61 ± Esquema ilustrativo das cotas piezométricas e perdas de carga. Ilustração 62 ± Esquema hidráulico para aplicação do método hardy-Cross Ilustração 63 ± Principais etapas do processo de tratamento d´água. Ilustração 64 - Foto da Calha Parshall, ETA de Extremoz, Zona Norte, N atal ± RN, mostrando o ponto de aplicação de reagentes químicos.
107 108 110 112 114 122 124
Ilustração 65 ± Esquema de uma unidade de f loculação 124 Ilustração 66 ± Dec antador horizontal 127 Ilustração 67 ± Dec antador vertic al 127 Ilustração 68 ± Processo de f locul loculação e decantação em Jarr Teste 128 Ilustração 69 ± Seção típica de um f ililtro de areia. 129 Ilustração 70 ± Maquete de arranjo de dupla f ilil tração com f iilltros de f luxo luxo ascendente. Foto de exposição no 11º. Silubesa, em Natal-RN. 130 Ilustração 71 - Esquema de f ililtro rápido de gravidade. 130 Ilustração 72 ± Maquete de f ililtro de f luxo luxo ascendente fabricado em f ibergl iberglass. Foto de exposi ção no 11º. Silubesa, em Natal - RN. 131 Ilustração 73 ± Correção de acidez da água. 132
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APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
1.
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APRESENTAÇÃO
O presente trabalho foi originalmente elaborado com base nas notas de aula do ex-Professor do Departamento de Engenharia Civil da Universidade Federal do Rio Grande do Norte, Eng. Civil e Sanitarista, Jocildo Tibúrcio da Costa. A apostila vem sendo complementada pelo Professor Valmir Melo da Silva, tornando-se uma fonte alternativa de consulta para os alunos que cursam regularmente a disciplina Sistemas Urbanos de Águas e Esgotos do Curso de Engenharia Civil na referida Universidade. A apostila aborda os conceitos básicos, parâmetros e critérios para concepção e projeto, seleção e emprego de fórmulas para dimensionamento das principais unidades e equipamentos empregados empreg ados nos sistemas de abastecimen abastecimento to de água e de esgotamento sanitário. Dado ao caráter bastante abrangente da disciplina e à especificidade de alguns assuntos, assim como a impossibilidade de tratar no presente trabalho de todo o conteúdo programático, recomenda-se a pesquisa complementar e o aprofundamento dos estudos, principalmente no que se refere ao tratamento de água, ao tratamento de esgotos e aos estudos de transientes hidráulicos. Esses assuntos foram pouco explorados no presente trabalho e quando abordados tiveram tratamento superficial.
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2.
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RESUMO
O presente trabalho contém uma síntese dos principais assuntos constantes do conteúdo programático da disciplina Sistemas Urbanos de Água e Esgotos que vem sendo ministrada regularmente para o Curso de Engenharia Civil da Universidade Federal do Rio Grande do Norte. A primeira da apostila explora os conceitos, parâmetros projeto, de grandezas características, critériosparte de dimensionamento, cálculo de demandas, fórmulasdee roteiros cálculo, aspectos construtivos, e materiais empregados para as obras e equipamentos de captação, tratamento, adução, reservação e distribuição de água. O estudo contempla ainda, a perspectiva de utilização de planilhas de cálculo e o emprego de softwares facilitadores para elaboração de projetos de determinadas unidades do sistema, como adutoras, reservatórios e redes, constituindo-se em importantes recursos que podem ser empregados para a agilização e automação das atividades de escritório de projetos de saneamen saneamento. to. A segunda parte da apostila é dedicada aos conceitos, parâmetros de projeto, grandezas características, critérios de dimensionamento, fórmulas e roteiros de cálculo, além de aspectos construtivos e materiais empregados para os coletores de esgotos, estações elevatórias, emissários, unidades de tratamento, equipamentos e demais componentes dos sistemas de esgotos. No texto encontram-se ainda aspectos relativos à execução dos serviços e materiais empregados na construção de redes coletoras, assim como, os recursos da informática disponíveis para facilitar a elaboração dos estudos e projetos.
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3.
IMPORTÂNCIA DOS SISTEMAS DE ABASTECIMENTO DE ÁGUA
O saneamento básico compreende o estudo do conjunto de quatro importantes disciplinas da infra-estrutura urbana: Abastecimento de Água, Esgotamento Sanitário, Drenagem e Resíduos Sólidos. As ações de saneamento básico se caracterizam como indispensáveis para o desenvolvimento sócio-econômico e para sustentabilidade ambiental. A ausência ou inadequação dos serviços de saneamento constitui riscos à saúde pública, com todos os seus reflexos na produtividade humana, além de contribuir para a degradação do meio ambiente. 3.1
FUNÇÕES.
Entre os elementos existentes na natureza, o oxigênio e a água são os mais importantes à vida. A água está presente em todas as etapas do ciclo vital, podendo-se elencar, entre tantas outras funções, as seguintes: a) na conservação do ser vivo, constituin constituindo, do, ttransportando, ransportando, transforman transformando do e dissolv dissolvendo endo os princípios nutritivos das células e tecidos, e destes recolhendo e conduzindo os produtos de desassimi desassi milação lação para os órgãos ddee excreção; b) nas necessidades biológicas do homem, no ambiente domiciliar e no atendimento das atividades produtivas e recreativas, destacando-se o asseio corporal, o preparo de alimentos, a irrigação, a limpeza urbana e combate a incêndio; c) na correção das sujei sujeiras ras e co como mo veíc veículo ulo de refugos de ttoda oda a sor sorte te de at ativi ividades. dades. Mais de dois terços do corpo humano é constituído por água. A perda de três por cento da água da massa corporal já é sufi suficien ciente te para provocar risco de morte por auto-intoxicaç auto-intoxicação. ão. Segundo relatos médicos, uma pessoa adulta necessita ingerir de dois a quatro litros de água por dia, direta ou indiretamente, como bebida ou através da alimentação, para que possa gozar de um funcionamento orgânico saudável. 3.2
IMPORTÂNCIA ECONÔMICA.
A água tem uma importância primordial para o desenvolvimento econômico. Na industria, entre outros, pode ter os seguintes usos: - Como matéria-prima ± para produção de bebidas e alimentos; - Como dissolvente - nas refinarias, tinturarias e indústrias químicas; - Como veículo ± quando empregada nas cerâmicas, na construção civil, nas indústrias de papel, de produtos têxteis, de produtos plásti plásticos cos e curtumes; - Como motor ou transformador de energia - quando utilizada nas máquinas hidráulicas, a vapor e hidrelétricas; - Como agente de refrigeração ± em destilarias, compressores de ar, siderurgia e metalurgia; SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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- Na limpeza de equipamentos e de pisos; - Nas necessidades "domésticas" dos funcionários. Avalia-se que, do volume total de água produzido por um sistema público, de um quatro a um terço se destinam às necessidades conjuntas da indústria e do comércio. 3.3
FATOR DE DESENVOLVIMENTO
No meio rural e nas instituições industriais, o abastecimento de água, em geral, constitui um sistema isolado. Já nas zonas urbanas, a adoção de sistemas isolados torna-se anti-econômica. Os sistemas de abastecimento de água assim como os de esgotamento sanitário são primordiais para o desenvolvimento industrial. Os sistemas de Abastecimento de Água são essenciais a: -
Proteção e melh melhoria oria das condições gerais de saúde;
-
Erradicação de doenças;
- ainda Práticas de medidas profiláticas de caráter individual, doméstico e coletivo, favorecendo a evolução de costumes mais salutares; - Aumento da produtividade do trabalho humano; - Ao desenvolvimento industrial; - A elevação dos padrões de vida da coletividade. Os sistemas de abastecimento de água e de esgotamento sanitário são serviços de infraestrutura indissociáveis do saneamento básico: A implantação e melhoria das condições de saneamento básico na Europa e na América Latina foram determinantes para: - Sustação da d a cólera-m cólera-morbo; orbo; - Declínio dos surtos epidêmicos e endêmicos da febre tifóide, de paratifos e de disenterias, da ocorrência de hepatite infecciosa, de verminoses e de outras moléstias de origem ou de veiculação hídrica, inclusive índices do bócio endêmico, da cárie dental e da fluorose; - Redução dos coeficientes de morbidade e de mortalidade geral, principalmente infantil; - Progresso Progre sso da comunidad comunidade; e; Segundo a Organização Mundial de Saúde (OMS), um quarto dos leitos hospitalares de todo o mundo é ocupado ppor or pessoas cujas doenças são oorigi riginadas nadas por água de má qual qualidade. idade. Outro dado que já vem sendo divulgado há algum tempo pelas entidades que se ocupam das questões de saúde pública, é que a cada dólar investido em ações de saneamento resulta numa redução de quatro dólares em despesas com saúde curativa. SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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3.4
EVOLUÇÃO DOS SERVIÇOS DE ABASTECIMENTO DE ÁGUA - HISTÓRICO As cidades sempre se desenvolveram onde se pudesse dispor de água para sua subsistência.
Inicialmente os poucos condutos existentes alcançavam um número limitado de propriedades de senhores privilegiados, privilegiados, ricos ou potentados. Ruínas de obras hidráulicas há muito construídas, são hoje objeto de curiosidade técnica ou turística. Como exemplo exemplo pode-se citar: - Na antiga Babilônia, havia jardins suspensos, onde jorravam fontes com água trazida do rio Eufrates. - No Egito, as águas do rio Nilo eram desviadas para uso do homem e na irrigação, através de muitos canais. - Na região de Jerusalém há reminiscência de aquedutos, túneis e cisternas antes da era cristã, atribuída ao rei Salomão. - Na Atenas de Péricles já havia 20 aquedutos em barro cozido ou de chumbo, alimentando fontes públicas e uma legislação sobre o seu uso. - Na China e na Índia há vestígios de obras antiqüíssimas para condução de água para o consumo público. Foram os romanos, entretanto, entre os povos antigos, os que enfrentaram com mais decisão e eficiência, os problemas de suprimento de água, não só para as suas próprias cidades, como também, nas conquistadas. Após a decadência do Império Romano, até o término da Renascença (decorridos mais de um milênio), não se verificou nenhum progresso digno de nota nos serviços hidro-sanitários. A partir dos Séculos XVII e XVIII, tomaram novo e crescente impulso, quando foram lançados os princípios fundamentais da hidrotécnica moderna, por Torricelli, Pascal e Bernoulli. Começaram a surgir os tubos de ferro fundido e de aço, as bombas movidas a vapor e, mais tarde, por motores a comb co mbustão ustão interna e por motores elétricos. As bases da engenharia hidráulica e sanitária surgiram na segunda metade do Século XIX. Foram descobertos métodos e introduzidos processos de depuração ou potabilização, de aplicação relativamente simples e econômica. A cidade de Londres só começou a consumir água filtrada do rio Tamisa, em 1828. A cidade de Paris só passou a contar com um serviço de água satisfatório em 1840. A distribuição pública sistematizada de água, só começou praticamente depois de meados do Século XIX. Antes do advento da República, apenas o Rio de Janeiro, Recife, Salvador, São Paulo e Porto Port o Alegre eram abastecid abastecidas. as. Em 1900 já existiam alguns milhares de sedes dotadas deste inestimável melhoramento. 3.5
COBERTURA DOS SERVIÇOS DE ABASTECIMENTO DE ÁGUA NO BRASIL SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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Segundo dados de Pesquisa Nacional de Saneamento Básico (2000), o abastecimento de água através de rede pública alcançava no ano 2000, uma população de 138 milhões de habitantes, distribuído por 8.656 distritos, representando uma cobertura de 81,5% da população total presente naquele ano. A cobertura dos serviços por regiões é mostrada nas Tabelas 1 e 2. No tocante à cobertura dos serviços de esgotamento sanitário, por ocasião do Censo de 2000, apenas 51% da população urbana era atendida com o serviço. Apesar do grande avanço em relação ao ano de 1989, o País apresentava no ano 2000, um contingente de mais de 31 milhões de pessoas sem acesso aos serviços públicos de rede de água e aproximadamente 100 milhões de brasileiros sem acesso aos serviços de coleta de esgotos. Destaquese ainda, que esse contingente populacional concentra-se na periferia das regiões metropolitanas, nas grandes e médias cidades, nas pequenas localidades interioranas rurais e dispersas por todo o país.
Tabela 1 - Resumo da cobertura dos Serviços de água no Brasil REGIÕES
Norte Nordeste Sudestes Sul Centro-Oeste Total
POPULAÇÃO TOTAL
POPULAÇÃO UR B BA ANA
POPULAÇÃO RUR AL
POPULAÇÃO ATENDIDA
ATENDIMENTO
12.893.561 47.693.253 72.297.351 25.089.783 11.616.745 169.590.693
20.306.542 10.075.212 137.755.550
4.783.241 1.541.533 31.835.143
21.641.543 9.017.405 138.138.020
86,3 77,6 81,5
9.002.962 32.929.318 65.441.516
3.089.599 14.793.935 6.855.835
7.262.124 32.999.734 67.217.214
% DE 56,3 69,2 93,0
Fonte: Pesquisa Nacional de Saneamento Básico (2000)
Tabela 2 ± Resumo da cobertura dos serviços de esgotamento sanitário no Brasil REGIÕES Norte Nordeste Sudestes Sul Centro-Oeste Total
PO PULAÇÃO ATENDIDA 395.048 9.161.461 50.527.539 7.033.348 3.826.671 70.944.068
% D A PO PULAÇÃO TOTAL 3 19 70 28 33 42
% D A POPULAÇÃO UR B BA ANA 4 28 77 35 38 51
Fonte: Pesquisa Nacional de Saneamento Básico (2000)
No final do ano 2000 existiam 5.5071 municípios, dos quais 5.391 contavam com rede de distribuição de água. O número total de distritos era de 9.848, existindo algum tipo de abastecimento em cerca de 9.262. A população urbana total no ano 2000 era da ordem de 137.7 milhões de habitantes. Segundo a pesquisa, o Nordeste contava em 2000 com 1.722 municípios e 2.550 distritos, sendo que destes últimos apenas 17,3% eram abastecidos. No conjunto dos 5.391 municípios com rede de distribuição de água, havia 30,58 milhões de ligações.
1
O número total de municípios em 3 de outubro de 2004 era 5.562. 5.562 . SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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14
A evolução da prestação dos serviços de Abastecimento de Água e Esgotamento Sanitário no Brasil, no período de 1960 a 2000 é apresentada na Tabela 3. A evolução dos serviços relativos ao crescimento populacional é mostrada na Ilustração 1. Os dados demonstram significativa elevação dos índices de cobertura a partir de 1970, registrando a marcante atuação do PLANASA, período que corresponde a grande e crescente mobilização de recursos financeiros para o setor. A partir de 1983 passam a ser sentidos os efeitos da retração na economia brasileira, caracterizada por corte nos gastos públicos, com reflexos diretos nos investimentos em saneamento. De conformidade com os dados disponíveis, observa-se que o percentual médio de cobertura com abastecimento de água à população urbana é razoavelmente confortável, com salto apreciável, relativo e absoluto, a partir de 1960, mesmo com um incremento populacional da ordem de 106 milhões de habitantes ocorrido no período. Percebe-se claramente o descompasso entre os investimentos em abastecimento de água e esgotamento sanitário sanitário ocorridos nos últim últimos os 30 anos, resultando numa cobertura de abastecim abastecimento ento de água de cerca de 90% dos domicílios urbanos no ano 2000, enquanto o atendimento com coleta de esgotos era de apenas 56%. Além das desigualdades de acesso entre os serviços abastecimento de água e de esgotamento sanitário, verificam-se grandes desigualdades regionais,deconforme constatado na Tabela 2. Verifica-se pelos dados apresentados que as áreas urbanas das regiões Sul e Sudeste são as melhores servidas com sistemas de esgotos enquanto as regiões Norte e Nordeste apresentam os maiores mai ores déficits déficits de cobertura, tanto em abastecim abastecimento ento de água quanto de esgotamento sanitário.
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Tabela 3 ± Evolução dos serviços de saneamento no Brasil POPULAÇÃ O TOTAL
ANOS
1950 1960 1970 1980 1991 2000
51,88 70,07 93,14 119,00 146,92 169,80
POPULAÇÃ O UR B BA ANA
18,78 32,00 52,90 82,01 111,00 137,80
POPULAÇÃ O UR B BA ANA ATENDIDA
POPULAÇÃ O UR B BA ANA ATENDIDA
(água)
(esgoto)
13,00 13,00 28,00 60,00 98,50 127,80
8,00 12,00 29,00 49,00 70,94
NO. % D A MUNICÍPIOS PO PULAÇÃO UR B BA ANA 1889 2766 3592 2991 4491 5507
36,20 3 6,20 45,10 56,00 67,70 75,50 81,20
Fonte: Instituto Brasileiro de Geografia e Estatística (1960; 1970; 1980; 1991 e 2000). 180,00 . b a h e d s e õ h l i m m e o ã ç a l
u p o
P
160,00
População total (milhões hab)
140,00 120,00
População urbana (milhões de hab) População urbana atendida c/água (milhões hab) População urbana atendida c/esgoto (milhões de hab) -
100,00 80,00 60,00 40,00 20,00 1955
1960
1965
1970
1975
1980
1985
1990
1995
2000
2005
Ilustração 1 - Evolução dos serviços de saneamento no Brasil x crescimento populacional Fonte: Censos IBGE, 1950 a 2000
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4.
16
ELEMENTOS E PARÂMETROS DE PROJETO
A implantação dos serviços de abastecimento de água e de esgotamento sanitário em uma comunidade, qualquer que seja sua localização, dimensão ou importância, requer a realização de estudos prévios e a elaboração de projetos pr ojetos com vistas a atender aos seguin seguintes tes oobj bjetivos: etivos: a) possibilitar o desenvolvimento das diversas atividades urbanas; b) garantir o suprimento de água em quantidade e qualidade; c) garantir as condições de acesso aos serviços, quanto a adequação do sistema às característicass sócio-econômi característica sócio-econômicas cas da população; d) apresentar flexibilidade que permita o sistema acompanhar o incremento populacional e a expansão econômica e territorial da comunidade; e) prover os recursos organizacionais, financeiros e humanos que garantam a implantação e manutenção man utenção auto auto-sustentada -sustentada do sistem sistema. a. Os elementos para um projeto de sistema de abastecimento de água relacionam-se com consumo, quantidade, população, alcance e definição da captação de água. O consumo consumo de água está estreitamen estreitamente te relaci relacionado onado com os usos e quotas per capitas, dependendo também de um conjunto de fatores e de variáveis que afetam o consumo. Entre os principais usos da água podem-se citar, o uso doméstico para fins de bebida, culinária, asseio corporal e descarga de aparelhos sanitários. O uso comercial da água, encontra-se nos escritórios, lojas, armazéns, bares, restaurantes, salões de beleza, barbearias, postos de lavagem e lubrificação, cinemas, teatros, etc. Na indústria a água é utilizada como matéria prima, como insumo de processo industrial, no resfriamento, caldeiraria, na remoção de resíduos e nas próprias instalações sanitárias. O consumo público da águadeseesgotos, dá em fontes irrigação de praçaschafarizes e jardins,e lavagens de ruas, piscinas públicas, limpeza de coletores ornamentais, torneiras públicas, edifícios públicos, combate a incêndios, lavanderias, banheiros e sanitários públicos. Merece destacar que grande parte das perdas e desperdícios que ocorrem nos sistemas de abastecimento de água, ou seja, através de vazamentos em adutoras, redes, reservatórios, nos ramais domiciliares e no interior de prédios são computados como consumo. 4.1
ELEMENTOS DE PROJETO
4.1.1
Consumo per capita
Entende-se por consumo per capita ou quota per capita, a quantidade de água que é atribuída para cada pessoa beneficiária beneficiária pelo serviço projetado. projetado . É um valor de referência, em geral, expresso litrosdas pordiversas habitante por dia,ou quepartes tem por finalidadeOspermitir o cálculo das demandas para efeito de em projeto unidades do sistema. consumos per capitas podem variar
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de cidade para cidade, dependendo de uma série de condições, entre as quais se destacam: os custos de escassez, as condições sócio-econômicas da população e as condições climáticas locais. Em comunidades não atendidas por sistemas convencionais de abastecimento de água, ou seja, através de chafarizes ou torneiras públicas, as quotas per capitas variam de 30 a 60 l/hab.dia. Para os centros urbanos os per capitas também podem sofrer grandes variações. Em São Paulo, capital, a quota per capita pode chegar a 300 l/hab.dia, enquanto nas cidades do interior são adotados valores da ordem de 200 l/hab.dia No Estado do Rio Grande do Norte, a concessionária estadual (CAERN), adota quotas quotas per capitas distintas dependendo do tamanho e da população das cidades. Em Natal, por exemplo, são adotados valores de 300 l/hab.dia para a Zona Sul e de 200 l/hab.dia para a Zona Norte da cidade. Para o interior interior do Estado são adotados per capitas que variam de 100 a 150 l/hab l/hab.dia. .dia. Uma das formas de obter o consumo médio per capita de uma comunidade, consiste em dividir o volume de água aduzido por ano pela população abastecida. Dividindo-se o resultado obtido por 365 dias, obtém-se a quota per capita média diári diária. a. q ! Volume aduzido por ano (1) 365 x população abastecida A título de exemplo, na Tabela 4, encontra-se a distribuição do consumo de água em São Paulo, totalizand t otalizandoo per capitas de 220 e 200 l/hab.dia.
Tabela 4 ± ± Parcelas de consumo para per capita de 200 l/hab.dia Categoria Catego ria de consumo Doméstico Comercial-industrial Público Não contados e perdas Total
Satu Saturnino rnino de Brito (1905) 100 50 45 25 220
CNSOS (1951) 85 50 25 40 200
Fonte: Netto, José Martiniano de Azevedo, et, al, (1998)
Para a parcela do uso doméstico, os autores Yassuda & Nogami citam, conforme Técnica de Abastecimento e Tratamento de Água (1976), como estudos mais recentes, os valores mostrados na Tabela 5.
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Tabela 5 ± Parcelas do consumo doméstico de água Consumos Bebida e cozinha Lavagem de roupa Asseio corpo corporal ral ± banhos e lavagens de mãos Instalaçõess sanitárias Instalaçõe Outros usos Perdas e desperdícios Total
Quantidades (l/hab.dia) 10-20 10-20 25-55 15-25 15-30 25-50 100-200
Fonte: Técnicas de Abastecimento e Tratamento de Água, CETESB, (1976)
Para o caso específico do Rio Grande do Norte não se conhecem estudos estatísticos precisos que forneçam os consumos médios por habitante, da forma como mostrado acima. 4.1.2
Fatores que af etam o consumo
Os fatores que afetam o consumo de água de uma comunidade podem ser classificados em genéricos e específicos: Os fatores genéricos compreendem: compreendem: taman t amanho ho da cidade, características, tipo e quantidade de indústrias, clima, hábitos higiênicos e destino dos dejetos. Como fatores específicos são citados: modalidade de suprimento, qualidade da água, disponibilidade e custo da água, pressão na rede e o controle sobre o próprio consumo; 4.1.3
Variações de consumo
O consumo de uma comunidade pode sofrer variações anuais, mensais, diárias, horárias e instantâneas. As variações de consumo mais sentidas ocorrem nos meses de verão. No cálculo das demandas os consumos médios são majorados em função dessas variações. As variações de consumo são expressas através de coeficientes. É comum designar-se por k 1 o coeficiente do dia de maior consumo que é definido pela relação entre o consum consumoo (produção) máxim máximoo horário e o consumo (produção) médio diário, ou seja: k 1 !
consumo máximo diário consumo médio diário
(2)
O coeficiente k 1 pode variar de 1,2 a 2,4, dependendo dos fatores que afetam o consumo. Em geral, utiliza-se k 1 = 1,2 na maioria dos projetos de abastecimento de água, pelo menos na região Nordeste do Brasil. Há cidades onde se notam as flutuações de consumo diário no período da semana. Registros de consumos de algumas cidades dão contam de consumos máximos nas segundas e terças-feiras, com valores de 1,05 do valor médio, e mínimo nos domingos, com consumo da ordem de 0,8 do valor médio. SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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19
Costuma-se denominar de k 2 o coeficiente de consumo máximo horário. Representa a relação entre o consumo máximo horário e o consumo médio horário, ou seja: k 2 !
consumo máximo horário consumo médio horário
(3)
O coeficiente k 2 pode trabalhos assumir valores pesquisas realizadas em diversos técnicos.de 1,5 a 3,0. Esta faixa de valores é resultado de O consumo mínimo horário, em geral é expresso pelo coeficiente k 3, este tomado como sendo igual 0,5. Variações instantâneas de consumo são muito comuns nos extremos das redes, em decorrência dos consumos de prédios desprovidos de reservatórios, ou devido à abertura ou fechamento simultâneo das torneiras e válvulas de descargas. No caso de dimensionamento de redes de distribuição para prédios desprovidos de reservatórios, a vazão mínima de dimensionamento recomendada é de 2,2 l/s. 4.2
CÁLCULO DAS DEMANDA DEMANDAS S DE ÁGUA
As demandas de água podem ser determinadas levando-se em conta o alcance de projeto, as etapas de construção e as diversas categorias de consumo, entre os quais preponderam os consumos domésticos. Devem ser analisadas as possibilidades de consumos pontuais, principalmente para fins industriais e futuras expansões do sistema. Em geral, os sistemas são projetados e construídos em função das demandas de fim de plano ou das diversas etapas ou dos módulos a serem construídos. Para melhor melhor compreen compreensão são do cálcul cálculoo das demand demandas as são apresentados a seguir, os co concei nceitos tos de consumo médio, máximo diário e máximo horário. 4.2.1
Demanda média diária
O consumo ou demanda líquida média diária de água de uma comunidade traduz a quantidade média de água que é necessário produzir para satisfazer às necessidades da população. Pode ser definida pela seguinte expressão: Q = P1.q1 + P2.q2 = a.P.q1 + (1 a).P.q2, (4) Ou, ainda, por, Q ! P.q
(5)
Onde: P = população po pulação total abastecida (futura) P1 = população com ligação domiciliar. P2 = população abastecida por torneira pública.
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q1 = consumo per capita das pessoas abastecidas por ramal domiciliar, em litros por pessoa por dia. q2 = consumo per capita das pessoas abastecidas por torneira pública ou chafariz em litros por pessoa por dia. q = consum co nsumoo médio per capita em li litros tros por pessoa por dia, conside considerado rado isento de perdas. a = coeficiente em percentual, estabelecido para abastecimento através de ramal domiciliar. 4.2.2
Demanda máxima diári a
É a quantidade de água a ser produzida, nesta computada eventuais acréscimos diários de consumo. Pode ser obtida multiplicando-se a demanda média pelo fator coeficiente k 1, ou seja,
Qmax ! k 1 .Q
(6)
Onde: k 1 = coeficiente do dia de maior consumo.
Q = consumo médio diário O consumo anual é obtido multiplicando-se o consumo médio por 365 dias, valor que adquire maior importância no cálculo dos reservatórios de acumulação. No caso de haver indústrias de grande porte usando o sistema público e para combate ao fogo utiliza-se a seguinte expressão para calcular a demanda média:
Qmax ! k 1 .Q + Qind + Cfogo
(7)
Onde: Qind = consumo máximo diário da indústria Cfogo = consumo de água para dar combate a incêndio. 4.2.3
Demanda máxima horária
O cálculo da demanda máxima horária tem por finalidade a determinação dos diâmetros das canalizações da rede de distribuição de água podendo ser obtida multiplicando-se a demanda média diária pelos coeficientes k 1 e k 22,, ou seja: Qmáx.horária = P.q.k 1 .k 2
(8)
As demandas médias, máximas diárias e máximas horárias, para o cálculo das diversas partes do sistema, podem ser calculadas levando-se em contas os índices de perdas (IP), simplesmente dividi div idindo-se ndo-se os valores encontrados nas equações (5), (6) ( 6) e (8) por (1 - IP%). As demandas máximas podem ser expressas em l/s, m³/s ou m³/h, dependendo das unidades de medidas de entrada nas fórmulas. SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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4.2.4
Vazão para
combate a incêndio
As vazões para combate a incêndio são determinadas em função de valores máximos e mínimos pré-estabelecidos por jato de água, o que pode variar dependendo das normas técnicas adotadas. No Brasil, admite-se que a vazão por jato de água possa ficar entre um máximo de 16 l/s e um mínimo de 12 l/s. Deve-se levar em conta ainda, o número de jatos que será utilizado para apagar o incêndio e a sua provável duração. Uma das expressões sugeridas é a fórmula de Kwichling, ou seja: F ! 28 P
(9)
Onde: F = no. de jatos necessários para apagar o inc incêndi êndio. o. P = população da comunidade em milhares de habitantes. queespecíficos, se refere àpode duração de incêndio, para pequenasocidades, na falta de estudos No mais ser utilizado como referência, tempo deaté4 1000 horas.habitantes, Para cidades com população superior e até 200 mil habitantes, recomenda-se utilizar 10 horas para a duração do incêndio. 4.3
ESTUDOS POPULACIONAIS
Os consumos ou demandas de água dependem fundamentalmente da população a ser atendida, atendid a, das variações de consumo e das quotas per capitas adotadas. A população de uma cidade, num certo instante, poderia ser calculada pela fórmula: P = Po + (N M) + (I E)
(10)
Onde: P = população no instante de tempo t. Po = população no instante inicial t o N = nascimentos coletados no mesmo instante. M = número de óbitos. I = imigração no período. E = emigração no período. N M = representa o crescim crescimento ento vegetativo ou saldo vegetativ vegetativoo no período. I E = crescim crescimento ento social ou saldo migratório migratório no período.
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A população é um dado bastante variável que depende de fatores econômicos, políticos, sociais e outros difíceis de serem quantificados por esta metodologia. Por isto, recorre-se a outros métodos, principalmente a modelos matemáticos que expressem, com maior aproximação, as expectativas expec tativas de crescimen crescimento to população ao longo do alcance do projeto. São conhecidos diversos métodos para estimativas de crescimento populacional, entre os quais, o método aritmético, o método geométrico, o método logístico, método da taxa decrescente, além dos processos gráficos (de extrapolação gráfica ou das tendências da curva de crescimento, método comparativo e o método exponencial). Outra forma que pode ser destacada para avaliação populacional consiste no estabelecimento de densidades habitacionais para áreas delimitadas pelos planos diretores das cidades. 4.3.1
Método aritmético ou de crescimento linear
É um método pouco indicado. Pode ser usado para curtos intervalos de projeção. O incremento populacional, por este método, pode ser calculado analogamente a razão de uma progressão aritmética, ou seja: r !
P 1 P O t 1 t O
K a !
P 2 P 0 t 2 t 0
(11) ou
(11-a)
A partir da qual se obtém:
P = Po + r(t - t o) (12) P = P0 + K a(t-t0) Sendo: P = a população final de projeto; Po = a população inicial de referência; to = ano inicial; t = tempo final O método aritmético admite que o crescimento populacional ocorra linearmente. Pode ser verificado também graficamente, não obstante, é falho para longos períodos de alcance de projeto.
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crescimento to aritmé aritmético tico ou linear linear Ilustração 2 - Representação do crescimen 4.3.2
Método Geométrico ou de crescimento exponencial
É indicado para cidades de até 200.000 habitantes. É um método muito usado pelos projetistas de sistemas de abastecimento de água brasileiros. A razão de crescimento crescimento corresponde à razão de uma progressão geométrica: P 1 r ! (t 1t O ) P O
K g !
(13) ou
ln P 2 ln P 1 (13-a) t 2 t 1
A partir destas obtém-se: obté m-se: ( t t O )
P ! P O .r P t
K g ( t t 0 )
! P 0 .e
ou (14) (14-a)
e = base dos logaritmos neperianos. Onde as variáveis têm os mesmos significados já explicados. Este modelo admite o logaritmo da população crescendo linearmente com o tempo. Pode ser verificada em papel monologarítimo. O crescimento populacional é pressuposto ilimitado.
Ilustração 3 ± Curva representativa do crescimento geométrico ou exponencial 4.3.3
Taxa decrescente de crescimento ou Método Logístico
Baseia-se na premissa de que, à medida em que a cidade cresce, a taxa de crescimento torna-se menor. A população tende assintoticamente a um valor de saturação. Os parâmetros podem ser também estimados por regressão não linear. Nas formulações abaixo, P0, P 1, P 2 são as populações nos anos t 0, t 1, t 2 (hab). As fórmulas para taxa decrescente e crescimento logístico exigem valores eqüidistantes, caso não sejam baseados em análise de regressão. A população em qualquer qualquer tempo t pode ser dada por: SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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P t ! P 0 ( P 1 e K d ( t t 0 ) A (15) s P 0 )?
A taxa de crescimento crescimento por esse método é dada por: dP
! K .( P P ) d
dt K d !
(16)
s
ln[( P P 2 ) /( P P 0 )] t 2 t 0 s
s
(17)
Ps = população de saturação 2. P 0 P . 1 P . 2 P 1 2 ( P 0 P 2 ) P s ! P 0 P . 2 P 1 2
(18)
Ilustração 4 ± Curva representativa da taxa ta xa decrescente de crescime crescimento nto ou método logisti logistico co É o método mais indicado para estudo populacional de grandes cidades, pressupondo-se que estas cidades possam atingir uma população de saturação ao final de certo tempo. Outra forma de representar o crescimento populacional P é dada pela seguinte equação. P !
P t
!
P s
1 e a bT P s
1 c.e K 1 ( t t 0 )
(19) ou (19-a)
Onde: P = população projetada. Ps = população de saturação. e = 2,7182845 (base do sistema de logaritmos Neperiano) a e b = parâmetros da curva. SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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T = intervalo de tempo entre T o e o ano no qual se deseja obter P. c ! ( P s P 0 ) / P 0 K 1
1
!
t 2
t 1
(20)
« P 0 .( P s P 1 ) » ¼ - P 1 ( P s P 0 ) ½
(21)
ln ¬
Para que se possa calcular os parâmetros a e b da curva faz-se necessário determinar preliminarmente, a população de saturação da cidade. O cálculo da população de saturação fica simplificado quando são conhecidos ou escolhidos intervalos de população e de tempos, por exemplo, (P0,T0), (P1,T1) e (P2,T2) de forma que satisfaçam às seguintes condições:. T2 = 2T1 P0 < P1 < P2 (P1)2 > P0P2 A população de saturação Ps pode ser calculada pela seguinte fórmula: 2
P ! 2 P O P 1 P 2 ( P 1 ) ( P 2O P 2 ) s P O P 2 ( P 1 )
(22)
a!
1 P P log s O 0,4343 P O
(23)
b!
P ( P P 1 ) 1 log O P 1 ( P P O ) 0,4343T 1
(24)
s
s
Para T !
a
b
P1 !
, obtém-se o ponto p onto de inf inflexã lexãoo da curva, onde:
Ps P ! s 1 ea a 2
(25)
O ponto de inflexão na curva ocorre no tempo [t 0-ln(c)/K 1]
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PROJEÇÃO DE POPULAÇÃO - CURVA LOGÍSTICA o
ã ç a l
u p o
P
População
P2
P1
Po
T0
T 1
T2
Escala dos tempos T
Ilustração 5 ± Curva de crescim crescimento ento logístico ou de taxa decrescente O cálculo populacional por este modelo fica simplificado para pontos cronologicamente eqüidistantes. Por este método verifica-se que a população cresce assintoticamente para um valor limite Ps. 4.3.5
Avaliação populacional por critérios das densidades habitacionais
Podem-se associar os métodos de crescimento populacional a uma adequada distribuição da população nas áreas urbanas, ou seja, estabelecendo-se densidades populacionais máximas para as áreas, de acordo com a natureza de sua ocupação. o cupação. A Tabela 6, a seguir apresentada pode ser usada como referência para auxiliar nos estudos populacionais.
Tabela 6 - Densidades Demográf iiccas observadas em Zonas Urbanas BANO TIPO DE OCUPAÇÃO DO ESPAÇO UR BA
Áreas periféricas: casas isoladas, lotes grandes. Casas isoladas, lotes médios e pequenos. Casas geminadas, predominando 1 pavimento Casas geminadas, predominando 2 pavimentos Prédios de apartamentos pequenos Áreas de apartamentos altos Áreas comerciais Áreas industriais 4. 3.6
Densidade demográf ica (hab/ha) 25 50 50 75 75 100 100 150 150 250 250 750 50 100 25 100
Processo das curvas de crescimento de outras cidades
emprego desta metodologia permite exprimir crescimento umaprocesso cidade em funçãoO do desenvolvimento de outras, razão pela oqual também populacional é conhecido depor comparativoo ou da curva de correlação. comparativ SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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Em síntese, consiste em se eleger cidades que além de possuírem características análogas, tenham população superior à cidade objeto de estudo, na pressuposição de que esta venha ter um desenvolvimento ou crescimento populacional semelhante ao que elas tiveram quando possuíam população de mesma grandeza que a sua atual. Partindo-se destas premissas traçam-se, num sistema de coordenadas, as curvas de crescimento demográfico das cidades a comparar, registrando-se no eixo das abscissas, os anos censitários e no eixo das ordenadas, as populações, conf co nforme orme Ilustração 3. Para obtenção da curva de crescimento da cidade em estudo, trasladam-se todas as curvas para a direita, de modo a ficarem com um ponto em comum, que representa o último dado populacional da cidade cuja população se deseja projetar. A curva de crescimento desejada, a partir deste ponto comum, é o lugar geométrico dos pontos que representam a média das ordenadas das curvas trasladadas, exclusive, eventualmente, aquelas que forem muito discrepantes das demais. A comparação pode ser feita utilizando-se a média aritmética ou ponderada. Neste último caso, os pesos dependem principalmente da analogia de crescimento na fase anterior à população do ponto escolhido como ponto comum comum.. Diz que para o sucesso deste método, as cidades eleitas para comparação devem ser da mesma geoeconômica, restringindo-se a trasladação ao émáximo de trinta anos, para for reduzir margemregião de erro de previsão, já que a precisão deste método tanto maior quanto menor o seua alcance. Na Ilustração 6 encontra-se representado o método de comparação do crescimento populacional de uma cidade C em função de duas outras A e B.
Curva comparativa 12 0
A´
A
100
C
B´
8
a 0 b h 0 0 0 1 m e 60 s e
B´
õ ç
a l u p o
P
POPULAÇÕES A POPULAÇÕES B POPULAÇÕES C
40
C
20
0 1 93 0
1 9 4 0
1950
1960
1970
198 0 Ano
1990
2000
2010
2020
2030
Ilustração 6 ± Gráfico para previsão de população pela curva de comparação. SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
28
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
4. 3.7
Processo de extrapolação da curva de crescimento
Num sistema de coordenadas e em escala conveniente, marcam-se no eixo das abscissas, os anos relativos aos censos disponíveis e no eixo das ordenadas as populações respectivas. Faz-se, em seguida, o prolongamento da curva respeitando-se a tendência de crescimento. A Ilustração 7 representa uma das possíveis soluções de tendência de crescimento da população da cidade do Natal com base nos dados censitários de 1940 a 2000. Prolongamento da curva de crescimento 1.200
1.000
8
00
. b a h 0 0 0 1 m 600 e s e
õ ç
a l u p o 400
200
P
0 1930
1 94 0
1950
1960
1970
1980 Anos (Censos)
1990
2000
2010
2 02 0
2030
POPULAÇÃO
4.4
crescimento ento Ilustração 7 ± Processo de extrapolação da curva de crescim ALCANCE DE PROJETO
O alcance de projeto depende da vida útil que pode ser atribuída a cada uma das partes do sistema ou de vida útil das obras. A vida útil provável das obras, instalações e equipamentos, por sua vez, depende do tipo e da natureza de cada parte, do material empregado, das inovações e recursos tecnológicos, uma vez que estão em constante evolução. Os seguintes fatores devem ser ponderados para estabelecimento do período de projeto ou alcance de um projeto: i) Tendências de crescimento da população e das necessidades urbanas, levando-se em consideração o desenvolvimento industrial; ii) Vida útil das estruturas e dos equipamentos, tendo-se em conta sua durabilidade provável, seu desgaste, eficiência e obsolescência; SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
29
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iii) Facilidades ou dificuldades que se apresentam para a ampliação das obras e instalações; iv) Disponibilidade de recursos ou créditos para financiamento; v) O poder aquisitivo e os recursos econômicos da população a ser beneficiada. As influências exercidas podem ser resumidas na Tabela 7 devendo-se ressaltar que pode existir interdependência entre alguns fatores. Na Tabela 8 encontram-se resumidos os principais alcances sugeridos para as diversas partes do sistema.
Tabela 7 ± Critérios para f iixxar alcance de projetos FATORES
Crescimento mais rápido da população Maior vida útil das partes Facilidade de ampli ampliação ação Disponibilidade de recursos Juros elevados elevados e prazos curtos Inflação acentuada Maiores recursos da população p opulação Melhor comportamento inicial das obras
ALCANCES +
ALCANCES +
LONGOS
CURTOS x
x x x x x
x x
Tabela 8 ± Alcance de projeto para sistemas de abastecimento de água UNIDADES DOS SISTEMAS/OBR AS/EQUIPAMENTOS
ALCANCE
(em anos) Tomada de água Barragens Poços
25 a 50 30 a 60 10 a 25
Equipamentos de recalque Adutoras de grande diâm diâmetro etro Estações elev elevatórias atórias Estações de tratamento de água: - Flocul Floculadores, adores, Decantadores, Fil Filtros tros - Dosadores Reservatórios de Distrib Distribuição: uição: - Concreto - De aço Canalizações de Distribuição Edifícios Edifíci os
10 aa 30 20 20 15 a 25 20 a 30 10 a 20 30 a 40 20 a 30 20 a 30 30 a 50
De um modo geral os sistemas são projetados para alcances que variam de 20 a 25 anos. Os sistemas ou as unidades dos sistemas podem ser construídos por etapas, dependendo da vida útil das diversas partes e da maior ou menor facilidade de ampliação e do desenvolvimento da cidade. SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
30
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4.5
ESQUEMAS HORIZONTAIS DE SISTEMAS DE ABASTECIMENTO ÁGUA.
Os sistemas de abastecimento de água, em geral, são construídos a partir de duas fontes principais de suprimento: mananciais superficiais e mananciais subterrâneos. Mananciais superficiais são represamentos de água em barragens, barragens, lagos, lagoas, rios e riach riachos. os. Os principais mananciais subterrâneos são os poços tubulares (rasos ou profundos), os poços tipo t ipo amazonas ou as fontes afl aflorantes. orantes. 4.5.1
Esquema de sistemas de abastecimento: mananciais superf iici ciais.
Na Ilustração 8 estão esquematizadas as principais unidades de um sistema de abastecimento de água: (1) Manancial; (2) Adutora de água bruta ± AAB; (3) Elevatória de água bruta ± EEAB; (4) Estação de tratamento de água ± ETA (Co (Compl mplexo exo dosadores, flocul floculadores, adores, decantadores e filtros); filtros); (5) Estação elevatória de água tratada; (6) Adutora de água tratada; (7) Reservatório de distribuição; (8) Rede de distribuição
(8) (2) (6)
(4) (1)
(7)
(5)
(3)
Ilustração 8 ± Esquema de sistemas de abastecimento de água: mananciais superficiais. 4.5.2
Esquema de sistemas de abastecimento: mananciais subterrâneos ± Poço Tubular
Na Ilustração 9 encontram-se indicadas as principais unidades de um sistema de abastecimento abastecim ento de água tendo co como mo fonte de suprimento um poço ttubul ubular. ar. (1) Poço tubular; (2) Adutora água bruta; (3) Unidade de desinfecção e correção de pH; (4) Adutora de água trat tratada; ada; (5) Reservatório de distribui distribuição; ção; (6) Rede de distribui distribuição ção de água. (6) (2) (1)
(4)
(3)
(5)
Ilustração 9 ± Esquema horizontal de sistema de abastecimento de água de poço tubular.
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
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5.
31
MANANCIAIS ABASTECEDORES
Para implantar os sistemas de abastecimento pode-se recorrer às diversas fontes para suprimento, dependendo das disponibilidades, facilidades e qualidade da água. A seguir são listadas as principais classes de mananciais . . 5.1
CLASSES DE MANANCIAIS Atualmente, face à escassez de água, podem ser usados os mais diversos tipos de mananciais para abastecimento , inclusive de água dos mares e oceanos.
5.1.1
Abastecimento a partir de águas meteóricas
São abastecimentos feitos a partir das águas de chuva. O Peru, até alguns anos atrás, tinha uma cidade de 2.500 habitantes abastecida por este tipo de fonte. A Ilha de Fernando de Noronha, já foi totalmente dependente dependente de abasteci abastecimen mento to de água at através ravés de captação de águas de chuvas.
5.1.2
Abastecimento a partir de águas superf iici ciais
As águas superficiais são as provenientes dos cursos d´água em geral, de rios, córregos, riachos, arroios, aassim riachos, ssim com comoo de lagos, represas ou ooutro utro tipo qualquer de barragem de cursos d´água d´água.. 5.1.3 Abastecimento a partir de águas subterrâneas Em geral, as águas subterrâneas são provenientes das fontes (aflorantes, de fundo de vale ou de fontes de encosta) e de poços po ços rasos ou pprofun rofundos. dos.
5.1.4
Abastecimento a partir de água do mar
A água do mar para ser utilizada para consumo humano requer o processo de dessalinização. A dessalinização pode ser realizada por diversos processos, entre os quais, podem-se citar, os de osmose reversa, evaporação e destilação. 5.2
TIPOS DE CAPTAÇÃO DE ÁGUAS SUPERFICIAIS
Como as captações de águas superficiais podem ser feitas em diversos tipos de mananciais, vários vári os fatores deverão ser levados em conta nos estudos e projetos.
5.2.1
Captação em rios
As tomadas d´água nos rios podem ser feitas de diversas formas, dependendo das condições apresentadas. a) Localização de tomadas. Podem ser feitas nos trechos retos ou curvos dos rios. Nos trechos em curva, a margem côncava deve ser preferida para evitar o assoreamento, conforme indicado na Ilustração 10 abaixo apresentada.
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
32
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a) Captação em trecho reto
b) Captação em trecho curvo
Caixa de areia
Caixa de areia
Zona de assoreamento
Margem côncava, maior velocidade
Ilustração 10 ± Esquema de captação de água em trechos de rios b) O projeto de captação de água superficial deve ser feito com base em estudos hidrológicos, ou seja, conhecida a quantidade de água necessária, deve ser analisado se a captação tem capacidade para atender demandaassim ao longo Devem ser conhecidas vazões mínima, média e máxima do cursoà d¶água, como do as projeto. suas vazões específicas, mínima,asmédia e máxima, 2 em l/s.km c) No que se prende à qualidade da água, devem ser levados em consideração os aspectos físico-químicos, bacteriológicos, bioquímicos e hidrobiológicos; d) Outro aspecto de grande im importância portância refere-se aos diversos custos envol envolvi vidos dos no pro proje jeto to de captação, quais sejam: de execução da obra propriamente dita; de estradas de acesso, se for necessário; de desapropriações; de energia elétrica; de operação e manutenção; e de serviços de comunicação comun icação (telefone (telefone,, rádio, etc.) etc.).. 5.2.1.1
Partes constitutivas de uma captação As captações em rios, em geral, devem dispor de: a) Barragens ou vertedores, para manutençã manutençãoo do nív nível el ou para regulariza regularização ção da vazão;
b) Órgãos de tomada d'água com dispositivos para impedir a entrada de materiais flutuantes ou em suspensão, grades, crivos e telas de diversos tipos e form formatos; atos; c) Dispositivos Dispositivos para contro controlar lar a entrada de água, co como mo comportas, válvul válvulas, as, adufas, etc.; d) Canais ou tubulações de interligação; e) Poços de tomada das bombas. 5.2.1.2
Tipos de captação em rios
Define-se Defi ne-se como tomadas de água as oobras bras ou disposi dispositivos tivos destinados a retirar ou desviar as águas de um manancial.
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
33
As captações podem ser do tipo direta, ou tomada d´água direta (Ilustração 8), através de barragem de nível (Ilustração 11), canal de derivação (Ilustração 10) e canal de regularização (Ilustração 11). Em qualquer tipo de captação de rio, é recomendável que a vazão mínima do rio (Q mín.) seja sempre maior que a vazão de abastecimento (Q abast) para que não haja risco de interrupção do fornecimento de água.
NA
Válvula de pé com crivo
Ilustração 11 ± Esquema de captação direta em rios. As barragens de nível são construídas com a finalidade de permitir a elevação do nível de água no local da captação, permitindo assim, uma lâmina com altura satisfatória acima do crivo.
Ilustração 12 ± Barragem de nível em concreto.
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
34
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Tomada d´água
Grade
Caixa de areia
Comporta
Rio
Ilustração 13 ± Canal de derivação com caixa de areia a) Esquema 1
Enrocamento de Pedras
Poço de sucção
b) Esquema 2
Adufa
Ilustração 14 ± Tomada d´água em canal de regularização 5.2.1.3
Disposi Dispositivos tivos retentores de materiai materiaiss estranhos
Para a retenção de materiais estranhos presentes na água, recomenda-se a construção de caixas de areia, conforme Ilustração 15. São muito captações águas superficiais, sólidos decantáveis, particularmente, a areia,comuns materiaisnas flutuantes ou emdesuspensão, como folhas, os galhos de arvores plantas aquáticas (aguapés), assim como peixes, répteis e moluscos. SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
35
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Ilustração 15 ± Esquema em planta e corte de uma caixa de areia De acordo com a figura acima são identificados e definidos os seguintes elementos: a) H = submergência mínima do crivo, que deve satisfazer às seguintes condições: - hidráulicas: H u V 2 020 ou
(26)
2g
- para impedir a entrada de ar: H u 2,5D + 0,10 (27) b) v = velocidade de sedimentação da areia; c) V = velocidade de escoamento horizontal da água na caixa de areia; d) V´= componente das velocidades V da água e de precipitação da areia; e) h = altura da lâmina d´água; f) L = comprimento teórico da caixa; g) b = largura da caixa; h) S = seção de escoamen esco amento to (b vh); i) A = seção horizontal da caixa (b vL); j) Q = vazão de escoamento (Q = S.V); l) t = tempo. t empo. Tem-se: L = V.t e h =v.t @
L h
V !
v
!
Q S
v
1 v
!
Q b. h
v
1 v
@ L !
Q b.v
(28)
ou v = Q ! Q @ ou b.L A SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
36
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
v=
A=
Q A Q v
(29)
(30)
Assim, L independe de h. Na prática, atribui-se para L um valor 50% além do valor obtido. Abaixo é apresentada a Tabela 9 para as velocidades de sedimentação da areia, em águas paradas, a temperatura de 10ºC 10º C e para a densi densidade dade K = 2,65 g/cm3 .
Tabela 9 ± Velocidade de sedimentação da areia x diâmetros das partículas Partícula (mm (mm)) Velocidade (mm/s) Ø
1,00 0,80 0,60 0,50 0,40 0,30 100 83 63 53 42 32
0,20 21
0,15 15
0,10 8
As caixas de areia devem ser construídas, pelo menos, com duas células paralelas para que, durante a limpeza, não seja interrompido o abastecimento de água.
5.2.2
Captações sujeitas a grande oscilação de ní veis de água
São captações feitas em lagos, lagoas ou barragens sujeitas a grandes variações de nível e nos quais a qualidade da água varia com a profundidade. Nestes casos, a captação de água é feita através de construções chamadas de torres de tomada, conforme Ilustração 16. Passarela
NA
Ilustração 16 ± Torre de tomada d´água
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
37
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Ilustração 17 ± Foto de torre de tomada com passarel passarelaa 5.2.3
Poço de deri vação
Nada mais é do que uma torre de tomada situada à margem de um curso d¶água, lago ou represa sujeito a grandes oscilações de nível.
5.2.4
Sistema f llu utuante
É uma modalidade de captação na qual se utiliza de um dispositivo qualquer, capaz de flutuar, permitindo o seu deslocamento para pontos distintos onde forem melhores as condições de captação, conforme Ilustração 18.
Tubo flexível
NA
Boia
Flutuador
8
Ilustração 1 ± Tomada d´água flutuante típica
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
38
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A Ilustração 19 mostra alguns detalhes da captação de água do Sistema Adutor Jerônimo Rosado que atende às cidades de Mossoró, Açu e Serra do Mel. Na referida captação as bombas instaladas são do tipo submersível.
Ilustração 19 ± Captação flutuante flutuante do Sistem Sistemaa Adutor Jerônim Jerônimoo Rosado, Açu - RN O abastecimento através de reservatório de acumulação, quando a vazão média de abastecimento é menor que a vazão média afluente, porém maior que vazão mínima, ou seja, quando Qmédio(rio) > Qabast. > Qmín, faz-se necessária a regularização da vazão média média do rio (Qmédia ). Em abastecimento de água, os projetos de captação em lagos e represas são mais onerosos pelo fato de exigirem maior grau de tratamento. 5.3
TIPOS DE CAPTAÇÃO DE ÁGUAS SUBTERRÂNEAS
Os tipos mais comuns de poços são os escavados ou perfurados. Em geral, são ditos escavados,, os poços rasos, construídos em margens ou aluvi escavados aluviões ões de rios, oonde nde o lençol de água se ach achaa a pequena profundidade. Os poços perfurados, em geral, são aqueles em que o lençol de água se encontra a maior profundidade. A profundidade dos lençóis de água é bastante variável, podendo chegar a centena de metros, como é o caso da captação subterrânea da cidade de Mossoró, cujo aqüifero de água de melhor qualidade se encontra acerca de 900 m de profundidade. Em Natal, a profundidade dos poços tubulares varia de 30 m (Na Zona Norte) a 120m (Na Zona Sul).
5.3.1
Captação em poços Os poços tubulares ou profundos são perfurados com equipamentos equipamentos especiai especiais. s. Existem dois tipos básicos de sondas usadas na perfuração dos poços:
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
39
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As perfuratrizes rotativas que utilizam lama argilosa para evitar o desmoronamento das paredes do poço e as sondas percussoras. De acordo com a Ilustração 20, os poços tubulares apresentam as seguintes partes constitutivas: Boca do Poço Revestimento do poço Parede do poço NE
Cone de rebaixamento
LP
ND
Aqüífero Tampão do fundo
Filtros (crivo, tela)
Ilustração 20 ± Exemplo de perfil de poço tubular Tubo de revestimento: é um tubo que pode ou não revestir a totalidade do poço perfurado para protegê-lo contra a inf infil iltração tração ou intrusão de água de outros lençóis. Filtro: constitui uma espécie de tela que é colocada a certos intervalos do pacote saturado do aqüífero do qual se deseja captar água. Os filtros possuem abertura que é função da granulometria do solo e área livre expressa em % da área total. Devem apresentar um determinado número de aberturas por metro de comprimento, para cada diâmetro. Os diversos tipos de abertura dos filtros encontram-se mostrados na Ilustração 21.
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
40
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Ilustração 21 ± Tipos de furação de filtros filtros de poços tubulares Maior rendimento rendimento de um poço ttubul ubular ar e menores custos de perfuração pode ser consegui conseguido do com locação adequada, melhor posicionamento dos filtros em relação ao aqüifero saturado e na utilização utili zação de métodos adequados na sua perfuração. Os poços tubulares apresentam duas situações distintas de nível de água: níveis estáticos e dinâmicos. O nível estático é aquele que o poço apresenta quando não está sendo retirada água do aqüifero na sua área de influência. Só varia quando variam as condições de infiltração de água no lençol em decorrência de precipitações pluviométricas. O nível dinâmico é variável, dependendo das condições de retirada de água através de bombeamento. Quando em operação, cada poço apresenta uma zona de rebaixamento do nível de água no aqüífero, formando um cone de depressão, conforme se pode constatar pelo rebaixamento da linha piezométrica (Ver Ilustração 17). Vale ressaltar que cada poço, poç o, dependendo das condições construtivas e das propriedades do aqüífero, tem uma capacidade limitada de explotação. A captação de água em fontes pode ser feita através de caixas de tomadas, galerias filtrantes e drenos. Em geral, as captações em galerias e drenos são precárias devido à obstrução e colmatação da área drenante e às dificuldades de recuperar essas áreas. Para as captações em fontes são sugeridas algumas medidas visando a sua proteção sanitária: a) Fontes af lor lorantes:
. Remover a camada de terra vegetal que esconde a nascente; . Construir valetas valetas diversoras para proteger co contra ntra as águas de enxurradas; . Construir cercas para impedir o acesso humano e de animais; . Instalar tubulações de descarga para lim limpeza peza e extravasor (ladrão); . Instalar a tubulação de tomada 50 cm acima do fundo da caixa. b) Fontes emergentes: . Construir caixa de inspeção nas mudanças de direção e nas junções das linhas de dreno; SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
41
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. Remover a vegetação numa faixa de 10 m do eixo das linhas de drenos; . Construir cercas de proteção.
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
42
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6.
ADUÇÃO
O transporte de água entre as diversas unidades de um sistema de abastecimento de água é feito por meio de canalizações chamadas de adutoras. Em geral, as adutoras são projetadas de forma que não existam ligações ao longo das mesmas, daí, diferenciando-se das redes de distribuição de água. As adutoras podem ser por gravidade, em condutos livres (abertos ou fechados) ou em condutos forçados. As adutoras em conduto forçado, tanto podem ser por gravidade, como por recalque. Canalizações por recalque são aquelas que necessitam de mecanismo para impulsionar a água através de das mesmas. 6.1
VAZÕES DE DIMENSIONAMENTO
As vazões de dimensionamento dos sistemas adutores, para quaisquer que sejam os trechos, não incluídos aqueles que ligam os reservatórios às redes de distribuição, devem ser calculadas em função das demandas máximas diárias. A expressão utilizada para o cálculo da demanda máxima diária é:
Q!
P .q.k 1 3600. N
(31)
Onde: P é a população de projeto; pro jeto; Q = quota per capita; k 1 = coeficiente do dia de maior consumo; N = número de horas de funcionamento diário do sistema de bombeamento. Quando não existirem reservatórios de regularização ou compensação de fornecimento de água, ou seja, quando o bombeamento é feito direto na rede de distribuição, recomenda-se calcular as vazões para dimensionamento dos condutos pela expressão:
Q!
P .q.k 1 .k 2
86.400
(32)
onde: k 2 = é o coeficiente da hora de maior consumo. Observe-se que neste caso, o sistema de bombeamento projetado deverá atender à demanda do dia e hora de maior consumo, (para suprir os picos de consumo), cuja função seria dos reservatórios.
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
43
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
6.2
HIDRÁULIC HIDRÁULICA A DAS ADUTORAS
Apresentam-se a seguir, as principais fórmulas e parâmetros levados em conta no estudo das adutoras.
6.2.1
Adução em condutos livres
Para o cálculo das adutoras em condutos livres são considerados os seguintes elementos: a vazão de dimensionamento; a perda de carga unitária; a forma do conduto; o material utilizado. Para o dimensionamento usam-se as seguintes equações: a) Da continui continuidade, dade, expressa por:
Q ! A.V
(33)
b) De Chezy: V ! C R. I
(34)
Onde: Q = vazão de dimensionamento (m3/s); A = a área da seção de escoamento (m²); V = velocidade de escoamento (m/s). C = Coeficiente de rugosidade do canal ou coeficiente de Chezy; R = raio hidráulico (m) ou R !
A
(35)
P
I = declividade (m/m); P = perímetro molhado do canal (m) O coeficiente de Chezy pode ser calculado pela fórmula de Bazin: 87
C !
1
(36)
m R
Onde: m = coeficiente de rugosidade O coeficiente C também pode ser calculado pela fórmula de Manning, expressa por: C !
16 n
R
(37)
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
44
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
Ou ainda pela Fórmula de Ganguillet e Kutter 23 C !
0,00155 1 I
n
(38)
0,00155 ¸ n ¨ 1 © 23 ¹. I º R ª
Onde n = coeficiente de Manning e os demais parâmetros como já definidos. A expressão de cálculo da vazão em canais pode ser obtida combinando-se as equações da Continuidade, de Chezy e de Manning, obtendo-se: Q
! A.
1 n
2
1
3
. R .I 2
(39)
Onde os parâmetros são os mesmos já definidos anteriormente.
6.2.2
Adutora por gravidade em condutos f or orçados
Para obtenção do diâmetro D de uma canalização por gravidade, podem ser utilizadas tanto a equação de Hazen-Williams quanto da fórmula Universal da perda de carga, ou fórmula de DarcyWeisbach. Em ambos os casos, considera-se o desnível geométrico igual à perda de carga, conforme mostrado na Ilustração 21. É importante lembrar que o desnível geométrico a ser considerado corresponde à diferença de carga hidráulica entre o nível de água mínimo de montante e o nível de descarga de jusante, que no caso deve corresponder ao nível máximo da água no reservatório de jusante. Ou seja, HG = hf = JL A partir da equação de Hazen-Williams Q = 0,2788xCxD2,63xJ0,54 , (40) , Obtém-se,
D ! 2,63
Q 0,2788 xC xJ 0,54
(41)
Onde: Q = demanda máxim máximaa diária em m³/s; C = coeficiente de rugosidade da canalização, valor adimensional, variável com a idade da canalização; J = hf /L em (m/m) Obtido o valor teórico do diâmetro D, adota-se o valor comercial imediatamente superior. SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
45
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
Na Tabela 10, 10, abaixo aprese apresentada, ntada, estão sugeridos os valores do coeficiente C, empregado na fórmula de Hazen William Williams. s.
Tabela 10 - Valores de C sugeridos para a fórmula de Hazen-Williams Tubos Aço corrugado Aço galvanizado rosqu rosqueado eado Aço rebitado Aço soldado comum, revestº betuminoso Aço soldado revestº epoxi Ferro fundido revestº epoxi Ferro fundido, revestº argamassa cimento Plásticoo (PVC) Plástic
Novos
Usados ( 10
Usados (20
60 125 110 125 140 140 130 140
anos) 100 90 110 130 130 120 135
anos) 80 90 115 120 105 130
Fonte; Netto, (1998) No caso do emprego da Fórmula Universal, Sendo
f . L V 2 . h f ! D 2 g
(42) e
Onde: f = coeficiente de atrito; L = extensão da Adutora; g = aceleração gravitacional Desta expressão podem po dem ser deduzidas as seguintes equações: Sendo V = Q/A, e A = D2/4, pode-se escreve escrever: r:
h f !
8. f . L.Q 2 g .T 2 . D 5
(43)
. g .T 2 . D 5 .h f Q! 8. f . L
¨ 8. f . L.Q 2 ¸ ¹ D ! ©© 2 ¹ . . . g h T f º ª h f !
8. f . L.Q 2 2 5 g .T . D
(44)
1/ 5
(45)
(46)
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
46
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
1/ 5
¨ 8. f . L.Q 2 ¸ ¹ D ! ©© 2 ¹ ª g .T .h f º
(47)
Para emprego da Fórmula Universal da perda de carga, a maior dificuldade é determinar o valor de f , quando as demais variáveis são conhecidas. O fatgor f é função da rugosidade iinterna nterna da canalização ()água a ser(), empregada, da água, em função da qual se obtém a viscosidade cinemática da e o númerodadetemperatura Reynolds, como veremos adiante.
6.2.3
Adutora por condutos f or orçados
Para o cálculo das adutoras em conduto forçado são considerados os seguintes elementos e parâmetros: vazão de dimensionamento (Q); perda de carga unitária (J); forma do conduto e o material de construção, do qual depende o coeficiente de rugosidade (coeficiente C); diâmetro D da canalização. Para dimensionamento podem ser usadas as seguintes equações: - da continuidade: Q = A.V - da perda de carga total distribuída ao longo das linhas: hf = J.L Podendo J ser calculado pela fórmula Hazen-Williams, escrita sob a forma: 1,85
Q ¸ ¨ J ! © 2 , 63 ¹ ª 0,279.C . D º
(48)
A partir da fórmula de Hazen-Williams podem ser obtidos os diversos elementos da adutora, ou seja:
Q ! 0,279.C . D 2, 63 J 0,54 D ! 2 , 63
Q
(49) (41 ± ver anterior)
0,279.C .J 0 ,54 V ! 0,355.C . D
0 , 63
.J 0, 54
(50)
A perda de carga unitária (J = hf /L), /L), também pode ser obtida pela Fórmula Universal da perda de carga, (recomendadas pelas Normas Brasileiras), onde:
f . L V 2 . h f ! D 2 g
(43 - ver anterior)
Para o cálculo do fator de atrito f ´ deverão ser consideradas as diversas situações de escoamento, ou seja, os regimes de escoamento laminar, turbulento e misto. Como dito anteriormente, o coeficiente f , depende da rugosidade interna da canalização, da viscosidade do líquido, que por sua vez depende da temperatura e do número de Reynolds. Para o regime de escoamento laminar, SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2008
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
f !
64 Re
47
(51)
Onde: R e = número de Reynolds Re
!
v. D
Y
(52)
Sendo, v = velocidade de escoamento do líquido, (m/s) = viscosidade cinemática do líquido, (m²/s), que é função da temperatura, no caso, para água, conforme Tabela 11. No caso de regime de escoamento turbulento, para a condição de tubos hidraulicamente lisos, é possível utilizar-se a fórmula de Von Karman-Prandlt, resolvível por meio de iterações. 1 ! 2 log Re f 0,80 f
(53)
No caso de regime de escoamento turbulento, para a condição de tubos hidraulicamente rugosos, a fórmula de Von Karman-Prandlt assume: 1 D ! 2 log 1,14 I f
(54)
Para regime de escoamento turbulento, ou seja, para a zona de transição entre tubos hidraulicamente lisos e hidraulicamente rugosos, aplica-se a fórmula de Colebrook-White.
¨ ¸ 1 f ! 2 log© 3,7I D R2,51 f ¹ e ª º
(55)
Nas equações acima, D = diâmetro da canalização em (m); = rugosidade interna do tubo (m). A ordem de grandeza da rugosidade interna () depende do material das canalizações. Na Tabela 12 são indicadas as principais faixas de valores para os diferentes tipos de materiais. A determinação do coeficiente de atrito f , também pode ser feita com a ajuda de diagramas ou equações simplificadas, conforme demonstrado a seguir: a) Diagrama de Moody:
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48
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
Considere na Ilustração 22, o no. de Reynolds no eixo das abscissas e o valor da rugosidade relativa (/D) na linha das ordenadas (à direita). O valor de f obtém-se nas ordenadas (à esquerda), diretamente diretam ente ou por mei meioo de curvas interpoladas. O valor de f e da respectiva perda de carga também podem ser calculados diretamente, com o auxílio de Tabelas, como a encontrada em Hidráulica Básica de Rodrigo Melo Porto, (1998), ou através Fluxogramas, como do apresentados Prof. Souza (USP-SP), conforme Ilustração da presente Apostila.deNas ilustrações 24 e 25ossão os fluxogramas para cálculo do 23 diâmetro e das vazões nas canalizações, canalizações, a partir ddoo cálculo do fator de rugosidade. Observe-se que o valor da viscosidade cinemática da água () ) depende da temperatura da água, conforme mostrado na Tabela 11.
Tabela 11 ± Viscosidade cinemática da água em função da temperatura Temperatura (o C)
Viscosidade cinemática (m²/s) x 10-6
Temperatura (oC)
0 2 4 6 8 10 12 14 16
1,792 1,673 1,567 1,473 1,386 1,308 1,237 1,172 1,112
20 22 24 26 28 30 32 34 36
18
1 ,05 ,059 9
38
V iscosidade iscosidade cinemática
() -6 ( m²/ m²/ s) x 10 1 , ,007 007 0 ,9 ,960 60 0 ,9 ,917 17 0 ,8 ,876 76 0 ,8 ,83 39 0 ,8 ,804 04 0 , ,772 772 0 , ,741 741 0 , ,713 713 0 , ,6 6 87
Na tabel ta belaa 12 são apresentados aass rugosidades de referência para os principais tipos de canalizações empregadas nos sistemas de abastecimento de água.
Tabela 12 - Valores referenciais da rugosidade interna das canalizações Tipo de conduto Rugosidade Ferro
Rugosidade, ((mm) mm)
Fundido não revestido novo Fundido Incrustado Fundido Revestido Revestido com asfalto Fundido Revestido Revestido com cimento Fundido com corrosão Fundido muito corroído Forjado enferrujado Aço Galvanizado novo com costura Galvanizado novo sem costura Soldado revestido de Concreto Soldado revestido esmalte Rebitado revestido asfalto PVC, Polietileno
0,25 a 1,00 2,40-1,20 0,30-0,90 0,05-0,15 1,00 a 1,50 até 3,00 0,15 a 3,00
Fiberglass Concreto
0,0052 0,40 a 0,60 0,18 a 0,40
Rugoso Granular
0,15-0,20 0,06-0,15 0,05 a 0,15 0,01 a 0,30 0,9 a 1,8 0,06
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49
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Centrifugad o Centrifugado Liso Muito liso
0,15 a 0,50 0,06 a 0,18 0,015 a 0,06
Fonte: EPUSP
Existem ainda outras equações que permitem o cálculo direto do fator de rugosidade f , todas obtidas através de tentativas de simplificação da Fórmula de Colebrok-White, como por exemplo: b) Equação de Swamee & Jain (1976) 0 ,125
6 16 ¾ ® 8 « ¨ ¸ 5,74 ¨ 2500 ¸ » ± I ± ¨ 64 ¸ ¹¹ ¼ ¿ f ! ¯© ¹ 9,5¬ln©© 0,9 ¹¹ ©© D R Re 3 , 7 R ª º ¬ º ª e º ¼½ ± ± e - ª À °
(56)
Onde os parâmetros envolvidos são aqueles definidos já definidos anteriormente. c) Fórmulas simplificadas de Sousa e Sá Marques (1996) c.1) Trata-se da reconstrução da fórmula de Colebrook-White substituindo a formula de Prandtl-von Karman, para o regime turbulento liso, por uma aproximação explícita (fórmula de Nikuradse, fórmula de Blasius, ou outra) e posterior calibração da expressão obtida, que resultou na expressão final a seguir mostrada, quando se exige uma expressão que reproduza fielmente os valores da fórmula de Colebrook-White, que apresent apresentaa desvios relativos ín ínferiores feriores a 0,2%; 2
¾ ® « I 5,02 ¨© I 5 ¸¹» ± ± log© 0,89 ¹¼ ¿ (56-a) f ! ¯ 2 log ¬ 3 , 7 3 , 7 D R D Re º¼½ ± ± e ¬ ª À °
c.2) Se o objetivo é uma ex expressão pressão simples e não é exigido tant tantoo rigor, aconselha-se o uso da fórmula fórmula de Haaland, que apresent apresentaa desvi desvios os relativos inferiores inferiores a 1,5%,
¨ I ¸
6,9 »
f ! ¬- 1,8 log©ª 3,7 D º¹
Re ¼½
«
1,11
2
(56-b)
SISTEMASURBANOS SISTEMAS URBANOS DE DEÁGUAS ÁGUAS E ESGOTOS-2008
SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS 2008
UNIVERSIDADE FEDERAL DO RIO GRANDE DO NORTE CENTRO DE TECNOLOGIA DISCIPLINA: Sistemas Ur bano s de Ág ua e Esgotos
UFRN CT
Ilustração 22 ± Diagrama de Moody para determinação do fator de atrito f da fórmula Universal da perda de carga.
PROF. VALMIR MELO DA SILVA - VERSÃO ATUALIZADA EM DEZEMBRO / /2 2008
UNIVERSIDADE FEDERAL DO RIO GRANDE DO NORTE CENTRO DE TECNOLOGIA DISCIPLINA: Sistemas Ur ban os de Águ a e Esg otos
c) Fluxograma de Souza para cálculo de f. INÍCIO
Dados: Q, D, L, , , , g; Incógnita: Incógn ita: hf
R !
4Q
UFRN CT
e
T DY LAMINAR
S
R e2500
f !
64 Re
N N
8 fLQ 2 h f ! 2 5 T D g
R e4000 S LISO
S
I
0,9
Re
« 5,62 » f ! ¬ 2 log( 0,9 )¼ R ¬¼½
e 31
D
f e d r o l a v o a l u c l a c e s o ã N
2
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N RUGOSO
S
0, 9
Re
I
D
u 448
I » « )¼ f ! ¬ 2 log( 3 , 71 D ½ -
2
MISTO
N
« I 5,62 » 0 ,9 ) ¼ f ! ¬ 2 log( 3,71 D R ½ -
2
e
REGIÃO CRÍTICA
FIM
-
Ilustração 23 - Fluxograma para determinação do valor de h f - fórmula Universal Fonte: Souza,
(....), adaptação, Silva, (2006) PROF. VALMIR MELO DA SILVA - VERSÃO ATUALIZADA EM DEZEMBRO / /2 2008
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INÍCIO
Dados: Q, L, hf , , , g; Incógnita: D
M !
4Q T
N
!
IY
1 «128 g Q 3 hf »
Y ¬-
T
3
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0, 2
Laminar
52
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N1.200
f !
181 1, 25
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N N
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¨ 8 fLQ 2 ¸ ¹ D ! ©© 2 ¹ . g h T f º ª
N> 2100 LISO
S S 2
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M f e d r o l a v o a l u c l a c e s o ã N
4,15 » 2 « f ! ¬ 2 log( 0,937 ) ¼ N ½ -
17
Misto
N
2
N
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236
2
S
« 0,38 N 1, 042 4,15 » f ! ¬ 2 log( 0, 937 )¼ M N ½ Rugoso
N 1,.042
f ! «¬ 2 log( 0,38 N M -
2
)»¼
½
REGIÃO CRÍTICA
FIM
Ilustração 24. Fluxograma para cálculo do diâmetro das canalizações com emprego da fórmula Universal. Fonte: Própria
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INÍCIO
Dados: hf , L, D, , , g; Incógnita: Q
R
f !
D 2. g . D.h f Y L
Laminar 2
R
f e 400
S
f ! ¨©© 64 ¸¹¹ ª R f º
53
R
N
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N
¨ T 2 D 5 g h f ¸ ¹ Q! © © 8. f . L ¹ ª º Liso
S S R
f I / D e 14
f e d r o l a v o a l u c l a c e s o ã N
N
R
f I / D 200
2
« 2,51 » f ! ¬ 2 log( )¼ R f ½¼ -¬ Misto
S
« 2,51 » I f ! ¬ 2 log( )¼ D 3 , 71 f R -¬ ½¼
2
Rugoso
N 2
« I » f ! ¬ 2 log( ) 3,71 D ¼½ REGIÃO CRÍTICA
FIM
Ilustração 25 ± Fluxograma para cálculo da vazão nos condutos com emprego da fórmula Universal. Fonte: Própria
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APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
6.2.3
54
Traçado de linha piezométrica
A compreensão e interpretação do significado das linhas piezométricas nos projetos dos sistemas adutores possibilitam identificar a necessidade de instalação de dispositivos de segurança para combate aos transientes hidráulicos, tais como, o golpe de Aríete ou as depressões nas linhas. Nos condutos com escoamento livre, a linha piezométrica, evidentemente, coincide com a superfície livre da água. Nos condutos forçados, a linha piezométrica é traçada tomando-se como referência os níveis de carga, tanto para os condutos por gravidade quanto para as canalizações por recalque, conformee Ilustração 21. conform NAmín
LP
HG=hf NAmáx
L
Ilustração 26 ± Linha Piezométrica em conduto forçado 6.2.4
Limites de velocidade nas canalizações
Nos estudos das adutoras identificou-se a necessidade de estabelecer limites para as velocidades mínimas e máximas. Para prevenir a deposição de materiais no interior das canalizações são fixadas velocidades mínimas; para evitar a possível erosão das paredes internas dos tubos são fixadas velocidades máximas. a) Para os condutos co ndutos por gravidade são apresentadas as Tabelas Tabelas 13 e 14.
SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
55
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
Tabela 13 ± Velocidades mínimas para condutos livres FINALIDADES Existindo matéria orgâ orgânica nica na água Águas com suspensões fin finas as (argilas, siltes) Quando presente areia fin finaa na água
Velocidades mínimas (m/s) 0,60 0,30 0,45
As velocidades máximas dependem do material de construção da canalização, conforme mostrado na Tabela 14.
Tabela 14 ± Velocidades máximas segundo o material das paredes do conduto TIPO DE CONDUTO
Vmáx. (m/s)
TIPO DE CONDUTO
Vmáx. (m/s)
Terreno arenoso Saibro Seixos Material aglom aglomerado erado consisten consistente te
0,30 0,40 0,80 2,00
Alv Alvenari enariaa de tijolos Rochas compactas Concreto Tubos cerâmi cerâmicos cos
2,50 4,00 4,50 a 5,00 4,50 a 6,00
b) Para os condutos forçados são impostas condições que levam em conta o bom funcionamento das canalizações associadas aos fatores de ordem econômica. Na Tabela 15 são sugeridas as velocidades máximas para condutos forçados.
Tabela 15 ± Velocidades máximas para condutos f or orçados TIPO DE MATERIAL
Velocidades máxim máximas as (m/s) 4,50 a 5,00 4,00 a 6,00 4,50 a 5,00 6,00 4,00 a 6,00 4,50 m/s
Concreto Ferro fun fundido dido Cimento amianto Aço Tubos cerâmi cerâmicos cos Tubos plásticos
6.2.5
Órgãos das adutoras em condutos f or orçados
O bom funcionamento de um sistema adutor depende de cuidados operacionais, de respeito aos critérios técnicos, e principalmente, da instalação de um conjunto de dispositivos para facilitar a operação, proteger a canal canalização ização e garantir o fluxo fluxo permanente e constante. Na Tabela 16 são dados alguns desses elementos, os quais estão relacionados com o diâmetro d da peça com o diâm diâmetro etro D da linha principal.
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56
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
Tabela 16 ± Condições a serem observadas para instalação de dispositivos de proteção ELEMENTO OU DISPOSITIVO Válvula para manobra ou registro registr o de parada Válvula Válv ula ou registro de descarga Ventosas para excl exclusão usão de ar Ventosa para admi admissão ssão de ar Junta de dil dilatação atação ou expansão expansão
RECOMENDAÇÃO A SER RESPEITADA d=D d D/6 ou d=D/2 dD/12 dD/8 d=D
Em dos cadamecanismos um destes dispositivos necessária a construção de caixas ou abrigos de proteção e para inspeção instalados. faz-se necessária Deve-se observar que os registros de parada, também devem ser instalados na entrada e na saída
dos reservatórios, na derivação de linhas secundárias, nos pontos elevados das canalizações longas e em pontos estratégicos est ratégicos das linh linhas. as. As descargas devem ser localizadas nos pontos baixos das canalizações. As ventosas devem ser colocadas em todos os pontos elevados das adutoras. Destinam-se a excluir o ar existente nas canalizações rígidas e expulsar o ar acumulado nos pontos altos. Nas canalizações flexíveis têm ainda a finalidade de admitir o ar, por ocasião do esvaziamento destas, para evitar o colapso das mesmas. Stand-Pipes para evitarAs quecaixas a linhaintermediárias piezométrica ou corte o perfil dadevem adutora.ser instaladas em pontos altos, em certos casos, As juntas de dilatação devem ser instaladas nas canalizações expostas a diferenças de temperatura sensíveis e providas de juntas rígidas, para evitar deformações destas. As inspeções podem consistir na intercalação, nas adutoras de grandes diâmetros, de tês ou junções, e têm como objetivo permitir o acesso par paraa in inspeção speção das suas condiçõ condições es in internas ternas e para fa facilitar cilitar os processos de limpeza ou de correção da proteção interna dos tubos. O intervalo de instalação de tais dispositivos disposi tivos nas adutoras, pode vari variar ar dependendo da tecnologia de iinspeção. nspeção. Ressal Ressalte-se te-se que essa prática é pouco comum no Brasil.
6.2.6
Parâmetros e elementos hidráulicos das adutoras por recalque
Para o dimensionamento dos sistemas adutores por recalque devem ser conhecidos previamente os seguintes parâmetros intervenientes: a) a vazão de adução, Q; b) o comprimento comprimento da adutora, L; c) o desnível a ser vencido, Hg; d) o material da fabricação do conduto, que determina a rugosidade das paredes.
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57
Nas questões de adução por recalque procura-se determinar o diâmetro necessário D da linha adutora e a potência P da bomba que vai gerar a pressão necessária para vencer o desnível indicado, à vazão desejada. Há uma infinidade de pares de valores para diâmetros (D) e potência (P) que permitem solucionar a questão para a mesm mesmaa vazão de bombea bombeamen mento. to. Essa indeterminação é levantada, na prática, introduzindo-se a condição de mínimo custo da tubulação de diâmetro D e da bomba de potência P necessárias. Com base nas condições acima, e mais uma série de hipóteses simplificadoras, chega-se a duas expressões básicas, que são as de Fórmula de Bresse e de Forcheimmer, largamente aplicadas no prédimensionamento dos condutos por recalque. 6.2.6.1
Pré-dime Pré-dimension nsionamen amento to das adutoras por recalqu recalquee
Para condições de bombeamento durante 24 horas e dependendo da escolha do coeficiente K, a Fórmula de Bresse pode dar uma boa idéia para diâmetro econômico das adutoras por recalque. A título de ilustração é mostrada a tabela abaixo para os valores de K em função das velocidades de escoamento.
D ! K Q
(57)
Tabela 17 ± Tabela para estabelecimento de K em f u un nção da velocidade de escoamento. V (m/s) 2,26 1,99 1,76 1,57
K
0,75 0,80 0,85 0,90
V (m/s) 1,27 1,05 0,88 0,65
K
1,00 1,10 1,20 1,40
Existem diversas fórmulas para pré-dimensionamento de adutoras por recalque, algumas das quais são mostradas a seguir: a) Para N < 24 horas por dia, recomenda-se o emprego da fórmula de Forcheimmer, ou seja: ¨ N ¸ D ! K .© ¹ ª 24 º
0, 25
Q
(58)
Sendo: Q = vazão (m3/s), sendo que para menos de 24 horas de funcionamento/dia a vazão deverá ser corrigida, multiplicando-se 24/N. D = diâmetro (m) K = os valores de K podem variar de 0,8 a 1,5 N = Número de horas de funcionamen funcionamento to adotado b) Para pouco fun funcionam cionamento, ento, recomend recomenda-se: a-se: SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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¨ N ¸ D ! 1,3© ¹ ª 24 º
58
0 , 25
Q
(59)
O valor de K depende do peso específico do líquido, do regime de bombeamento e do rendimento do conjunto elevatório, da natureza do material da tubulação e dos preços unitários vigentes. De um modo geral, podem ser adotados valores que variam de 0,8 a 1,5. Alguns projetistas se utilizam de K = 1, que de certo modo, dependendo da velocidade fornece um valor para o diâmetro que corresponde aproximadamente ao mais econômico. c) Nos Estados Unid Unidos os da Améri América, ca, ut util iliza-se iza-se a expressão: 0 , 45
D ! 0,9Q
(60)
d) Na França é utilizada a expressão:
« ¨ N ¸ » ¬ © 24 ¹.e ¼ D ! k ¬ ª º ¼ ¬ f ¼ ¬ ¼ ½
0 ,54
Q 0,46 (61)
Onde: k = 1,55 para 24 horas e 1,35 para 10 horas e = custo de energia elétrica em Kwh f = custo do material do material da canalização por kg; Obtido o valor do diâmetro, recomenda-se que seja feito um estudo econômico de pelo menos três diâmetros comerciais, no entorno do valor indicado pelas expressões de pré-dimensionamento utilizadas. A alternativa a ser escolhida será aquela que mais se aproxime da solução de mínimo custo ou de máxima economia global, levando-se em consideração o custo de instalação e os gastos anuais de amortização e operação. Na prática, escolhem-se de 3 a 4 diâmetros para a adutora, determinando-se todos os fatores intervenientes, tais como alturas manométricas, potências, consumos anuais de energia elétrica, custos de amortização, custos operacionais, entre outros, e por fim, determina-se a alternativa de menor custo, com base no valor presente. Ao final desta seção é apresentada um exemplo de estudo econômico de adutora, (Tabela 19) para uma vazão de adução de 171 l/s. Note-se que o diâmetro indicado pela fórmula de Forcheimmer é de 450mm. Foram estudados os diâmetros de 350mm, 400mm, 450mm e 500mm. De acordo com o custo global anual, incluindo a amortização do investimento, a solução mais barata recai sobre a que foi previamente indicada pela fórmula de Forcheimmer, ou seja, para o diâmetro de 450mm. Mesmo quando isso não acontece, se a solução mais econômica recair sobre uma tubulação de menor diâmetro, e não sendo a diferença de custos superior a 10%, é recomendável utilizar a solução de maior diâmetro que, embora mais cara, garante maior alcance de projeto.
SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
59
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
6.2.6.2
Cálcul Cálculoo da altura man manométrica ométrica de recalque
Conhecido o diâmetro da canalização principal torna-se possível estabelecer o diâmetro da sucção e das demais peças necessárias do arranjo hidráulico do sistema adutor. Com isso é possível determinar as perdas de cargas nos diversos trechos da adutora e respectivas singularidades. A partir da ilustração 27 podem-se escrever as equações abaixo. H G
h f
R
h f S
¾ ± ! H H ± 2 ± v ± ! J . L § k . ¿ H man 2 g ± 2 v S ± ± ! J S . L S § k . 2 g ± À G R
G S
R
R
R
! H G J . L
§
k .
v
2
2 g
(62)
Hman(s) = hS + Js.Ls + 7k.vs2 /(2.g)
(63)
Hman(r) = hG + Jr ..L Lr + 7k.vr 2/(2.g)
(64)
NAmáx
hf
hG
Namin R
hS
a ) ) LR
b ) )
Ilustração 27 ± Elementos Elementos hid hidráuli ráulicos cos das adutoras po porr recalque 2
Nas equações acima, os termos
2 g representam as perdas localizadas nas diversas
§ k v
singularidades (peças, válvulas, conexões) dos trechos de recalque e sucção. Para o cálculo das perdas localizadas, os valores de k são os sugeridos na Tabela 18 abaixo mostrada.
Tabela 18 ± Tabela para obtenção dos valores de k Peças
Valor de k
Peças
Valor de k SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
60
APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
Ampliação gradua Ampliação graduall Bocais Comporta aberta Controlador de vazão
0,30 2,75 1,00 2,50
Cotovelo de 90º Cotovelo de 45º Crivo Curva de 90º
0,90 0,40 0,75 0,40
Curva de 45º
0,20
Curva 22º30
0,10
Entrada de borda
1,00
Junção Medidor Ventur Venturii Redução gradual Saída de canalização Tê, passagem direta Tê de saída de lado Tê saída bilater bilateral al Válvula de ângulo aberta Válvula de gaveta
0,40 2,50 0,15 1,00
aberta Válvula borboleta aberta Válv Válvula ula de pé
0,30
0,60 1,30 1,80 5,00 0,20
1,75
Entrada normal Existência de pequena derivação
0,50 0,03
Válvula de rete retenção nção Válvula de globo aberta
2,50 10,00
Exemplo Exem plo de est estudo udo econômico de adutora, conform conformee citado na página 60.
Tabela 19 ± Exemplo Exemplo de estudo econômico de adutora ITEM 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20
ESPECIFICAÇÕES Vazão (l/s) Comprimento (m) = L N.A. Montante (m) N.A. Jusante (m) Altura geométrica (m) = Hg Velocidade (m/s) = V Per Perda ca carg rgaa un unit itáária (m/1 (m/100 00m m) = J Perd a carga por atr itito h'f = J.L Perd a carga lo localizada: hh""f = 15.V2/2g Altu Altura ra man anom om[é [étr tric icaa tot total al(m (m): ): = Hg+ Hg+h' h'f+h" f +h"f f Po Pottênci ênciaa requ requer eriida (CV) (CV) = P (1) Co Cons nsum umoo m men ensa sall ene energ rgia ia (K (Kwh/mê h/mês) s) (2) (2) Cust usto an anua uall en ener ergi giaa (R$/ (R$/aano ) Cust usto uni unittári ário aadduto utora (R (R$/ $/m m) Custo ad adutora (R$ ) Cu Cussto dos 2 co conj njun unto toss el elev evat atór ório ioss (R$) (R$) Cu Cust stoo de ma manu nute tençã nçãoo = 4% dos cu cust stos os ddos os con conj. j. elev elevat atór ório ioss Am Amor orti tiza zaçã çãoo e juro juross da ca cana nali liza zaçã çãoo ( R$/ R$/an ano) o) (3) (3) Am Amor orti tiza zaçã çãoo e juro juross co conj nj.. ele eleva vató tóri rios os (R$ (R$/a /ano no)) (3) (3) Custo T Toota l Anual (R (R$ /a /ano)
D = 35 350 m mm m 0,350
D = 40 400 m mm m 0,400
D = 45 450 m mm m D = 50 500 mm mm 0,450 0,500
171 171 171 3.410 3.410 3.410 30,5 30,5 30,5 62,5 62,5 62,5 32 32 32 1,78 1,36 1,08 0,822 0,429 0,242 28,03 14,63 8,25 2,42 1,42 0,88 62,44 48,05 41,14 189,83 146,08 125,05 92.210 70.959 60.745 173.858,63 133.790,6 9 114.533,75 450,00 500,00 550,00 1.534 1.534.5 .500, 00,00 00 1.705. 1.705.00 000,0 0,000 1.8 1.875. 75.500 500,0 ,000 120.000,00 90.000,00 75.000,00 4.800,00 3.600,00 3.000,00 176.505,25 196.116,9 4 215.728,63 20.376,17 15.282,13 12.735,11 375.540,05 348.789,7 6 345.997,50
171 3.410 30,5 62,5 32 0,87 0,145 4,94 0,58 37,52 114,07 55.409 1 0044.472,52 675,00 2.301. 2.301.750 750,0 ,000 72.000,00 2.880,00 2 6644.757,87 12.225,70 3 8844.336,10
Com relação à tabela acima foram feitas as seguintes considerações: (1) - Rendi Rendimen mento to dos conjuntos elevatórios: L =75 % (2) - Período de funcionamento das bombas: t = 22 h/dia (3) - Juros de 11 % ao ano, durante 30 anos para a adutora e 11 anos para os conjuntos elevatórios SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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Tarifa de energia elétrica - consumo = R$ 0,1659 /Kwh Tarifa para o Kw de demanda = R$ 11,37 /Kw x mês. A amortização do investimento (R) foi calculada com base na fórmula: R !
i (1 i) n
(1 i ) n 1
. I (65)
Sendo: i = juros; n = período de amortização em anos; I = investimento específico. Verifica-se neste caso, que o valor de K para a alternativa mais econômica, pela fórmula de Bresse seria: K = 0,45/0,1710,5 = 0,9
Pela fórmula de Forcheimmer, K = 0,45/[(22/24)0,25 x 0,1710,5] = 1,11
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7.
62
GOLPE DE ARÍETE
Golpe de Aríete é o choque violento que se produz sobre as paredes de um conduto forçado, quando o movimento do líquido é modificado bruscamente. O fenômeno do golpe de Aríete, também denominado de transiente hidráulico´ ou transitório´, consiste na alternância de depressões e sobrepressões devido ao movimento oscilatório da água no interior da canalização. Significa, basicamente, uma variação de pressão, podendo ser verificado tanto em recalques como em sistemas por gravidade . 7.1
DESCRIÇÃO DO FENÔMENO
O valor das sobrepressões e das depressões devem ser levados em conta por ocasião do dimensionamento das canalizações, embora, para alguns autores, o perigo de ruptura devido à depressão não seja dos mais significativos. Não obstante, quando o valor da depressão se iguala à da tensão de vapor do líquido, poderá dar-se o fenômeno da cavitação. Entrando na fase das sobrepressões as bolhas de vapor
de água se rompem bruscamente, podendo dar-se o caso, não muito freqüente, do valor da sobrepressão produzida ultrapassar a valor suportado pela canalização, com conseqüente risco de ruptura. Os principais elementos protetores neste caso, seriam as ventosas e balões de ar comprimido, que serão estudados adiante. Portanto, a análise do fenômeno e o correto estudo do golpe de Aríete são fundamentais no dimensionamento das canalizações, à medida que o cálculo errado pode conduzir a: a) superdimensionamento dos condutos, encarecendo as instalações de forma desnecessárias; b) tubulações calculadas com defeito, por conseguinte, correr risco de se romperem com freqüência.
7.1.1
Descrição do f enômeno enômeno em adução por gravidade
Quando a água se move por uma canalização (ver ilustração 28) com uma velocidade determinada e o escoamento cessa bruscamente pelo fechamento de uma válvula, a água mais próxima da válvula pára bruscamente, sendo empurrada pela que vem de trás.
NA1
ha
Hg
v
L
S
NA2
Ilustração 28 - Mecanismo do golpe de Aríete em adução por gravidade SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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63
Embora a água seja pouco compressível, tudo se passa como se lâminas líquidas de água se comprimissem nas proximidades da válvula, uma após as outras, de jusante para montante, até que se anule velocidade de escoamento na canalização. Esta compressão vai-se trasladando desde a origem, de maneira que ao final de certo tempo, toda a água da canalização fica nestas condições, concluindo-se a primeira etapa do golpe de Aríete. Por conseguinte, forma-se uma onda de máxima compressão que se inicia nas proximidades da válvula e se traslada de volta à origem. A energia cinética que transporta a água se transforma em energia de compressão. Decorrida a primeira fase do processo, ou seja, quando a água teoricamente pára, esgota-se sua energia cinética e se inicia a descompressão no início da canalização, trasladando-se até a válvula. Pela lei pendular, o ciclo compressão-descompressão se repete com perda de energia a cada ciclo, originando no conduto variações ondulatórias ondulatórias de pressão que constituem o golpe de Aríete.
Em conseqüência, produzem-se transformações sucessivas de energia cinética em energia de compressão e vice-versa, comportando-se a água como um meio.
7.1.2
Descrição do f enômeno enômeno em sistemas por recalque.
Em sistemas de bombeamento (ver Ilustração 37), a parada brusca de motores produz o mesmo fenômeno, porém, ao contrário, iniciando-se a depressão da águas nas proximidades da bomba, que se traslada até o final, para transformar-se em compressão que retrocede à bomba.
ha
LPmax LP
h f /g
Hman
z
HG
L
Ilustração 29 - Representação do golpe de Aríe Aríete, te, sistem sistemas as de adução po porr recalque Com efeito, quando da parada do conjunto elevatório, o fluido, inicialmente circulando com velocidade v, continuará em movimento ao longo da tubulação, até que a depressão na saída do conjunto elevatório, ocasionada pela ausência de líquido (devido à tendência de separação da coluna líquida), provoque sua parada. Nestas condições, viaja uma onda depressiva até a extremidade da adutora ou reservatório, de tal t al mane maneira ira que ao cabo de certo tempo toda a tubulaç tubulação ão fica sob o efei efeito to ddee uma depressão e com o líquido em repouso. Assim conclui-se a primeira etapa de golpe de Aríete.
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64
Como a pressão na extremidade da linha é sempre superior a da canalização (principalmente se esta alimenta um reservatório pelo fundo), que se encontra sob os efeitos da depressão, se inicia um retrocesso do fluido para a válvula de retenção. Com a água a velocidade de regime, porém em sentido contrário, novamente se tem a pressão de partida na canalização, de maneira que ao cabo de certo tempo toda ela estará submetida à pressão inicial e com o fluido circulando a velocidade v. O inicio da terceira fase é conseqüência do choque do líquido contra a válvula de retenção, de modo semelhante ao que se passa na primeira fase do ciclo em sistemas por gravidade. O resultado é um brusco aumento aumento de pressão e uma parada progressi progressiva va do flu fluido, ido, de modo que ao final de certo ttempo empo todo o líquido na tubulação fica em repouso e a canalização submetida a uma sobrepressão de mesma magnitude da depressão inicial. Na quarta fase começa a descompressão, iniciando-se de novo o movimento, que, ao cabo do tempo tem-se uma situação idêntica a que tínhamos no principio, daí em diante repetindo-se o ciclo.
Tanto em adução por gravidade como em recalques, a duração de cada uma destas fases é igual ao comprimento da canalização dividido pela velocidade da onda. Chamando de L o comprimento da canalização e de a a celeridade, celeridade, a fase ou período da onda pode ser representado por: X! 7.2
L a
(66)
CELERIDADE
O valor da celeridade é determinado a partir da equação da continuidade e depende fundamentalmente das características geométricas e mecânicas da canalização, assim como de da compressibilidade da água. A velocidade de propagação ou celeridade da onda pode ser determinada pela fórmula de Allievi, ou seja: a!
9.900
D
48,3 K
(67)
e
Onde: a = celeridade (m/s)
D = diâmetro da canalização (m) e = espessura da parede do tubo t ubo (m) K = coeficiente que depende do módulo de elasticidade do tubo
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65
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Tabela 20 - Valor de K empregado na f órmul órmula de Allievi Material da canalização Ferro e aço lami laminados nados Ferro fundido Concreto sem armadura Fibrocimento PVC PE baixa densidade PE alta densidade
de ) (kg/m2 ) 2x1010 1010 2x109 1,85x109 3x108 2x107 9x107
Valores
K=(1010)/E 0,5 1,0 5,0 5,5 (5-6) 33,3 (20-50) 500 111,11
A celeridade nas canalizações de ferro ou aço é da ordem de 1000 m/s e nas canalizações de materiais plásticos, da ordem de 400m/s.
Para tubos indeformáveis: quando o módulo de elasticidade do material (E) tende para infinito, a celeridade é da ordem de a = 1.425 m/s, que é a velocidade velocidade de propagação do som na água. A espessura da parede dos tubos de ferro fundido dúctil pode ser determinada pela expressão: emin = k(0,5 + 0,001DN), (68) Sendo k correspondente às séries k-7, k-8 e k-9,... DN = diâmetro nominal da canalização Constituem exceção: Para DN = 80, série k-7, emin = 4,3 + 0,008DN
(69)
Para DN 100 a 300, da série k-7, emin = 4,75 + 0,003DN
(70)
Para DN 80 a 200, série k-9 emin = 5,8 + 0,003DN
(71) o o
Para tubos PVC abaixo DEF Fobtida , a espessura paredes dos tubosfornecedores podem sernacionais calculadas, aproximadamente, pela de equação da tabela das de um dos principais do produto: e = 0,0413DN+0,643 (mm), sendo DN o diâmetro nominal da canalização em mm.
7.3
TEMPOS DE FECHAMENTO DE VÁLVULA E TEMPO DE PAR ADA DE BOMBA.
Define-se como o intervalo entre o inicio e o término de uma manobra, ou seja, o fechamento ou abertura, total ou parcial de uma válvula (tempo t), já que durante este tempo se produz a modificação do regime de escoamento do fluído. Este conceito é aplicável tanto a adução por gravidade quanto por recalque. No primeiro caso tem-se o tempo de fechamento da válvula e no segundo, o tempo de parada da SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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66
bomba. No primeiro caso o tempo t é facilmente determinado através de medição com cronômetro. Já com o tempo de parada da bomba não acontece o mesmo. Em resumo, na adução por gravidade, o fechamento de uma válvula pode efetuar-se em diferentes ritmos, sendo portanto um tempo t uma variável sobre a qual se pode atuar. Porém, nos sistemas de adução por recalque o tempo de parada é imposto, não sendo possível atuar sobre este, a não adicionando volantes de inércia ao conjunto elevatório. Uma expressão para medição do tempo de parada de bomba foi propostos por Medilunce, ou seja: k e . L.v t ! c g A MT e
(72)
Onde: L = comprimento da canalização em (m); v = velocidade de regime da água em (m/s);
g = Aceleração da gravidade = 9.81 m/s2 ; AMT = Altura manométrica proporcionada pelo conjunto elevatório; ce e k e = coeficientes de ajuste empíricos; A MT ! HG ht
! ( z
p
K
h
t
(73)
O coeficiente ce depende da declividade da linha piezométrica e K da extensão da adutora. Nas Tabelas Tabel as 21 e 22 encontram-se os valores ttabel abelados ados para ce e k e respectivamente.
Tabela 21 - Valores de ce AMT/L < 0,20 0,40 § 0,30
ce
1,0 0,0 0,6
Tabela 22 - Valores de k e (m ) L (m ) < 500 § 500 500 < e < 1.500 § 1.500 > 1.500
k e
2,00 1,75 1,50 1,25 1,00
Sendo L o comprimento da canalização e a celeridade a, a velocidade de propagação da onda de pressão, 2xL/a será o tempo de retardo da onda para dar uma oscilação completa. Portanto, se o tempo de SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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67
manobra for menor que este valor, diz-se que o fechamento é rápido caso em que a onda de sobrepressão será máxim máxima. a. Sem dúvida, se o tempo de manobra for maior que 2xL/a, tem-se o que se chama de fechamento lento e nenhum ponto da adutora atingirá a sobrepressão máxima, já que a primeira onda positiva refletida retorna antes que gere a últim últimaa negativa. O caso mais desfavorável para a canalização ocorre com o fechamento instantâneo (T§0). Na prática, isto só ocorre em bombeamento de grandes alturas de recalque. Resumindo, as manobras rápidas ou lentas devem satisfazer às seguintes condições: 2 L a) rápida: t a 2 L
b) lenta: t " 7.4
a
.
CÁLCULO DAS SOBREPRESSÕES - FÓRMULAS DE MICHAUD E ALLIEVI
Uma vez conhecido o valor do tempo t e determinado o caso em questão (fechamento lento ou rápido), o cálculo de golpe de Aríete se dará da seguinte forma:
7.4.1
Fechamento
lento.
No final do século XIX, Michaud propôs a primeira fórmula para avaliar o golpe de Aríete, ou seja:
h ! a
2. L.v (74) g .t
Sendo: ha = sobrepressão devida ao golpe de Aríete em (m.c.a) L = comprimento da canalização em (m); V = velocidade de regime do fluído em (m/s); g = 9,81 m/s2 t = tempo de fechamento da válvula ou de parada da bomba em (s) Para deduzir esta equação, Michaud não levou em consideração a compressibilidade da água nem a elasticidade da tubulação. O limite de ha se dá quando L é muito pequeno em relação relação a t, então:
h ! a
Lv gt
(75)
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68
Esta é a equação de Jouguet, estabelecida na mesma época que foi estabelecida a equação de Michaud, a qual é deduzida analiticamente, igualando-se o impulso que experimenta a água no interior de canalização à variação da ssua ua quantidade de m movimento, ovimento, conforme demonstrado a seguir. I = Q ou F.T = m.v
(76)
Onde: F = a força que atua sobre a superfície de obturação à passagem do líquido; T = é o interva intervalo lo de tempo em que a força atua; m = massa líquida que estava em deslocamento;
v = variação de velocidade. Como se sabe: F = p.S, Sendo p = pressão interna na canal canalização ização e S seção so sobre bre a qual a pressão é exerci exercida. da. m = .V, Sendo = aS massa da água e V o volume de certo trecho da canalização de comprimento comprim ento L e seção e comoespecífica = /g, po pode-se de-se escrever: p.S .T ! VV (v !
K
.S . L(v
g
Por outro lado, a pressão pode ser expressa como: ha = p/ Concluindo-se Conclu indo-se a part partir ir das expressões acim acimaa que:
h ! a
L.(v (77) g T T
Para a condi co ndição ção da válvula totalme totalmente nte fechada, v = v, port portanto, anto, e sendo L/T=a
h ! a
a.v g
, (78)
como queríamos queríamos demonstrar na equação (77). Sendo: ha = sobrepressão em mca; SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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a = celeridade em m/s; v = velocidade da água na canalização.em m/s No caso de fechamento lento a sobrepressão máxima é dada pela equação: 2 L
ha ! ha !
a.v X
a.v
g t
g
. !
2 Lv
2 Lv . a ! t
gt
(79)
gt
Que é conhecida como a fórmula de Michaud.
69
Note-se que Jouguet, partindo das mesmas considerações feitas por Michaud demonstrara que a sobrepressão pode ser dada pela p ela equação:
h ! a
Lv
(= Eq. 75)
gt
Nas equações acima se assume que: v = velocidade média da água em m/s; h a = sobrepressão ou acrésci acr éscimo mo de pressão em m.c.a. a = celeridade em m/s t = tempo de manobra em s.
7.4.2
Fechamento
rápido.
Seja S a secção transversal da tubulação e P a pressão exercida nessa superfície pela água. A força que atua sobre a seção S será: F = P.S A quantidade de movimento I da dita força durante o tempo T no fluído contido no segmento L será: I = F.T = p.S.(L/a) Sendo a a celeridade da onda de pressão. Como o impulso I é igual quantidade de movimento pode-se dizer que: m.v = p.S.(L/a) Por sua vez, a massa de uma porção do líquido contido em L será:
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m ! V .S .( L
Logo, m ! V .S .( L.(v ! ( p.S .
( L a
Como = /g e ha = p/
K
.S .( L.(v ! ( p.S .
g
ha !
a.(v g
( L a
70
Para a situação mais desfavorável, quando v = v
h ! a
a.v g
(= eq. 78)
A equação acima foi deduzida por Allievi, em 1904, e demonstra que o valor da sobrepressão máxima independe do comprimento da canalização. 7.5
CÁLCULO DAS PRESSÕES E SUBPRESSÕES MÁXIMAS
Na Ilustração 30 encontram-se esquematizados os diagramas de distribuição de pressões ao longo das adutoras.
L
a.t
2
h ! a
a.v g
! sobrepressão má xima no f eecchamento r á pido
L h ! a
2. L.v ! sobrepressão má xima no f eecchamento l ento g .t
L
Ilustração 30 - Diagrama de distribui distribuição ção de pressões ao longo das adutor adutoras as As pressões máximas geralmente ocorrem junto às válvulas de retenção ou aos conjuntos elevatórios elev atórios das estações de bombeam bombeamento ento e podem ser expressas por: Hmax = HG + ha
(80)
Sendo: SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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71
HG = desnível geométrico entre o ponto cuja pressão máxima se deseja calcular por ocasião do golpe, e o NAmax na descarga ou a cota da tubulação de descarga no reservatório, prevalecendo aquela que tiver maior valor. A análise das pressões máximas nas canalizações é feita mediante o traçado das Linhas Piezométricas das Máximas Pressões (LPmax). Quando não forem instalados dispositivos de proteção antigolpe faz-se necessário especificar tubulações que tenham capacidade de suportar os acréscimos de pressões. A análise das pressões de serviços na adutora também é muito útil no dimensionamento dos blocos de ancoragem. As depressões máximas podem ocorrer nos pontos mais altos da adutora. O traçado da Linha Piezométrica de Mínimas Pressões (LPmin), para o caso de adução por recalque, pode ser feito tomando como referência a cota das válvulas de retenção e plotando-se a partir da linha de carga estática ou do nível de descarga no reservatório (HG), para baixo, o valor de h a. Caso o valor de HG seja menor do que ha
ocorrerá depressão logo no início da adutora. Os demais pontos de depressão se obtêm verificando onde a LPmin corta o terreno ou o perfil de assentamento da canalização. Para traçar a LP das pressões mínimas é preciso bastante cuidado uma vez que a pressão negativa máxima, que teoricamente ocorre na tubulação, corresponde ao vácuo absoluto, ou a aproximadamente, 1 atmosfera negativa, ou -10,33mca. Portanto, é preciso interpretar corret corretamen amente te o sign signifi ificado cado de: hmáx = HG - ha
(81)
A análise dos pontos onde podem ocorrer eventuais depressões é feita a partir do traçado das linhas piezométricas de mínimas pressões. Verificando-se então, se estas cortam o terreno em algum ponto. Em caso positivo faz-se necessário o estudo do emprego de dispositivos para reduzir o risco de separação da coluna líquida devido às pressões negativas no interior da tubulação. 7.4
MEDIDAS DE PROTEÇÃO
A proteção das canalizações contra o golpe de Aríete ou as depressões pode ser feita, entre outras, das seguintes manei maneiras: ras: a) Uso de válvula de retenção de diversos tipos; b) Uso de tubulações capazes, de melhor qualidade e maior espessura; c) Adoção de aparelhos limitadores do golpe de Aríete, como válvulas Blondelet; d) Adoção de válvulas de alívio; e) Emprego de câma câmaras ras de aarr comprimi comprimido do de div diversos ersos tipos e concepções; f) Empregos de tanques de amortecimento; g)Uso de volantes de inércia; h) Uso de chaminés de equilíbrios; i) Uso de ventosas. SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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Resumo Cálculo Golpe de Aríete TUAÇÃO ) SI TUAÇÃO Sobrepressões (ha ) Fech amento rápido a.v ha ! 2 L g t a Fech amento lento
t "
2 L a
Pressão máxima e mínimas
na
linha
ha !
2 Lv gt
Hmax = HG + ha Hmin = HG - ha
72
igni f icad icad o das variáveis S igni
t = tempo de fechamento das válvulas (s) L = comprimento da canalização (m) v = velocidade de escoamento da água (m/s) K = coeficiente relacionado com o módulo de elasticidade do material, Tabela 24. D = diâmetro da canalização (m) e = espessura da parede da canalização (m), obtido de tabela ou catálogos de fabricantes. g = aceleração gravitacional, m/s² HG = desnível geométrico (m) a = celeridade, calculada pela Fórmula de Allievi (m/s)
9.900
a!
D 48,3 K e
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8.
73
ANCOR AGEM DAS ADUTOR AS
As forças que resultam nas singularidades (curvas, tês, extremidades), devido às pressões internas nas canalizações, canalizações, podem ser representadas como mostrado na Ilustração 23 e expressas pelas pelas equações 43 a 45. E E § F ! F 1 . cos 2 F 2 . cos 2 ! 0 (81) x
E
. n § F y ! 2 F 1 se 2
(82)
F1 ! F2 ! K .S. h
(83)
R !
2.K .S P . se . n
E (84) 2 Y
F1
R
X
F2 /2
Y R F2
F1 /2
/2
X
Ilustração 31 - Esf or orço nas canalizações em locais de singularidades Onde: Fx = forças decompostas atuando na direção do eixo x; Fy = forças decompostas atuando na direção do eixo y; F1 = F2 são as forças atuantes na canal canalização; ização; R = a resultante das forças atuantes F1 e F2 que atuam na direção do eixo y. Definindo como P, a pressão interna na canalização e como K, o peso específico da água ou do fluído, pode-se escrever P = K.h,
(85) SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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Logo: R = F (esforço ou empuxo), em kg; S = Seção da canalização em m2;
K = peso específico do líquido; h = pressão interna expressa em metros coluna de água; E = ângulo da curva. 8.1
ANCORAGEM DE TUBULAÇÕES APOIADA APOIADAS S
74
Para o caso das tubulações apoiadas, o esforço resultante deve ser combatido com o peso próprio do bloco de ancoragem. O peso próprio do bloco dependerá, neste caso, do coeficiente de atrito do bloco com o solo. A equação utili utilizada zada para expressar a relação é: R = P .tg J
P !
R
tg J
(86) (87)
Adotando-se um coeficiente coeficiente de segurança de 1,2, ttem-se: em-se: P ! 1,2 R tg J
(88)
Onde: tgJ = coeficiente coeficiente de atrito do solo com o bloco. Para calcular o volume do bloco de ancoragem basta conhecer o peso específico do material. V c
!
P
Kc
(89)
Onde: VC = volume do bloco
KC = peso específico do material do bloco 8.2
ANCORAGEM DE TUBULAÇÕES ENTERRADAS
A ilustração 32 abaixo, retrata a situação idealizada para ancorar as tubulações enterradas. Observe-se que a superfície A necessária para conter o empuxo R , é inversamente proporcional à acor do com as ilustrações, pode-se escrever: capacidade capaci dade ou ttensão ensão suportada pelo solo t . De acordo
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75
Ilustrações 32a ± ± Blocos de ancoragem enterrados. A
!
R
Wv
! h. L ;
2.S . P se . n Wv
L 2
! a. cos
E 2
@ L = 2.a.cos
E 2
E 2 ! 2.h.a. cos E 2
S.P E a = W v .h .tg 2 (90) Onde os elementos elementos dados são: A = Área da superfície de contato do bloco em cm2 ; t erreno em kg/cm2 relativa ao lado do encosto ou na parede vertical da vala; Wv = taxa do terreno Quando for conhecida da taxa no terreno no fundo da vala, Wh, a taxa a ser adota para o encosto a pode ser considerada igual à metade metade desta, ou seja, Wv = Wh/2 L = comprimento de ancoragem em m. E = ângulo da curva a = lado do encosto em cm; S = seção de escoamen esco amento to ddaa tubulação em cm2; P = pressão interna máxima da tubulação em kg/cm 2 (considerada a sobrepressão devido ao Golpe de Aríete); h = altura da ancoragem em cm ou profundidade da vala; SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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76
Os blocos de ancoragem enterrados também podem ser construídos adotando-se uma seção em planta, tipo trapezoidal, de acordo com a ilustração abaixo (32b), na qual as dimensões têm os seguintes significados: A = Altura útil do bloco de ancoragem B = Base maior da seção trapezoidal, requerida para combater o empuxo. C = Altura da seção trapezoidal t rapezoidal b = base menor da seção trapezoidal t rapezoidal O empuxo é calculado, como já vimos pela expressão: E 2.K .S . P se . n 2 As dimensões podem ser obtidas adotando-se os seguintes critérios: R !
Adotando-se B/A = 1,8. Considerando como Wv = taxa do terreno em kg/cm2, relativa à seção requerida para combate ao empuxo, para a condição de equilíbrio, tem-se: AxBxW AxBx Wv = R Substituindo-se Substitui ndo-se o valor de B = 1,8 xA Ax1.8xAxWv = R A !
R
1,8W v .
Se o valor da altura A calculada D+20cm, adota-se o valor obtido, caso contrário toma-se para valor da dimensão A = D + 20cm, sendo D em cm. Para a dimensão C, adota-se, C = D + 20cm Para a dimensão dimensão b, adota-se b = D +10cm
A
B
C
A b
A
CORTE A - A
PLANTA
Ilustrações 33b ± Blocos de ancoragem enterrados.
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9.
77
CONDUTOS EQUIVALENTES, EM SÉRIE E EM PAR ALELO São aqueles que transportam a mesma vazão com a mesma perda de carga total.
Para entendimento do conceito de condutos equivalentes, considerem-se as expressões derivadas da fórmula de Hazen-Williams e a equação da continuidade, a partir das quais se pode escrever:
Q = 0,2785.C.D2,63.J0,54 1,85
¨ ¸ Q1,85 Q J ! © @ J = 10,643. ¹ © 0,2785.C . D 2,63 ¹ 1, 85 4, 87 C .D ª º Q1,85 . L1 Q1,85 . L2
hf J.L@ 10,643. 1,85
1,85
C 1
¨ C ¸ ¨ D ¸ L2 ! L1.©© 2 ¹¹ .©© 2 ¹¹ ª C 1 º ª D1 º
. D14,87
10,643.
1,85
C 2
. D2 4 ,87
4 ,87
(91)
D1, L 1, C 1
D2, L2, C 2
Ilustração 34 ± Canalização equivalente 9.1
CONDUTOS EM SÉRIE No dimensionamento dos condutos em série as condições a serem satisfeitas são as seguintes: Vazões Q1 = Q2 = Q Perdas de carga, hf = hf1 + hf2
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78
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hf1
hf hf2
D1, L1, C1
D, L, C
D2, L2 , C2
Ilustração 35 ± canalizações em serie L.Q1,85 L1.Q11,85 L2 .Q21,85 1, 85 4 ,87 1, 85 4 ,87 1,85 4, 87 ! C . D C 1 . D1 C 2 . D2 L L L ! 1,85 1 4 ,87 1,85 2 4,87 4, 87 C . D C 1 . D1 C 2 .D2 1,85
(92)
Para condutos de mesm mesmoo material e mesm mesmoo ttempo empo de uso, ttem-se: em-se:
L L L ! 41,87 42,87 4 ,87 D D1 D2
(93)
Não sendo desprezív de sprezíveis eis as perdas de carga singulare singulares, s, tem-se: t em-se:
h f ! h f h f h f 1
2
h f S ! L eq. v
S
10,643. Q 1,85 C 21,85 . D 2 4 ,87
(94)
Obs.: Considerando D2, pois a perda singular é calculada com a maior velocidade: Assim:
L 2 L eq. L1 L ! C1,85 . D 4,87 C11,85 . D14,87 C 21,85 . D 2 4,87 9.2
(95)
CONDUTOS EM PARALEL PARALELO O
No caso dos condutos em paralelo (Ilustração 35) as condições a serem satisfeitas são as seguintes: SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
79
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Vazões: Q = Q1 + Q2 Perdas de carga: hf = hf1 = hf2
hf1 = hf2 L1, D1, C1, Q1
A
B
L2, D2, C2, Q2
Ilustração 36 ± Canalizações em paralelo Q ! Q1 Q2 @0,2785C.D 2,63 .1,85
1 1 1 ! 0,2785C 1 . D1 2 ,63 .1,85 0,2785C 2 . D2 2 ,63 .1,85 L L1 L2
Para condutos de mesm mesmoo material e mesm mesmoo ttempo empo de uso, ttem-se: em-se: 1, 85
D 4,87 1,85 D14 ,87 1,85 D2 4,87 ! L L1 L2
(96)
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10.
80
ESTAÇÃO ELEVATÓRIA DE ÁGUA
Estações elevatórias de água são unidades constituídas de um conjunto de obras, estruturas e equipamentos, que têm por finalidade o fornecimento da energia necessária e controle do transporte do fluído, em geral de um ponto para outro mais elevado, através de bombeamento e adequada canalização, de modo a vencer, além dos eventuais desníveis, as perdas de carga ao longo das canalizações. Em abastecimento de água são empregadas em diversas situações, entre as quais se citam as seguintes: - na captação de água bruta; - na adução de água por recalque;
- no transportar de água de um reservatório a outro ; - no bombeamento de água para lavagem de filtros nas ETAs; - em injeção direta de água em redes de distribuição, podendo receber a denominação de Booster ´. O projeto e a construção das elevatórias para sistemas de abastecimento de água devem respeitar algumas algum as preocupações, entre as quais se destacam: - Planejamento adequado; - Projeto bem detalhado e bem especificado; - Execução adequada; - Boa operação o peração e manuten manutenção. ção. Quanto à seleç seleção ão dos locais para construção devem ser observadas as seguintes recomendações recomendações: - Ficarem abrigadas de possíveis inundações; - Apresentar facilidade facilidade de acesso e de oobtenção btenção dos terrenos; 10.1
PARTES CONSTITUTIVAS: Nas estações elev elevatórias atórias podem ser encontradas as seguintes partes ou disposi dispositivos tivos especiai especiais; s; a) Salão das máquinas e componentes; b) Poço de sucção; c) Tubulações e órgãos acessórios: d) Equipamentos elétricos; e) Dispositivos auxiliares:
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81
- manômetros para medir a pressão na sucção e no recalque; - indicador indicador do nív nível el de água do po poço ço de sucção; - medidor de vazão; - ponte rolante, talha, monovia ou outro tipo de mecanismo para suspensão dos conjuntos elevatórios. 10.2
RECOMENDAÇÕES E DETALHES CONSTRUTIVOS:
Cuidados especiais devem ser tomados no projeto das estações elevatórias, principalmente no que diz respeito às velocidades máximas na canalização de sucção, assim como o respeito à submergência mínima (h), ou seja o nível da lâmina d¶água acima do eixo do flange de sucção da bomba.
Assim sendo devem ser observados: a) velocidade máxima na sucção: v = 1,2 m/s b) condição hidráulica: h > v2/(2g) + 0,20 c) visando impedir a entrada de ar na tubulação: h > 2,5.D + 0,10 Para a tubulação de recalque a velocidade máxima admissível deve ser da ordem de 2,4 m/s. 10.3
VAZÕES PARA CÁLCULO DAS ELEVATÓRIAS São determinadas com base nos seguintes elementos: - população abastecível; - quotas quot as per capitas média; - coeficientes k 1 e/ou k 2; - grandes consumos isolados.
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10.4
82
SELEÇÃO E DIMENSIONAMENTO CONJUNTOS ELEVATÓRIOS
Existem diversos tipos de conjuntos elevatórios ou conjuntos moto-bombas que podem ser adotados nos sistemas de recalque. A seleção de uma determinada alternativa depende, muitas vezes, das principais grandezas características do sistema, como vazão e altura manométrica. 10.4.1
Classifi Classificação cação das Bombas Segundo o Hidraulic Institute Standard (HIS), as bombas podem ser classificadas em: - Bombas Centrífugas; - Bombas Rotativa Rotat ivas; s;
- Bombas de Êmbolo ou de Pistão; P istão; - Bombas de Poço Po ço Profundo (tipo Turbi Turbina). na). As bombas centrí fu gas cobrem uma grande variedade de vazões e alturas manométricas, têm bom rendimento em relação às outras, são mais baratas e apresentam uma grande variedade quanto a sua classificação, cobrindo praticamente quase todas as necessidades de aplicação no campo do abastecimento de água. Bombas rotativas são indicadas para grandes vazões e pequenas alturas de elevação. Funcionam ao ar livre, portanto Hman = Hest. Em algumas ocasiões são usadas na elevação de esgotos. São de baixo rendimento, devido às fugas que se verifica entre a hélice e as canaletas que as contêm. Bombas de êmbol o ou de pistão p istão são indicad indicadas as para ppequena equenass vazões, e quando se requer precisão nas vazões de bombeamento. Em abastecimento de água são usadas na dosagem de produtos químicos. Bombas de poço pro fundo são usadas para captação de água de poços profundos. Hoje elas têm sido substituídas por submersas, que requerem uma estrutura de montagem mais simples e por serem mais baratas. O presente estudo se restringirá apenas às bombas centrífugas. 10.4.1.11 Bombas Centrífugas 10.4.1. As bombas centrífugas podem ser classificadas segundo os vários critérios: a) Quanto a Posição P osição do Eixo: - de eixo horizontal; - de eixo vertical; - de eixo inclinado. b) Quando ao movimento do líquido: SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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- sucção simples (rotor simples); - dupla sucção (rotor (rot or de dupla adm admissão). issão). c) Quanto à admissão do líquido: - radial (tipos voluta e turbina); - diagonal (tipo Francis); - heli helicoidal. coidal. d) Quanto ao número de rotores (ou de estágios): - um estágio (um só rotor);
83
- estágios múltiplos (dois ou mais estágios). e) Quanto ao tipo de rotor: - fechado; - semi-fechado; - aberto; - a prova de entupim entupimento ento (non clog). f) Quanto a Pressão: - baixa pressão (Hman < 15 m); - média pressão (15 < Hman < 50 m); - alta pressão (Hman > 50 m). g) Quanto a rotação: - baixa rotação = N } 1.200 rpm - média rotação = N } 1.700 rpm - alta rotação = N } 3.500 rpm As velocidades mais recomendadas são as de 1.200 e 1.700 rpm.
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84
Ilustração 37 ± Tipos de rotores de bomb bombas as centrífug centrífugas as
Ilustração 38 ± tipos de rotores rot ores de bomb bombas as centríf centrífugas ugas Fonte: Hidráulica Básica - Guia de Estudo, Texto elaborado pelos Profs. José Rodolfo S. Martins e Sidney Lázaro P H D Martins, 2004- E PU SS - P D
10.4.1.22 Grandezas iintervenientes 10.4.1. ntervenientes no estudo estud o das bombas centrífugas: Abaixo estão relacionadas as principais grandezas intervenientes no dimensionamento das bombas ou dos conjun conjuntos tos elev elevatórios. atórios. - vazão; - altura manométrica total (como definida anteriormente); - altura manométrica manométrica de sucção oouu (NPSH disponível = Net Positiv Po sitivee Section Head); - rotação; SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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85
- potênci pot ência; a; - eficiên eficiência. cia. O NPSHdisponível é uma grandeza grandeza característic característicaa das instala instalações ções de sucção e da altitude ddoo local, que pode ser calcul calculada ada através da expressão: NPSHdisponível = Pa + Pv + HG - 7hf > NPSHreq Onde, Pa = pressão atmosférica, em mca; Pv = pressão de vapor da água, em mca;
(97)
HG = carga disponível acima do eixo da sucção da bomba, em mca; 7hf = soma das perdas de carga na canalização e peças de sucção.
Deve-se atentar para o fato de que, cada conjunto elevatório exige uma carga mínima de sucção (NPSHrequerido), cujos valores são fornecidos através de testes test es de laboratório. A rotação dos motores elétricos de corrente alternada, em RPM, ou rotação nominal, é dada pela seguinte seguin te equação: Nn
%
E
N ! s (1 100 )
(98)
É a velocidade que o motor atinge em regime permanente à potência nominal, sob tensão e freqüência nominais. O valor de E pode variar de 2 a 6%, sendo denominado de escorregamento elétrico. Sendo Ns a velocidade síncrona e E o escorregamento (em %) e da velocidade síncrona. A velocidade síncrona é dada pela equação. s N
120. f
! n
o
(99)
de polos
Onde: f = freqüência da rede elétrica (50 ou 60 Hz); O número de pólos do motor elétrico é dado pelo número de terminais nos quais as bobinas ou espiras estão interconectadas interconectadas.. 10.4.1.3 Potência dos conju conjuntos ntos moto-bombas A potência das conjuntos elevatórios ou das bombas pode ser dada, respectivamente, pelas seguintes seguin tes equações: P (W ) !
K .Q. H 75L
man
(100) SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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P M (CV ) !
KQ H man 75L bL m
P P ) ! M ( H
0,986KQ H man (102) 75L bL m
(101)
Onde: = peso específico do fluído em kgf/m³; Q = vazão em m³/s; Hman = altura manométrica total em m;
86
= b
x m
b = rendimento da bomba; m = rendimento rendimento do motor elétrico. A potência PBHP, expressa a energia requerida por uma bomba de rendimento b, para elevar a vazão Q a uma altura manométrica total Hman. A potência PM, expressa a energia requerida do motor elétrico de rendimento m, para atender à bomba de vazão Q e altura de elevação manométrica total Hman. Para água, utilizando-se na Equação 66, = 1000 kgf/m³; Q em m³/s e H em mca, obtém-se a potência em CV. Para obtenção das potências em HP, deve-se observar que 1 CV $ 0,986 HP ou 1 HP $ 1,0136 CV. Para converter as potências para kW, observe-se que 1 HP $ 0,746 kW ou 1 kW $ 1,360 CV. Na prática trabalha-se trabalha-se com a hipótese de que 1 HP = 1 CV. Para adoção do rendimento b da bomba ou m dos motores elétricos pode-se recorrer às Tabelas 23 a 24 a seguir apresentadas.
Tabela 23 ± Rendimento de bombas centrífugas em função da vazão de recalque Q (l/s) LB
5 0,52
7,5 0,61
10 0,66
15 0,68
20
25
30
40
0,71
0,75
0,80
0,84
50 0,85
100 0,87
200
0,88
Tabela 24 ± Rendimento de motores elétricos em função da potência HP LM
0,5 0,64
0,75 0,67
1 0,72
1,5 0,73
2
3
0,75
0,77
5 0,81
10 0,84
20
30
0,86
0,87
50 0,88
> 100 0,90
Depois de calculada a potência requerida do motor elétrico é recomendável adotar folgas através de acréscimos conforme Tabela 25 a seguir mostrada.
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87
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Tabela 25 ± Acréscimos de potência para os motores em f u un nção da potência das bombas Bomba Acréscimo
Até 2 HP 50%
2 a 5 HP 30%
6 a 10 HP 20%
11 a 20 HP 15%
> 21 HP 10%
Definida a potência mínima a instalar, escolhe-se, com base Tabela 26, um motor de potência nominal imediatamente superior ao valor teórico encontrado.
Tabela 26 ± Potênci as usuais de motores elétricos fabricados no Brasil POTÊNCIAS EM HP ¼, 1/3, ½, ¾, 1, 1 ½, 2, 3, 5, 6, 7 ½, 10, 12, 15, 20, 25, 30, 35, 40, 45, 50, 60, 80, 100, 125, 150, 200 e 250
O Governo brasileiro, brasileiro, através do Decreto n 4.508, de 11.12.2002 baix baixou ou regulam regulamentação entação específica que define os níveis mínimos de eficiência energética de motores elétricos trifásicos de indução, rotor gaiola de esquilo, de fabricação nacional ou importados, conforme mostrado na Tabela 27 abaixo.
Tabela 27 - Ní veis mínimos de ef iciênci iciência energética de motores elétricos trif ásicos ásicos (m). OTÊNC O TÊNC I A S HP/CV Kw P
1,0 1,5 2,0 3,0 4,0 5,0 6,0 7,5 10 12,5 15 20 25 30 40 50 60 75 100 125 150 175 200 250
0,75 1,1 1,5 2,2 3,0 3,7 4,5 5,5 7,5 9,2 11 15 18,5 22 30 37 45 55 75 90 110 132 150 185
2
77,0 78,5 81,0 81,5 82,5 84,5 85,0 86,0 87,5 87,5 87,5 88,5 89,5 89,5 90,2 91,5 91,7 92,4 93,0 93,0 93,0 93,5 94,1 94,1
MOTOR P ADRÃO PÓLOS 4 6 78,0 79,0 81,5 83,0 83,0 85,0 85,5 87,0 87,5 87,5 88,5 89,5 90,5 91,0 91,7 92,4 93,0 93,0 93,2 93,2 93,5 94,1 94,5 94,5
73,0 75,0 77,0 78,5 81,0 83,5 84,0 85,0 86,0 87,5 89,0 89,5 90,2 91,0 91,7 91,7 91,7 92,1 93,0 93,0 94,1 94,1
8
66,0 73,5 77,0 78,0 79,0 80,0 82,0 84,0 85,0 86,0 87,5 88,5 88,5 90,2 90,2 91,0 91,0 91,5 92,0 92,5 92,5
MOTOR DE DE ALTO ALTO REND REND I MENTO PÓLOS 2 4 6 8 80,0 82,5 83,5 85,0 85,0 87,5 88,0 88,5 89,5 89,5 90,2 90,2 91,0 91,0 91,7 92,4 93,0 93,0 93,6 94,5 94,5 94,7 95,0 95,4
80,5 81,5 84,0 85,0 86,0 87,5 88,5 89,5 89,5 90,0 91,0 91,0 92,4 92,4 93,0 93,0 93,6 94,1 94,5 94,5 95,0 95,0 95,0 95,0
80,0 77,0 83,0 83,0 85,0 87,5 87,5 88,0 88,5 88,5 90,2 90,2 91,7 91,7 93,0 93,0 93,6 93,6 94,1 94,1 95,0 95,0 95,0
70,0 77,0 82,5 84,0 84,5 85,5 85,5 85,5 88,5 88,5 88,5 89,5 89,5 91,0 91,0 91,7 91,7 93,0 93,0 93,6 93,6
o
Fonte: Decreto n . 4.508, ( 2002)
Os fabricantes de motores elétricos produzem, sob encomenda, motores de potência, não só superiores às mostradas, como de valores intermediários, múltiplos de 25 ou de 50 HP para uma ampla faixa de potência pot ências. s. 10.4.2
Curvas Característica Característicass das Bombas Centríf Centrífugas ugas
As curvas características das bombas centrífugas apresentam configuração como mostrado nas Ilustrações 38 e 39, podendo-se observar que, em função do aumento da velocidade de rotação e do diâmetro diâm etro do roto rotor, r, obtêm-se maiores vazões e alturas de recalque.
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Curvas c aracterís tic as de bombas para di vers as ro tações
H s a c i r t é m o n a
M s a r u t
1 200 rpm rpm 1 800rpm 3 600 rpm
l
A
Vazões Q
Ilustração 39 ± Curvas características de bombas centrífugas
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Ilustração 40 ± Curvas característic características as de bom bombas bas centrífugas para dife diferentes rentes rrotores. otores.
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10.4.3
Leis de Simil Similaridade aridade
Em função das velocidades de rotação e do diâmetro do rotor das bombas, aplicam-se as seguintes leis de d e similari similaridade. dade. a) Bombas de mesmo diâmetro do rotor:
Q1 N 1 (67); ! Q2 N 2
H 1 H 2
2
¨ N ¸ P 1 ! ©© 1 ¹¹ (68); P 2 ª N 2 º
¨ N ¸ ! ©© 1 ¹¹ ª N 2 º
3
(103)
b) Bombas de mesma rotação: 3
2
5
¨ d ¸ ! ©© 1 ¹¹ Q2 ª d 2 º Q1
(70);
P ¨ d ¸ H 1 ¨ d 1 ¸ ! ©© ¹¹ (71); 1 ! ©© 1 ¹¹ (104) P2 ª d 2 º H 2 ª d 2 º
10.4.4 Seleção de Bomb Bombas as ou Conjuntos Elev Elevatórios atórios Para a seleção do conjunto elevatório que melhor se aplique ao sistema adutor projetado, uma boa prática consiste em traçar a Curva Característica do Sistema versus Curva Característica da Bomba. Uma boa seleção dependerá da procura em catálogos de fabricantes, do conjunto que possa oferecer rendimento máximo. A interseção das duas curvas definirá o ponto de trabalho que, de preferência, deve coincidir com o calculado. Na ilustração 40 tem-se um exemplo da representação do processo de seleção de bombas. ) a c m (
9
Curva Sistema x 0,
H , s a c i r 80 t é m o n a 70 m s a r u 60 t l
Curva característica do sistema
A
hf f
50
Ponto de Trabalho, Q, H.
40
HG
Curva caracterís tica da bomba
30 20
10
0
10
20
30
40 Vazõ es
50 Q (l/s)
60
70
8
0
9
0
Ilustração 41 ± Curva do sistema x curva da bomba
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91
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Na Ilustração 41 apresenta-se uma simula simulação ção do que pode ocorrer com a curva do sistema dev devido ido o envelhecimento da canalização ou com o fechamento gradual de uma válvula, onde se pode observar que a queda gradual de vazão com o aumento das perdas de carga, resulta em novas vazões e alturas manométricas, respectivamente, Q1, H1 e Q2, H 2. Curvas do sistema com envelhecimento da canali zação ) a 160 c m ( H s 140 a c i t r é m 120 o n
Curva Sistema novo
Curva da Bomba
Curva Sistema (env . 1)
Curva Sistema (env . 2)
a
m s 100 r u t l A 80 a
Q2,H2
Q1,H1
h f
60
Q,H 40
HG
20
0
10
20
30
40
Vaz
e
50
l/
60
8
70
0
9
0
Ilustração 42 ± Simulação de envelhecimento da canalização 10.4.5
Associação de Bombas
Em muitas situações, os sistemas elevatórios podem exigir a instalação de duas ou mais bombas em série ou em paralelo. 10.4.5.11 Associação de bombas em série 10.4.5. Duas ou mais bombas operam em série quando a primeira recalca para a sucção da segunda, e esta para acondições: sucção da seguinte e assim, sucessivamente. Para o caso de duas bombas em série, são válidas as seguintes Q = Q1 = Q2 Hmant = Hman1 + Hman2; Note-se que a altura manométrica total (Hmant) corresponde á soma das alturas manométricas das bombas 1 e 2 conforme Ilustração 42. Se as bombas forem iguais, tem-se: Hmant = 2.Hman1 SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
92
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H
Hman2
B1+B2 Hman1
B1=B2
Q
Ilustração 43 ± Associação de bombas em série 10.4.5.22 Associação de bombas em paralelo 10.4.5. A associação de duas ou mais bombas em paralelo, recalcando para uma tubulação comum, de modo que cada uma contribua com uma parcela da vazão, pode ser resolvida graficamente, conforme demonstrado na Ilustração 43, adian ad iante te apresentada. É importante notar que as bombas centrífugas vencem os desníveis mais as perdas de carga. Assim sendo, quando operando em paralelo, todas as bombas terão a mesma altura manométrica total. Dito de outra forma, para as mesmas alturas manométricas, as vazões correspondentes se somam. Portanto, para traçar as curvas das bombas em paralelo, basta plotar, para cada altura, as vazões correspondentes tantas vezes quanto forem as bombas operando em paralelo. Na ilustração 43, a vazão total do sistema é Q2 e cada bomba recalca a vazão Q1, de tal modo que Q2 = 2xQ1. Observe-se que as duas bombas operarão com a altura manométrica H1. Na prática, traçada a curva característica do sistema adutor, escolhe-se uma bomba, cuja curva melhor se adeque ao ponto de trabalho desejado C (Q 2, H1). Na Ilustração 43, a curva de 1 bomba, operando isoladamente, é portanto, uma curva de tendência, traçada a partir do ponto comum de máxima vazão da bomba, no eixo das ordenadas, passando por A, de tal modo que H 1 A = AC . Na interseção da curva de 1 bomba com a curva do sistema, obtém-se o ponto de trabalho (B) para uma bomba operando isoladamente. Quando uma bomba opera isoladamente, a altura manométrica total diminui passando para H¶1 (< H1) e para uma vazão Q¶1, de tal modo que Q1 < Q¶1 < Q2. Do exemplo visualizado podem-se inferir as seguintes conclusões: a) A vazão total do sistema é menor que a soma das vazões das bombas operando isoladamente; b) Quando duas bombas operam em paralelo, há um deslocamento do ponto de trabalho para a esquerda (ponto A). Isso se acentua com co m o aumento do número de bombas operando em paralelo; paralelo; SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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93
c) Se uma das bombas sair de operação (por qualquer razão), a unidade que continuar operando terá o ponto de trabalho deslocado do ponto A para o ponto B.
Ilustração 44 ± Associação de duas bombas operando em paralelo.
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11.
94
RESER VATÓRIOS DE DISTRIBUIÇÃO DE ÁGUA
Os reservatórios dos sistemas de abastecimento de água têm basicamente duas finalidades principais: a primeira, assegurar as reservas de água para os diversos tipos de demandas, principalmente daquelas relativas aos picos de consumo; a segunda, garantir as pressões normalizadas para adequado atendimento aos usuários e segurança sanitária na rede. 11.1
RELATIVAMENTE AO CONSUMO DE ÁGUA Destinam-se a atender às seguintes categorias de demandas: i) normais;
ii) emergenciais; iii) devido a populações flutuantes; iv) especiais; v) para combate a incêndios; Consideram-se demandas normais as seguintes: a) domésticos; b) comercial c) industrial d) público e) perdas e desperdíci desperdícios os 11.2
RELATIVAMENTE ÀS PRESSÕES NA REDE
Objetivando regularizar as pressões na rede de distribuição de água, os reservatórios podem ser classificados classifi cados em de montant montantee´ e de jusante´, estes últimos também chamados de reservat reservatório ório de compensação ´. Os reservatórios de montante fi ficam cam situados entre a estação de trat tratamen amento/bombeam to/bombeamento ento e a rede. Já os o s reservatórios de jusan jusante te rec recebem ebem o exceden excedente te de água que não é consum consumido ido na rede, ou seja, são alimentados quando o consumo na rede é menor que o volume injetado na mesma. Nas Ilustrações 44 e 45 adiante adian te mostradas, encontram-se esquema esquematizados tizados as duas concepções.
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95
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Casa de bombas
Rede
R
Ilustração 45 - Reservatório de montante Rede
R Casa de Bombas
Ilustração 46 - Reservatório de jusante. Os reservatórios podem ser construídos segundo os mais diversos arranjos, formas, combinações, e com os mais diversos tipos de materiais, dependendo das condições topográficas e de disponibilidades financeiras. Quanto à posição em relação ao terreno, os reservatórios podem ser enterrados, semienterrados, apoiados apo iados e elevados, conforme esquemas respectivos, respectivos, a, b, c e d , mostrado na Ilustração 46. CT
CT
b) Reservatório semi-enterrado a) Reservatório enterrado
CT
c) Reservatório apoiado
CT
d) Reservatório elevado
Ilustração 47 - Posições de reservatórios quanto ao terreno. Quanto à forma os reservatórios podem ter diversos tipos de seção: retangular, circular, circular, oval, etc. Quanto ao material empregado, podem ser de concreto armado, de alvenaria, de aço, de fibra de vidro, de materiais plásticos, inclusive de terra com paredes revestidas e impermeabilizadas.
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11.3
96
CALCULO DA CAPACIDADE DOS RESERVATÓRIOS - CONSUMOS NORMAIS
A capacidade de reservação de um sistema de abastecimento de água é feita levando-se em consideração os fatores intervenientes no consumo, ou seja, tendo em vista as perspectivas dos consumos normais, obtidos diretamente ou através de pesquisas para cidades de características semelhantes às de projeto, assim como através de previsão de consumos para as diversas situações, inclusive emergenciais e de combate a incêndio. Na maioria das cidades brasileiras é muito comum cada domicílio ou imóvel contar com seu próprio reservatório para armazenamento de água. Este fato, além de influir nas condições de operação da rede de distribuição, contribui consideravelmente para desequilíbrio das pressões. Relatam-se casos de reservatório de empresas públicas operam as quem mínimas uma vez que a água fica armazenada, de fato na casa doque usuário. Emsem geral, temreservas melhoresestratégicas, condições sócio-econômicas eé
mais favorecido pelas condições topográficas, armazena mais água, enquanto outros usuários, menos favorecidos, são prejudicados.
11.3.1
Capacidade de Reservatórios para pequenas cidades
Para pequenas cidades sem dados estatísticos de consumo, pode-se calcular a capacidade de reservação tomando-se valores que podem variar de 1/3 a 1/5 do consumo máximo diário. Pode-se empregar também as fórmula de Toledo Malta e do Eng. Yassuda, conforme as equações (85 e 86) adian adiante te mostradas. Fórmula de Toledo Malta (válida para adução contínua): C !
k 2 1
T
.V
(105)
Fórmula do Engo. Yassuda: C !
100 V 1 xV (106) 100
Sendo: C = capaci capacidade dade do reservatório, cuja unidade depend dependee de V V = volume consumido no dia de máximo consumo, dado por: V !
k 1 P . .q
1000
ou V = 24Q1 (107)
k 1 = coeficiente do dia de maior consumo; k 2 = coeficiente da hora de maior consumo; P = população de projeto q = per capita de projeto
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97
V1 = volume consumido na cidade durante T horas em que funciona a adução, em % de V. Q1 = Vazão média horária no dia de maior consumo (V/T = 24Q1/T) T = intervalo de tempo de funcionamento da adução em horas Para os casos anteriores, podem ser acrescidos os volumes correspondentes aos tempos de interrupção de fornecimento de água e também os relativos aos consumos das populações flutuantes. Os acréscimos para suprir as interrupções de fornecimento podem ser dados por: Ca = Q.T Q = Vazão de adução do consumo norma normall
T = Interval Intervaloo de tempo de interrupção do fun funcionam cionamento ento da adução. O acréscimo para população flutuante deve ser estudado em função do afluxo populacional extra recebido pela cidade.
11.3.2
Cálculo da capacidade de reservatórios para cidades de médio a grande porte Para cidade de médio e grande g rande porte o estudo da capacid capacidade ade de reservação exig exigee mais cui cuidados dados e
precisão. Quando conhecidas as curvas características de con sumo x prod ução, podem ser adotados modelos analíticos ou gráficos para determinação das reservas correspondentes aos consumos normais . Para ad ução contí nua, encontra-se na Ilustração 47, para um período de 24 horas, as curvas representativas dos con sumos x prod prod ução de á g ua. Na Ilustração 48 têm-se as curvas representativas dos con sumos e da ad ução acumul ados ados para o mesmo período de tempo. No primeiro caso, a capacidade do reservatório corresponde à área da curva acima da reta dos consumos, que é igual ao déficit de consumo no período. No segund segundoo caso, a capacidade de reservação corresponde ao segmento C . Curv a s consumo x produçã o - aduçã o contínua PRODUÇÃ O 1 40 1 30 1 20 110 100 9
0
(-)
) h / ³8 0 m ( 70 s e õ60 z a 50 V
40 30
(+)
(+)
20
10 0 2
4
6
8
10
12
Tempo (h)
14
16
18
20
22
24
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APOSTILA DE SISTEMAS URBANOS DE ÁGUA E ESGOTOS
Ilustração 48 - Curvas consumo/produção
Cur va consumo x produção acumulados - adução continua PRODU ÇÃ O 70 7000 60 6000 ) ³ 50 5000 m ( s o
CONS UMO
98
d4 00 a l u m u3 00 c a s e2 00 m u l o 10 1000 V 0 0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
Interv alos de tempo (h)
Ilustração 49 - Diagrama de Massas para deter determin minação ação da capacidade de reserva Para a determinação da capacidade de reserva pelo método analítico elabora-se uma planilha de cálculo, na qual se possam representar os percentuais de consumo diários, correlacionando-os com os volumes produzidos por intervalos de tempo, conforme modelo sugerido na Tabela 49.
Tabela 28 - Modelo para cálculo analí tico do consumo normal I NTERVALO S
% DO CON S UMO UMO
% ADUZ I DO
B ALANÇO (% ) (% )
O B S
(horas ) )
EXCESSO
DEFICIT
0-H
+ (% cons- % aduz)
-(% cons- % aduz)
...... H-24 TOTAIS
......
......
......
......
100%
100%
E% = (%)
D% = (%)
......
Os percentuais de consumo são obtidos em função dos histogramas de consumo; os percentuais aduzidos, em função dos intervalos de tempo utilizados. O cálculo da capacidade do reservatório correspondente ao consumo normal é função do déficit acumulado por período crítico ou para o período de 24 correspondente ao dia mais crítico do sistema. Observe-se que a soma dos excessos corresponde à soma dos déficits, sendo a capacidade de reserva no consumo normal dada por: C = D(%).Vmáx
(108) SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
99
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Sendo Vmáx o consumo máximo diário em metros cúbicos e D, em (%) os déficits sucessivos acumulados do período mais crítico. Para o caso de ad ução periódica, ou seja para intervalos de bombeamento menor que 24 horas por dia, o problema também pode apresentar solução analítica e gráfica, conforme mostrado nas Ilustrações 49 e 50. Neste cas casoo os ssegme egmentos ntos C1 e C2, somados representam a capacidade total do reservatório. A solução analítica é feita do mesmo modo que na adução contínua, devendo-se tomar o cuidado de observar o início e final dos intervalos de bombeamento. Curvas consumo x produção - adução periódica P RODUÇ ÃO
C O NS UMO
C O NS UMO MÉDIO
80
70 60
( -)
) 50 h / ³ m ( s 4 0 e
( -)
õ z a V 3 0
20
10 0 2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
Tempos (h)
Ilustração 50 - Gráf ico ico para determinação da capacidade de reserva, adução periódica
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100
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Curvas consumo x produção - adução periódica PRODUÇÃO
CONSUMO
700 600 ) ³ m500 ( s o d a l 400 u m u c a 300
C = C1 + C2
C2
s e m u 200 l o V
100
C1
0 2
6
4
8
10
12
14
16
18
20
22
24
Intervalos (h)
Ilustração 51 ± Diagrama e massas para adução periódica Para o cálcul cálculoo de reservatório de acum acumulação, ulação, (barragens, represas, et etc.), c.), o modelo m mais ais in indicado dicado é o diagrama de Ryppl ou diagrama de massas, conforme Ilustração 51. Para a construção desse modelo necessita-se de dados estatísticos das disponibilidades hídricas e das demandas de projeto, os quais dispostos como sugerido na Tabela 29, permitem não só o cálculo analítico, como também o traçado do diagrama de massas. Na Ilustração 51, obtida com os dados da Tabela 29, a capacidade do reservatório é representada pelo segmento C1 que corresponde ao maior déficit sucessivo acumulado (período mais crítico), obtido traçando paralelas à reta das demandas, tangenciando os pontos de máximo e mínimo da curva das disponibilidades disponibil idades acumuladas. Analiticamente, a capacidade do reservatório é aquela correspondente ao valor do maior déficit sucessivo acumulado no período estudado. No exemplo em questão, corresponde a 250 milhões de m³. Observe-se que a solução gráfica fornece um valor aproximado para C1, da ordem de 260 milhões de m³. Os déficits representam as diferenças entre as disponibilidades e as respectivas demandas de projeto.
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101
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Tabela 29 - Tabela para cálculo analí tico de reservatórios. ANO S
MÊ S
D IS P . (ano , mês ) mês )
Ano 1 ...... Ano N ...... ...... TOTAIS
Mês1 ...... Mês 12 Mês1 ...... Mês 12 ......
......
(m³ ) )
D IS P . . (m³ ) ) ACUM . .(m³
DEM . . P ROJ . (ano , mês mês ) ) (m³ ) )
. P ROJ . . DEM . m³ ) ) ACUM ((m³
B ALANÇO EXCESSO DEFICIT
O B S
......
......
......
......
......
......
......
......
......
......
......
......
......
...... exc
...... def
......
Tabela 30 - Exemplo de cálculo de capacidade de reservatório de acumulação - método analítico.
Disponibilidades
Disponibilidades acumuladas
Demandas de projeto
Demandas de projeto acumuladas
Excesso
Def iici cit
Déficits acumulados
10exp07 (m³)
10exp07 (m³)
10exp07 (m³)
10exp07 (m³)
10exp07 (m³)
10exp07 (m³)
10exp07 (m³)
0
0
0
0
0
0
1
16 28
10 10
10 20
6
2
16 1 2
3
7
35
10
30
- 3
4
40 41
10 10
40
5
5 1
50
-5 - 9
6
2
43
10
60
-8
7
9
52
10
70
-1
8
67 82
10 10
8
9
15 15
0 90
5 5
10
18
100
10
100
8
11 1 2
8
4
108 112
10 10
110 12 0
- 2 -6
13
6
118
10
13 0
-4
-1 2
1 4 15
9
19
12 7 14 6
10 10
14 0 150
-1 9
16
16
162
10
160
6 3
- 3 -5
-8,0
Anos
17
13
175
10
170
18 19
7 5
18 2 18 7
10 10
18 0 19 0
20
9
19 6
10
200
2
-25,0
-1
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102
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Diagrama de Rippl Disponibilidades acumuladas 10exp0 7 (m³)
Demandas de projeto acumuladas 10exp07 (m³)
210 200
190 180 170 160
) ³ 150 m 7 140 0 p 130 x e 0 1 ( 120 s d o 110 a l u 100 m
C2
u c 90 s e 80 m u 70 l o V 60 a
C1
50 40 30 20
10 0 1
2
3
5
4
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
Anos
Ilustração 52 - Diagrama de Rippl para cálculo de capacidade de reservatórios 11.4
CÁLCULO DA CAPACIDADE DE RESERVATÓRIOS - CONSUMOS DE EMERGÊNCIA Definindo como C3 o consumo de emergência, emergência, a capacidade de reserva pode ser representada por: C3 = Q.t
(109)
Sendo: Q = vazão média do consumo normal t = intervalo de tempo previsto para a reparação do defeito e reinício do funcionamento do abastecimento de água. Pode-se ainda determinar o consumo de emergência pela equação: C 3
1 1 ! .C ! (C 1 C 2 C 3 ) 4 4
1 1 = C 3 C 3! (C 1 C 2 ) 4 4
3 1 C 3 ! (C 1 C 2 ) 4 4 C 3
1 ! (C 1C 2 ) (110) 3
Sendo,
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103
C1 = capacidade de reserva para o consumo normal; C2 = capacidade de reserva para combate a incêndios. 11.5
CÁLCULO DA CAPACIDADE DE RESERVATÓRIOS - COMBATE A INDÊNDIO C2 = (Q1 ± Q2)t
(111)
Onde: Q1 = vazão necessária para combate a incêndio crítico, em l/s Q2 = vazão auxiliar de emergência durante o incêndio, obtida de origem diferente da que fornece
água para a rede de distribuição, em l/s; t = duração do incêndio crítico, em segundos. Ou
C = Q1.t (112) Quando se prevê a utilização exclusiva do sistema de abastecimento de água da cidade para combate a incêndio, devem ser adotados os seguintes valores: C 2mín = 250 m³, ou de preferência, C2 = 500m³. 11.6
INFLUÊNCIA DA POSIÇÃO DO RESERVATÓRIO NO DIMENSIONAMENTO DOS CONDUTOS MESTRES DA REDE DE DISTRIBUIÇÃO.
A posição dos reservatórios em relação à rede de distribuição exerce grande significado quando se trata de dimensionar o conduto e analisar as linhas piezométricas.
11.6.1
Reservatório de montante
O diâmetro da canalização de saída do reservatório (trecho b da Ilustração 52) deverá ser calculado de acordo com a vazão que é dada pela equação abaixo:
Q Rm !
. .q k 1 .k 2 P 86.400
(113)
A linha piezométrica do trecho a apresenta a configuração como mostrado na Ilustração 46. Observem-se os dois casos distintos de entrada de água no reservatório: o primeiro resulta na linha piezométrica constante e o segundo em uma linha piezométrica variável, conforme Ilustrações 53 e 54. Estação elevatória
a)
B
R
b)
Rede
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Ilustração 53 - Esquema horizontal - reservatório de montante.
LP hf
AMT=Cte. HG
104
Ilustração 54 - Linha piezométrica piezométrica constante em reservatórios de montante.
LP
h
AMT2 AMT1
Ilustração 55 - Linha piezométrica variável em reservatórios de montante 11.6.2
Reservatório de jusante
No caso de reservatório de jusante, o dimensionamento da canalização apresenta duas situações distintas, distin tas, conforme as Ilustrações 55 e 56 aadian diante te apresentadas. Rede
Q1
Estação elevatória
R Qb
Q2
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105
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Ilustração 56 - Esquema horizontal - reservatório de jusante h LP2 NA2
AMT2
NA1
LP1
AMT1
Pressão mínima
Elevatória
Cidade
Situação LP2 = Reservatório armazenado água SituaçãoLP1 = Consumo maior que a produção de água
Ilustração 57 - Linha piezométrica variável em reservatório de jusante As equações para cálculo das vazões e diâmetros dos diferentes trechos e nas diferentes condições de escoamento são as definidas pelas expressões abaixo:
Q1 ! Q2 ! Qb !
k 1 P . .q
86400
Qmin
. .q k 1 .k 2 P 86400 k 1 P .q
86400
Qmont ! Qmin !
k 1 .k 2 . P .q
86400 86400
86400
(115)
(116)
k 3 P . .q
k 1 . P .q
(114)
(117)
(118)
Sendo k 3 = 0,5 e os demais elementos conforme já definidos anteriormente. Para o trecho entre a rede o reservatório de jusante, as vazões adotadas para dimensionamento das canalizações são as de maior valor encontrado conforme expressões anteriores.
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12.
106
REDE DE DISTRIBUIÇÃO DE ÁGUA
É o conjunto de canalizações, peças, conexões e válvulas, dispostas nas vias públicas para permitir o fornecimento de água aos prédios e, subsidiariamente, para combate a incêndio. Tem ainda a finalidade de fornecer a água com regularidade, continuidade, e à pressão conveniente, de forma que sejam asseguradas as características de qualidade físico-químicas, bacteriológicas e sanitárias nas unidades precedentes. 12.1
TIPOS DE CONDUTOS - TIPOS DE REDES Os condutos das redes de distribuição de água são classificados em principais e secundários:
Os condutos principais ou troncos, também conhecidos como mestres, são as linhas de maior diâmetro, dimensionadas para atendimento dos setores de distribuição. Os condutos secundári secundários os são aqueles de men menor or diâmetro, em geral destinad destinados os ao atendim atendimento ento das ruas e logradouros secundári secundários. os. Segundo a disposição dos condutos principais, as redes são classificadas em ramificadas ou malhadas. As redes ramificadas se assemelham a ramos de árvores, não apresentando interconexões com outros circui circuitos tos ao longo de toda sua extensão. As redes malhadas compreendem o conjunto das canalizações que se interligam em diversos pontos, formando uma malha de anéis interconectados. Nas Ilustrações 57, a e b, encontram-se esquematizados os principais tipos de rede.
R
a) Rede ramificada
R
b) Rede malhada
Ilustração 58 - Esquemas de redes ramificada e malhada .
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12.2
107
FATORES INTERVENIENTES E CONDIÇÕES A SEREM SATISFEITAS NO PROJETO DE UMA REDE DE DISTRIBUIÇÃO
Diversos fatores estão envolvidos no projeto e dimensionamento das redes de distribuição de água, merecendo destaque: i) Previsão e distribuição da população ii) Estudo e previsão da população futura a ser abasteci abastecida; da; iii) Estudo da área a ser beneficiada; iv) Distribuição da população pela área de abrangência do projeto;
v) Consumos industriais significativos; vi) Pressões de distribuição. As previsões e estudos populacionais podem ser feitos, como visto anteriormente, podendo as densidades populacionais serem obtidas com o auxílio da Tabela 6, página 26, no caso de não serem oficialmente conhecidas. Quanto às pressões na rede, devem ser obedecidas as normas técnicas. Para pressão estática, ou seja, quando não existe consumo de água, nos pontos mais baixos da rede, supõe-se o reservatório na cota máxima, não devendo superar 60 m.c.a. A Norma Brasileira limita a pressão estática máxima a 50 m.c.a. Atente-se que não são recomendáve recomendáveis is grandes áreas com pressões altas. Quanto à pressão dinâmica, as pressões recomendáveis para os pontos mais desfavoráveis da rede variam de 10 a 15 m.c.a, sendo este último, o valor recomendado pela Norma Brasileira para cálculo de redes de água. Na Ilustração 58 encontram-se esquematizados os segmentos representativos das pressões estática e dinâmica em um ponto qualquer da rede. NAmáx NAmin
PE
PD
Ilustração 59 - Esquematização Esquematização de pressão estática (PE) e pressão din dinâmi âmica ca (PD) SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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108
Quanto à localização das redes nas vias públicas, as canalizações destinadas à distribuição de água devem ser localizadas no lado mais alto, reservando-se para os coletores de esgoto, o lado mais baixo, conformee Ilustração 59. conform Quanto aos diâmetros mínimos, recomenda-se: i) Para tubulações principais: mín. = 100 mm ii) Para tubulações secundárias: mín. = 50 mm Para o caso de ruas com larguras superiores a 18 m ou de grande intensidade de trafego, de pavi pavimen tação de concreto ou de estrutura que exij exijaa maior custo de demoli demolição, ção, recomenda-se a construção de redementação dupla.
Ilustração 60 ± Localização das canalizações nas vias públicas. Quanto à localização das válvulas de fechamento, devem ser instaladas: i) Em todas as derivações das linhas principais e em todos os trechos dessas linhas, a intervalos de cerca de 600 m. ii) Nos cruzamentos, de forma a isolar seções de aproximadamente 700 m de canalização; iii) Devem ser dispostas (as válvulas) de forma adequada de modo a possibilitar o isolamento dos subsetores; iv) Nas áreas próximas a hidrantes, as válvulas serão dispostas de forma a tornar possível, por meio de manobras, a concentração de vazões nos tubos que abastecem os hidrantes. Quanto à localização dos hidrantes:
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109
i) Devem ser espaçado espaçadoss de 300 a 400 m entre si. A distância entre o hidrante e o local local de risco não será superior a 200 m; ii) A capacidade m mínim ínimaa dos hi hidrante drantess é de 10 l/s. Este Estess serão lligados igados às canal canalizações izações da rede de distribuição de diâmetro mínimo de 150 mm. As descargas para limpeza deverão ser instaladas nos pontos de cota mais baixa da rede. 12.3
MÉTODOS DE CÁLCULO DAS REDES DE DISTRIBUIÇÃO Existem diversos metodologias para o cálculo das redes de distribuição de água, notadamente
depois do surgimento facilidades computacionais. No presente estudo serão-Cross. abordados dois métodos considerados consid erados clássicos:das o método do Seccionam Seccionamento ento Fictício e o método de Hardy Hardy-Cross.
O método do Seccionamento Fictício é muito utilizado no dimensionamento de pequenos sistemas ou setores set ores de distrib distribuição, uição, enquanto do método de Hardy-Cross é mais empregad empregadoo no dim dimensi ensioname onamento nto do doss anéis principais das redes de distribuição de água.
12.3.1 Método do seccionamento f iicctício Para o cálculo das redes de distribuição de água pelo método Seccionamento Fictício devem ser conhecidas ou justificadas as razões para a adoção dos elementos para projeto, quais sejam: a) a vazão de distribuição; b) a quota per capita; c) os coefi coeficientes cientes de reforço, k 1 e k 2; d) a vazão específica; e) o regime de bombeamento diário; f) as vazões dos trechos finais da rede (pontas de rede) necessárias para atendimento de populações futuras, das áreas ainda desabitadas. Tais valores podem ser baseados nas densidades demográficas, de mesmo modo que as vazões para fins industriais; As redes serão calculadas com base nas vazões do dia e hora de máximo consumo, de acordo com as expressões anteriormente definidas. As vazões específicas são definidas e calculadas de acordo com as expressões abaixo: qa !
Q 7 L
(119)
Sendo, qa = vazão específica em l/s.m; Q = a vazão do dia e hora de máximos consumos em l/s; L = extensão total t otal com distribui distribuição ção em marcha do setor em consi consideração, deração, em m. SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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110
Para a previsão das vazões futuras das áreas de expan expansão, são, aind aindaa não habi habitadas, tadas, pode-se consid consideráerálas com 150 m de redes por hectare, e calcular o valor das demandas em função das densidades populacionais, de acordo com a Tabela 6. 12.3.1.11 Pro 12.3.1. Procedimento cedimento de cálculo O cálculo das redes de distribuição de água pelo método do Seccionamento Fictício pode ser feito de acordo com o seguinte roteiro: a) Calculam-se Calculam-se as vazões ttotais otais de saída dos reservatórios, as de ponta de rede ou outras de maior significado (vazões concentradas), quando for o caso, por exemplo, das demandas requeridas por indústrias; b) Calcula-se a vazão de distribuição em marcha, ou vazão por metro linear da rede, tomando-se
o cuidado de não considerar as vazões concentradas, concentradas, de acordo com a equação (99); c) De posse do plano de arruamentos delimita-se a área de abrangência de projeto, e pela parte mais baixa dos logradouros, traçam-se as linhas que definem as malhas das redes; d) Concomitantemente com a indicação do fluxo da água, efetua-se o seccionamento de cada malha, de modo a tornar a rede malhada em rede ramificada. Atente-se que o seccionamento deve ser feito (traça-se um pequeno segmento perpendicular à rede), presumindo-se que a água possa chegar ao ponto seccionado, por dois caminhos distintos, porém de comprimentos aproximados. e) Efetua-se a numeração dos nós2 ou cria-se uma convenção adequada para a identificação de cada trecho do circuito ramificado. O número dos nós da rede pode ser feito segundo diversas convenções, recomendando-se no entanto, que a numeração seja feita por circuitos. Deve-se começar em (1), nó caso, mais afastado do reservatório, numeração esta crescente no sentido de jusante para montante. Neste procura-se respeitar a numeração, de modo que o fluxo se dê, sempre do nó de maior para menor valor. A Ilustração 60 serve de exemplo. R 20
18
16
14
12
1
17
15
13
11
10
08
06
04
02
09
07
05
03
01
Ilustração 61 ± Exemplo de seccionamento e numeração dos nós da rede f) Obtém-se o comprimento de cada trecho da rede, de acordo com a escala do desenho. Deve-se atentar que as escalas mais recomendáveis para o projeto das redes (setores) são as de 1:1000 ou 1:2000; para o plan planoo geral da cidade, pode-se operar com escalas de 1:5000; 2
Define-se como nó da rede, qualquer interligação ou derivação da rede, ponta de rede, extremidade ou ponto de mudança de diâmetro. SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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111
g) Calculam-se as vazões de distribuição em marcha de cada trecho; h) Calculam-se Calculam-se as vazões de jusan jusante te e de montante de cada trecho; i) Calculam-se as vazões fictícias, lembrando que estas serão utilizadas no cálculo das perdas de carga de cada trecho, t recho, pela expressão:
Q f !
Q mont. Q jus. 2
(120)
j) Selecionam-se os diâmetros comerciais das tubulações, de acordo com as vazões de montante, com o auxílio da Tabela 34, adiante apresentada;
k) Calculam-se as perdas de carga utilizando-se as expressões já conhecidas, ou seja h f = J.L, podendo-se empregar, pra isso, a fórmula de Hazen-Williams ou a fórmula Universal da Perda de carga; l) Determinam-se as cotas piezométricas de cada um dos nós da rede. Para iniciar o processo recomenda-se tentar determinar o ponto mais desfavorável da rede, atribuir a este nó, a pressão dinâmica mínima de norma. Para calcular as cotas piezométricas é importante lembrar as seguintes regras práticas:
CP = CT + PD
(121)
Sendo, CP = cota piezom piezométrica étrica em m.c.a; CT = cota do terreno em m; PD = pressão disponível em m.c.a Obtido o val valor or da cota piezom piezométrica étrica de part partida, ida, as demai demaiss são obtidas fazen fazendo-se: do-se:
CPmont = CP jus + hf
(122)
Sendo, CPmont = Cota Cot a piezométrica de montante; CP jus = Cota Cot a piezométrica de jusan jusante; te; hf = perda de carga de cada trecho. No caso do ponto mais desfavorável ser o próprio reservatório, o nível piezométrico no reservatório é obtido somando-se a cota do terreno com a pressão dinâmica mínima sugerida pela norma. A partir da fórmula (103) são calculadas as demais cotas piezométricas. m) Calculam-se as pressões disponíveis de cada nó da rede empregando-se a equação (102); n) O último passo do cálculo da rede pelo seccionamento fictício é a verificação das pressões nos nós seccionados. Uma vez que as pressões nesses nós podem ser obtidas percorrendo-se pelo menos dois caminhos distintos, onde as vazões, diâmetros e comprimentos acabam por resultar em perdas distintas, SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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112
podem ocorrer significativos desequilíbrios de pressões. Verifica-se então, se a diferença entre as pressões em relação à pressão média das mesmas, no respectivo nó, é menor que 5%. Em alguns casos admite-se que essa diferença seja no máximo 10%. Na ilustração 61 tem-se a representação das perdas de carga e cotas piezométricas.
Ilustração 62 ± Esquema ilustrativo das cotas piezométricas e perdas de carga. Para facilitar o cálculo de redes pelo seccionamento fictício recomenda-se a elaboração da planilha de cálculo conforme sugerido na Tabela 31. Não satisfeitas estas condições, refaz o cálculo dos circuitos afetados, mudando-se diâmetros ou fazendo novo seccionamento. Na tabela 32 encontra-se o modelo sugerido para a verificação.
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Tabela 31 ± Modelo de planilha de cálculo de rede pelo seccionamen mento f iicctício C H O T R E C OS S
C O OM M P .
( m )
D IÂ M E T T R OS
VAZÕ E S S ( l l / s) JUSANTE
MARCHA
MONTANTE
FICTÍCIA
mm m ) ( m
P E R D AS
h f ( m )
V E L.
C OT OT AS DO DO T E RR E N O
C OT E Z OMÉT OT AS P I E OMÉT RICA S
R E SS P SS Õ E S S D D I S S P O NÍV E I S S
( m m/ / s)
MONTANTE
MONTANTE
MONTANTE
JUSANTE
JUSANTE
Tabela 32 ± Modelo de planilha sugerido para verif ic icação das pressões nos nós seccionados.
JUSANTE
OBS
TRECHO S
P RE SSÕ E S
P RE SSÕ E S
D IF ERENÇA
O B S ERVAÇ Õ E S
%
MÉD I A S
A-B C-B F-G H-G
ETC
PROF. VALMIR MELO DA SILVA - VERSÃO ATUALIZADA EM DEZEMBRO / /2 2008
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DISCIPLINA: Sistemas Ur banos de Ág ua e Esgotos
12.3.2
Método de Hardy-Cross
O método de Hardy±Cross é, seguramente, um dos mais clássicos e tradicionais para o dimensionamento dos grandes anéis de um sistema de distribuição de água. Considere-se a Ilustração 62, abaixo, na qual estão representados seis setores de um sistema de distribuição de água. O modelo proposto é concebido presumindo-se que em determinados pontos da rede (nós), as vazões sejam concen concentradas tradas para atendim atendimento ento de setores cujas áreas foram previam previamente ente delimitadas. Equivale a dizer, para efeito de projeto, que a distribuição de água em marcha pode ser substituída por tomadas localizadas em pontos fictícios isolados, adequadamente situados ao longo da canalização. Assim, na ilustração, QA é a vazão para atender o Setor A, Q B a vazão para atender o setor B, e assim por diante.
Setor A QB
QA
Setor E
Setor B
QE
R
I
II
Setor D QD
Setor C
QC
Setor F
QF
Convenções Anéis principais
Limites de setores
Redes secundárias
Ilustração 63 ± Esquema hidráulico para aplicação do método hardy-Cross O método em questão tem como propósito a determinação das vazões, diâmetros e pressões ao longo dos anéis dos anéis (I) e (II), respectivamente, R- A- B-C - D- A e B- E - F -C - B, de forma a obterse o melhor arranjo e equilíbrio da distribuição de água. PROF. VALMIR MELO DA SILVA - VERSÃO ATUALIZADA EM DEZEMBRO / /2 2008
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115
As vazões para atender os setores são prontamente determinadas, uma vez que sejam conhecidos os parâmetros de projeto, as densidades populacionais e as áreas de abrangência de cada setor. As vazões nos trechos dos anéis podem ser determi determinadas nadas de acordo com os fu fundam ndamentos entos do método, a seguir expostos. 12.3.2.11 Fundamentos hidráuli 12.3.2. hidráulicos cos do método Basicamente são dois os principais fundamentos para o cálculo da vazão e balanceamento das pressões em cada um dos trechos dos anéis. 1º) Em cada nó qualquer da rede, a soma algébrica das vazões é nula, considerando-se (+) as vazões afluentes e ( (), as efluentes em relação ao nó. Portanto, no nó A´ da Ilustração 62, tem-se: §Q = QR A QA QAB - QAD = 0
Onde: QA = vazão para atendimento do setor A, Q RA, QAB e QAD são as vazões de distribuição ao longo dos anéis 2º) Em cada circuito fechado (ou anel) qualquer da rede, a soma algébrica das perdas de carga é nula, considerando-se (+) as perdas de carga coincidentes e ( ( ), as contrárias a um pré-fixado sentido de caminhamento do anel. Observe-se que o sentido de caminhamento no anel está representado por uma seta curva. Se designarmos no Anel I da Ilustração 62, por hfAB, hfBC, hfCD e hfDA, as perdas respectivas, respectiv as, podemos escrever: §h = hfAB + hfBC hfCD hfDA = 0
Por tabel t abela, a, no Anel II, tem-se: §h = hfBE + hfEF ± hfEC hfBC = 0
Resumindo, Resumi ndo, os fun fundame damentos ntos do método são: §Q = 0 em cada nó da rede;
§hf = 0 em cada circuito fechado da rede.
12.3.2.2 Fundam Fundamentos entos m matemáticos atemáticos do m método étodo de Hardy-Cross. As perdas de carga num conduto podem ser expressas pela fórmula:
h = rQn
(123)
Para a fórmula de Hazen-Williams, tem-se:
h f ! J. L !
1 L v v Q1,85 1 85 4 ,8 7 , (0, 2788. C) D
onde: SISTEMAS URBANOS DE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
116
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r!
1 L v ( 0, 2788. C)1,85 D 4,87
n ! 1,85 Portanto,
h = r.Qn A expressão acima representa a perda de carga em um trecho qualquer da rede. De acordo com essa defin definição, ição, pode-se escrever: §h = §r.Qn
Sendo §h o somatório das perdas de carga num circui circuito to qualquer. Para balancear devidamente o sistema, deve-se ter: §h = §r.Qn = 0 Na verdade, na maioria das vezes, n
§h = §r.Q { 0
Então, o que o método de Hardy-Cross busca como solução é um valor para (Q, de tal modo que: §h = §r.(Q + (Q)n = 0
A solução para este problema é encontrada desenvolvendo-se o Binômio de Newton, de maneira que: r Q n
! r (Q (Q) ! r (Q nQ
n 1
n
n
o
o
o
(Q
n( n 1)
2!
Q0
n 2
(Q 2 ... (Q ) ! 0 n
Como as parcelas de (Q com expoentes igual ou superior a 2 são insignificantes, as mesmas podem ser desprezadas no desenvolvimento acima, restando então,.
§r.(Qo + (Q)n = §r.(Qon + nQon-1(Q) = 0 n
n
r. Q o § r. Q o (Q ! § ! n § r. Q o n 1 Qo n n § r.
@
(Q = -
Q
§h h n§ Q
o
Adotando-se a fórmula de Hazen-Williams, tem-se: (Q !
§h h 1,85§ Q
(124)
o
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117
12.3.2.3 Roteiro de cálculo de redes pelo método de Hardy-Cross O cálculo de redes de abastecime abastecimento nto de água (anéis princi principais) pais) por este método pode ser feito observando-se os seguintes passos seqüenciais: a) De posse do arranjo geral do sistema de distribuição de água em estudo, delimitam-se os setores ou o u distritos de ddistrib istribuição, uição, calcul calculando-se, ando-se, de acordo com os elem elementos entos e parâm parâmetros etros de projeto selecionados, seleci onados, os div diversos ersos consumos que devem ser previ previstos stos pa para ra cada set setor; or; b) Definem-se os diversos anéis de distribuição, numerando-os e dando-lhes um sentido de percurso (horário ou o u anti-horário) e concomitantem concomitantemente, ente, pré-fixan pré-fixando do o sentido de escoamento; c) Como a solução de problemas de redes malhadas apresenta maior número de incógnitas do que de equações, as questões desta natureza podem admitir várias soluções. A indeterminação da questão é resolvida com uma abstração, ou seja, escolhe-se, para cada anel do sistema, um ponto, chamado ponto morto. Isto é feito, atribuindo-se valores prévios para as vazões que afluem ao nó escolhido e aplicando-se o 1º dos fundamentos vistos no item 12.3.2.1. Note que as vazões que saem do nó, aquelas destinadas ao abastecimento de um setor são previamente conhecidas. c) Calculam-se Calculam-se tod todas as as vazões ddee distribui distribuição ção dos trechos; d) De acordo com o sentido estabelecido para o circuito hidráulico definem-se as vazões positivas e negativas; e) Selecionam-se, com a ajuda da Tabela 34, os diâmetros de cada trecho de anel. Os diâmetros comerciais também podem ser obtidos a partir da equação a seguir, obtida pela tendência dos valores da referida tabela, arredondando-se os valores encontrados para múltiplos de 50 ou 100mm,. D = 49,31xQ 0,41 (Q em l/s e D em mm), e) Calculam-se Calculam-se as perdas de carga de cada trecho acordo com as recomen recomendações dações anteriores; f) Calcula-se a perda de carga total em cada circuito empregando-se fórmula §hf = §r.Qn Caso, §h = 0, as vazões correspondem às definitivas.
Se, no entanto, §h { 0, haverá necessidade de se balancear as vazões aplicando-se a metodologia
recomendada. g) Calculam-se, Calculam-se, port portanto, anto, (Q = -
§h h n§ Q o
ou
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(Q !
§h
118
,
h 1,85§ Qo
no caso de se usar a fórmula de Hazen-Williams g) Calculam-se 1,85h/Qo para cada trecho, para a seguir, calcul calcular ar seu § e (Q. h) Repete-se o processo até que (Q se enquadre nos valores recomendados para balanceamento ou até que seja desprezível. Pelas Normas Brasileiras, um sistema é considerado balanceado quando: ® , m. c.a § h e 10 ¯ Q e ( 1 , 0 l / s ° A metodologia de cálculo de redes pelo método Hardy-Cross pode ser auxiliada com emprego de uma planilha, conforme sugerido na Tabela 33.
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DADOS DE PROJETO População (hab) Per capita (l/hab.dia) Coeficiente: k 1 Coeficiente k 2
PLANILHA DE CALCULO DE REDE DE DISTRIBUIÇÃO DE ÁGUA Método de Hardy Har dy-Cross -Cross
FOLHA
LOCALIDADE:
DATA:
PROJETIST A:
Observações:
Dens. hab. (hab/ha)
CIRCUITO/ TRECHO
COMP.
VAZÕES
(m)
(l/s)
DIÂM.REQ. DIÂM.EQUIV
(mm)
hf o
(mm)
1,85hf o Qo
(m)
Qo
Q1
hf 1
(l/s)
(l/s)
(m)
1,85hf 1 Q1
Q
Q2
hf2
(l/s)
(l/s)
(m)
1,85hf2 Q2
Q
Q3
hf3
(l/s)
(l/s)
(m)
I
II
Tabela 33 ± Modelo de planilha de cálculo para redes de distribuição de água ± mé método de Hardy-Cross
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NO.
Tabela 34 ± Tabela de velocid ades e vazões máximas nas redes de distribuição de água em f u un nção do diâmetro. DIÂMETROS
VELOCIDADES
VAZÕES MÁXIMAS
DIÂMETROS
MÁXIMAS (mm)
(m/s)
(l/s)
50 75 100 150 200 250 300 350 400
0,60 0,70 0,75 0,80 0,90 1,00 1,05 1,10 1,20
1,2 3,1 5,9 14,2 28,3 49,1 74,3 105,9 150,8
VELOCIDADES
MÁXIMAS
VAZÕES MÁXIMAS
(mm)
(m/s)
(l/s)
450 500 600 700 800 900 1000 1100 1200
1,30 1,40 1,50 1,70 1,80 2,00 2,10 2,30 2,40
206,8 274,9 424,2 654,3 904,8 1272,4 1649,4 2185,8 2714,4
O cálculo das velocidades e vazões máximas, na ausência da tabela acima pode ser feito adotando-se a seguinte regra prática: vmáx. = 0,6 +1,5D (125) Sendo, D = Diâmetro da canalização em metros. Pode-se ainda limitar as velocidades ao critério da perda de carga unitária, conforme recomendado pela ABNT, ou seja Jmáx. = 8 m/km. 12.4
MATERIAL DOS TUBOS EMPREGADOS NAS REDES E ADUTORAS
Na atualidade, os materiais mais empregados nas redes de distribuição de água são os fabricados à base de PVC, PVC-RF (PVC revestidos ou reforçados com fibra de vidro), polietileno de alta densidade (PEAD) e os tubos de ferro fundido ou ferro fundido dúctil. Os tubos de d e PVC são de duas categorias: os de PVC PBA e PVC com diâme diâmetros tros equiv equivalen alentes tes aos de ferro fundido, também chamados de PVC DE FºFº. Os tubos PVC PBA, são encontrados nos diâmetros de 50 (60), 75 (85), 100 (110) mm, classes de pressão 12, 15 e 20, que correspondem a pressões de serviço de 60, 75 e 100 mca. Tais canalizações podem ser encontradas com dois tipos de juntas: as normais ou intertravadas. O valor entre parênteses corresponde ao diâm diâmetro etro externo da canali canalização. zação. Os tubos de PVC DE FºFº, para pressões de serviço de 1MPa são encontrados nos diâmetros comerciais de 100, 150, 200, 250, 300, 400 e 500mm. Os tubos de ferro fundido, ponta e bolsa, são de duas séries: K7 e K9. São encontrados nos diâmetros comerciais que variam de 100 a 1200mm. Na Tabela 35 estão resumidos os dados principais das canalizações de de ferro fundido, devendo-se quedePSA, corresponde à pressão de serviço admissível; PMS, à pressão serviço máxima e PTA, à notar pressão teste admissível. PROF. VALMIR MELO DA SILVA - VERSÃO ATUALIZADA EM DEZEMBRO / /2 2008
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121
Tabela 35- Diâmetros comerciais e pressões em tubos ferro fundido, ponta e bolsa, série K7 e K9
Fonte: Catálogo Bárbara.
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122
13.
NOÇÕES SOBRE TR ATAMENTO DE ÁGUA
O processo de tratamento de água compreende um conjunto de etapas que tem por finalidade reduzir as impurezas prejudiciais e nocivas ou corrigir impropriedades que tornam a água inadequada para uso doméstico ou consumo humano, tais como bactérias patogênicas, turbidez, cor, odor, sabor, corrosividade, ferro, manganês e sais minerais. O tratamento específico para a eliminação das bactérias patogênicas é a desinfecção. Processos outros, de ação mais ampla, tais como a filtração lenta e a filtração rápida, apresentam também grande eficiência na remoção desses microorganismos. A melhoria da qualidade da água, em síntese visa o seguinte: i) Quanto aos aspectos sanitários: remover de bactérias, protozoários e outros organismos, substâncias substânci as venenosas e teor excessi excessivo vo de compostos orgâ orgâni nicos; cos; ii) Quanto Quanto ao aspecto estético : tornar a água cristali cristalina; na; iii iii)) Quanto ao aspecto econômico: reduzir corrosivi corrosividade, dade, dureza, ferro, etc. et c. 13.1
PROCESSOS
O esquema mostrado na Ilustração 63 resume as etapas principais dos processos de tratamento água de superfície.
Ilustração 64 ± Principais Principais etapas do processo de trata tratamen mento to d´águ d´água. a. http://www.ocaminho caminhodaagua.hpg.ig.c daagua.hpg.ig.com.br/filtr.html om.br/filtr.html.. Acesso em 16.01.06 Fonte: disponível em: http://www.o
Dependendo da qualidade e características físico-químicas e bacteriológicas, o tratamento de uma água pode exigir as seguintes etapas: Aeração; Mistura de reagentes coagulantes e floculadores; Coagulação e floculação; Sedimentação Sedim entação ou decantação; SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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123
Flotação; Filtração: Filtração: lenta - rápida; Correção de acidez e ação corrosiva co rrosiva;; Desinfecção; Redução dos índices índices de sabor e odor odor;; Correção de dureza. Os processos acima indicados raramente aparecem isolados. A qualidade e características da água natural é muitas vezes, preponderante na definição da técnica de tratamento a ser utilizada, sendo a desinfecção o item obrigatório e indispensável. A seguir são apresentados alguns comentários comentários sobre cada uma das fases do tratamento de água.
13.1.1
Aeração
A aeração consiste em forçar a troca de gases e substâncias voláteis entre a água e o ar, de maneira man eira a se obter um equi equilíb líbrio rio satisfatório para teo teores res dessas impurez impurezas. as. A aeração destina-se destina-se,, port portanto, anto, a proporcionar íntimo contato do ar com a água, a fim de que nesta seja efetivada a dissolução ou o desprendimento de gases, principalmente o CO 2 ,H2S, ferro, manganês ou a oxidação de compostos inconvenientes. O íntimo contato é obtido tanto com o aumento da superfície de contato da água, como da velocidade de permuta das moléculas presentes nessa superfície. A aeração é tanto mais acentuada quanto mais o teor das substâncias voláteis contidas na água se distanciarem, para mais ou para menos do ponto de saturação. É, por outro lado, mais eficiente quanto maior o tempo de exposição, maior a superfície de exposição e maior a agitação da água. A aeração é feita por meio de aeradores que podem ser: - De repuxo - á água e lança lançada da ao ar, sob pressão, em jatos. - De gravidade, ou aeradores de bandeja - exposição da água ao ar atmosférico - De ar difuso - ventilação forçada Os aeradores de gravidade podem ser em plano inclinado, escadas, cascata ou tabuleiros perfurados. Os aeradores de bandeja são especialmente indicados na remoção de compostos de ferro e/ou manganês, casos em que se têm mostrado bastante eficazes.
13.1.2
Mistura de reagentes coagulantes e f locul loculadores;
Os produtos químicos coagulantes, adiante mencionados, podem ser aplicados ou lançados na água, na entrada das estações de tratamento de água (Calhas Parshall) ou nas câmaras de mistura, e devem ser rapidamente dispersos em toda a massa líquida, de modo a garantirem uma distribuição uniforme e homogênea homogên ea dos mesmos, antes que oco ocorra rra a reação dos coagulantes.
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124
Ilustração 65 - Foto da Calha Parshall Parshall,, ETA de Extremoz, Zona Norte, Natal ± RN, mostrando o ponto de aplicação de reagentes químicos. Existem diversos tipos de misturadores e agitadores, podendo ser empregados misturadores rápidos de eixo vertical acionados por motor elétrico e com rotor constituído por um disco dotado de palhetas verticais. Na Ilustração 65 é mostrada uma unidade de floculação e mistura com o emprego agitadores de eixo vertical.
Ilustração 66 ± Esquema de uma unidade de floculação http://www.ocaminho caminhodaagua.hpg.ig.c daagua.hpg.ig.com.br/filtr.html om.br/filtr.html.. Acesso em 16.01.06 Fonte: disponível em: http://www.o
A adição de reagentes químicos adequados e apropriados às características da água se faz necessária para que as substâncias coloidais, os plânctons, as bactérias e os sais dissolvidos possam ser removidos eficientemente pela decantação, de modo que as referidas partículas se agreguem formando suspensões gelatinosas e floculantes. Vários são os produtos utili utilizados, zados, entre ooss quais, são mais usados: - compostos à base de alumínio, (sulfato de alumínio, policloreto de alumínio, etc.) - compostos de ferro (cloreto férri férrico co e sulfato férrico), - álcalis - cal virgem ou hidratada SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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- barrilha (carbonato de sódio) O sulfato de alumínio, quando aplicado a água, desencadeia uma série de reações, dentre as quais, provavelmente as seguintes: Al2(SO4)3.18H2O + 3Ca(HCO3)2 p 3CaSO4 + Al(OH)3q +6CO2 Existem ainda outros produtos auxiliares de coagulação. Além da cal e do carbonato de sódio, algumas substâncias são utilizadas para auxiliar a coagulação, tornado-a mais eficiente e econômica, como por exemplo: - Carvão ativado - tem grande poder de adsorção, atuando na remoção de gosto e odor. - Bentonita - pode ser misturado ao sulfato de alumínio para melhorar a coagulação. Atua também na remoção de gosto e oodor. dor. - Aluminato de sódio - é indicado para auxiliar a coagulação, juntamente com o sulfato de alumínio, para águas à baixa temperatura. - Ácido sulfúrico - é utilizado como auxiliar de coagulação em águas de cor e pH muito elevados. - Sílica ativada - devido a sua elevada carga negativa, promove a formação de flocos maiores, mais densos e mais resistentes, aumentando a eficiência da coagulação. - Polieletrólitos - tanto os naturais, como os artificiais são quase exclusivamente compostos de nitrogênio com pesos moleculares variando de 15.000 a vários milhões. Possibilita a redução da dosagem do coagulante principal e o aumento da densidade do floco, resultando em grande economia e eficiência do processo.
13.1.3
Coagulação e f locul loculação
A sedimentação simples não tem condições de remover a cor da água, porque a cor é causada principalmente por substâncias dissolvidas ou em estado coloidal. A coagulação, que se dá em conseqüência da adição de substâncias químicas à água, possibilita que impurezas encontradas em suspensões finas, em estado coloidal e algumas mesmo em solução, sejam aglutinadas em partículas removíveis por sedimentação e filtração. O processo completa-se em 3 etapas, através da câmara de mistura rápida, da câmara de floculação floculação e do decantador. Na câmara de floculação, o escoamento se processa de modo a permitir a formação dos flocos, partículas insolúveis gelatinosas, resultantes da reação do coagulante com outras substâncias existentes na água ou a ela adicionadas. Na câmara de floculação processa-se a neutralização das cargas elétricas das partículas coloidais para possibilitar sua aglomeração em flocos e sua agregação. Os flocos tão logo se formam vão aumentando de tamanho em decorrência da adsorção de partículas dissolvidas ou em estado coloidal, possuidoras de carga elétrica contrária, quando então se apresentam do tamanho de uma cabeça de alfinete.
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Na câmara de floculação, a velocidade da água, embora menor que na câmara de mistura rápida, ainda é grande para impedir a deposição dos flocos. Nos decantadores, onde a velocidade da água já é bem menor, os flocos descem sob a ação da gravidade, gravi dade, atraindo e arrastando as partícula partículass que vão encontrando até at ating ingirem irem o fundo do decantador. A seguir é apresentado uma tabela com o resumo dos principais coagulantes ou floculantes e suas respectivas funções.
Tabela 36 ± Principais coagulantes ou f locul loculantes R I NC I P A IS F F UNÇ UNÇ Õ E S
COAGULANTE OU F LOCULANTE Al2SO4 ± Sulfato de aluminio PAC ± Policloreto de alumínio FeCl3 ± Cloreto Férrico FeSO4 ± Sulf Ato f erroso erroso
P
Cátions polivalentes (Al3+, Fe3+ , Fe2+) neutralizam as cargas elétricas das partículas suspensas e os hidróxidos metálicos (Ex. Al2(OH)3, ao adsorverem os particulados, geram uma floculação parcial;
Ca(OH)2 ± Hidróxido de cálcio Usualmente utilizado como agente controlador do pH. Porém, os íons cálcio atuam também como agentes de neutralização das cargas elétricas superficiais, funcionando como um coagulante inorgânico; a ã Geração de pontes´ entre partículas já coaguladas e a cadeia do polímero, gerando Polímeros niônicos e n o iônicos flocos de maior diâmetro;
Polímeros catiônicos
incremento Neutralização cargasdos elétricas que formação envolvem de os pontes); sólidos suspensos do das tamanho flocos superficiais formados (via usualmentee utilizados no tratamento de lamas orgânicas; Polications São polieletrólitos catiônicos de baixo peso molecular, os quais possuem como função principal a neutralização das cargas elétricas superficiais e aumento do tamanho dos flocos. Utilizados em substituição aos floculantes inorgânicos convencionais. Fonte: Disponí vel em: www.kurita.com.br/modules. php?name=download&f=visit&lid=3. Acesso em 16/01/2006.
13.1.4
Sedimentação ou Decantação É o processo pelo qual se verifica a deposição de materiais em suspensão pela ação da gravidade.
A sedimentação simples é o fenômeno pelo qual as partículas em suspensão na água, que lhe conferem turbidez, tendem a se precipitar sob a ação da gravidade. Quando é necessário adicionar produtos químicos a água, tem-se o caso mais complexo, necessário para facilitar a sedimentação, aumentando o tamanhoo ddas tamanh as partículas através da coagulação. A decantação é feita por meio de decantadores, que na verdade são grandes tanques, nos quais a água passa, à reduzida velocidade, necessária para que se processe a sedimentação. Existem dois processos de sedimentação: Processo contínuo: pelo qual se consegue que a velocidade de escoamento se torne bem pequena, fazendo a água passar por reservatórios de dimensões consideráveis, denominados bacias de sedimentação; Processo intermitente: segundo o qual tanques são enchidos e esvaziados intermitentemente, permitindo que a água se tranqüilize durante uma fase do processo.
A decantação se dá em reservatórios de forma especial onde é favorecida a deposição dos flocos formados form ados durante o processo de coagulação/f coagulação/flocul loculação. ação. SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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Os decantadores podem ser ret retangul angulares ares ou circul circulares, ares, de fun fundo do horizontal, incl inclinad inado, o, e com poço de lodo. A remoção de lodo pode ser feita manualmente, por processo hidráulico ou mecanicamente. Apenas como indicação, mencionamos que um decantador convencional para clarificação de água tem uma vazão de 20 a 35 m3/dia por metro quadrado de área plana horizontal do decantador. Especificamente: - para água coloridas, vazão de 15 a 30 m3/dia por metro quadrado. - para água turvas, a vazão de 25 a 35 m3/dia por metro quadrado. Nas Ilustrações 66 e 67 estão esquem esquematizados atizados dois tipos de decantadores: horizontal e vertical.
Ilustração 67 ± Decantador horizontal Fonte: disponível em: http://www.ocaminho http://www.ocaminhodaagua.hpg.ig.c daagua.hpg.ig.com.br/filtr.html om.br/filtr.html.. Acesso em 16.01.06
Ilustração 68 ± Decantador vertical vert ical SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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Fonte: disponível em: http://www.o http://www.ocaminho caminhodaagua.hpg.ig.c daagua.hpg.ig.com.br/filtr.html om.br/filtr.html.. Acesso em 16.01.06
Na ilustração 67 é possível visualizar o que ocorre quando se adiciona o coagulante. O primeiro frasco apresenta amostra "in natura". No segundo frasco já ocorreram os processos de coagulação e floculação floculação e oobservabserva-se se o início início da decantação. No último frasco nota-se o final do processo de decantação.
Ilustração 69 ± Processo de floculação floculação e decantação em Jarr Teste Fonte: Disponí vel em:
www.kurita.com.br/modules. php?name=download&f=visit&lid=3. Acesso em
16/01/2006.
13.1.5
Flotação
Processo de elevação de partículas existentes na água, por meio de aeração, insuflação, produtos químicos, eletrólise, calor ou decomposição bacteriana, e respectiva remoção. Observe-se que a flotação é um processo alternativo à sedimentação sedimentação ou decantação.
13.1.6
Filtração
Consiste em fazer a água passar através de um meio poroso, capaz de reter ou remover algumas de suas impurezas. A técnica de filtração tem evoluído constantemente, com o objetivo de aumentar a eficiência quantitativa e qualitativa dos filtros, através de modificações da sua constituição e operação, de modo a reduzir custos e otimizar processos. Os principais meios porosos empregados na filtração de água potável são a areia, o antracito, o carvão e areia em camadas camadas superpostas, o carvão, aareia reia e granada em cam camadas adas superpostas e a diatomácea. Os filtros podem ser: - rápidos: taxas de filtração > 120m3/m2.dia. - lentos:
taxas de filtração filtração § 7m3/m2.dia.
13.1.6.1 Filtração Filtração lenta O processo de tratamento por filtração lenta é muito pouco usado, exceto para pequenas demandas, uma vez que sendo as taxas de filtração muito baixas, seu emprego para grandes vazões demandaria grandes áreas de filtração. Em geral filtrosoudeconcreto areia ouarmado de outros porosos, ficando contidos dentro de uma caixa, geralmente de são alvenaria e demateriais base retangular. SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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13.1.6.2 Filtração Filtração rápida Os processos de filtração mais comumente empregados são os de filtração rápida com suas diversas modalidades. A filtração rápida convencional consiste na passagem da água através de um material poroso, com velocidade bem superior à da filtração lenta . Nos filtros rápidos convencionais, a taxa de filtração é da ordem de 120 m3/m2.dia, distanciandose de média de 4 m3/m2.dia adotada na filtração lenta.
Ilustração 70 ± Seção típica de um filtro de areia . Fonte: de Sistemas de Água e Esgotos. Mark J. Hamm Hammer, er, 1979. Nesses filtros convencionais, que utilizam a areia como meio, a filtração se processa de cima para baixo, pela ação da gravidade. Atualmente, graças ao emprego de outros materiais porosos, associados à areia, como o carvão antracitoso, e empregando-se a filtração de baixo para cima, é possível obter taxas de filtração bastante elevadas, da ordem de 600 m3/m2.dia. A filtração rápida por si só, é incapaz de remover a cor da água, sendo por isso mesm mesmo, o, ut utili ilizada zada para complem complementar entar o processo de coagulação-sedi coagulação-sedimen mentação. tação. Na filtração rápida convencional utiliza-se uma camada de areia com espessura de 60 a 75 cm, tamanho efetivo de 0,45 a 0,55 mm e coeficiente de uniformidade de 1,3 a 1,7, situada sobre uma camada de pedregulho com cerca de 38 a 60 cm de espessura, ficando o conjunto dentro de uma caixa, geralmente de concreto armado e de base retangular. A altura da lâmina líquida sobre a camada de areia deve ser da ordem de 75 cm, conforme Ilustração 70. Na Ilustração 65 pode-se observar a disposição das camadas dos materiais em maquete de filtros.
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Ilustração 71 ± Maquete de arranjo de dupla filtração com filtros de fluxo ascendente. Foto de exposição no 11º. Silubesa, em Natal-RN. A filtração rápida também pode se da com o emprego da filtração sob pressão, que diferem dos filtros rápidos convencionais, por se constituírem em unidades metálicas de forma cilíndrica, hermeticamente fechadas, dentro das quais a água se desloca de cima para baixo sob pressão.
Ilustração 72 - Esquema de filtro rápido de gravidade. Fonte: disponível em: http://www.o http://www.ocaminho caminhodaagua.hpg.ig.c daagua.hpg.ig.com.br/filtr.html om.br/filtr.html.. Acesso em 16.01.06
A grande vantagem da filtração sob pressão é a de, em certos casos, permitir o funcionamento totalmente por gravidade do sistema de água ou de evitar instalações de duplo recalque. Requerem por outro lado, menor espaço de instalação, sendo preferidos nas instalações industriais.
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A filtração sob pressão pode dar-se de baixo para cima, por isso, chamada de filtração ascendente. A filtração ascendente em leito de areia tem como objetivo tornar mais econômico o tratamento da água pela filtração rápida. Estudos mais recentes possibilitaram a melhoria do processo de filtração ascendente, sendo esta técnica, atualmente mais preferida, em que pese a necessidade de duplo bombeamento nas unidades de tratamento. água.
São conseguidas maiores taxa de filtração e maior eficiência na remoção da cor e da turbidez da A filtração se dá no sentido dos grãos mais grossos para os mais finos das camadas filtrantes.
Ilustração 73 ± Maquete de filtro de fluxo ascendente fabricado em fiberglass. Foto de exposição no 11º. Silubesa, em Natal - RN. 13.1.7
Correção de acidez e da ação corrosiva
Compreende o processo de adição de produtos básicos que, diluídos na água permitem a redução do seu pH. Para correção de pH os produtos mai maiss empregados são cal ou Ca(OH)2 e a barrilh barrilha. a.
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Águas ricas em gás carbônico necessitam de aeração para volatilização do CO2 que é bastante corrosivo. Na Ilustração 73 tem-se um esquema esquema do processo de correção de acidez em tanque de contato.
Ilustração 74 ± Correção de acidez da água. http://www.ocaminho caminhodaagua.hpg.ig.c daagua.hpg.ig.com.br/filtr.html om.br/filtr.html.. Acesso em 16.01.06 Fonte: disponível em: http://www.o
13.1.8
Desinf eeccção
A água bruta, captada de mananciais ou poços, pode conter organismos nocivos à saúde, que devem ser exterminados. Dentre esses organismos são particularmente temíveis: - Bactérias entéricas vegetativas, que provocam a febre tifóide, as febres paratíficas, a desinteria e a cólera. - Protozo Protozoários, ários, notadamente a Entamoeba histolytica, histolytica, causadora da desin desinteria teria amebi amebiana; ana; - Vermes, Ve rmes, tais como as cercária cercáriass de esqui esquistossomas; stossomas; - Vírus, como o que causa a hepatite infecciosa; - Bactérias Bacté rias que formam esporos, como Anthrax. A desinfecção consiste na destruição dos organismos acima citados. O agente que se coloca na água pode ser classificado como: - Esteril Est erilizante: izante: quan quando do destró destróii compl completamen etamente te ttodos odos os organism organismos, os, pato patogêni gênicos cos ou não; - Desin De sinfetante fetante - quando destrói germes patogênicos; - Bactericida - quando causa destruição das bactérias mas não de todas to das as categorias; - Cisticida - quando destrói cistos de vermes. SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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13.1.8.11 Principais Desinfetantes 13.1.8. Existe uma gama diversificada de produtos e processos de desinfecção de água para consumo humano. Os mais conhecidos são os seguintes: a) Cloro e produtos co combi mbinados: nados: Entre os desinfetantes de maior aplicação prática encontram-se os combinados de cloro: O cloro pode ser utili utilizado zado tanto para extermina exterminarr germes patogênicos como para preven prevenir ir eventual contaminação da água em pontos vulneráveis do sistema de suprimento. O cloro gasoso é bastante tóxico, porém aplicado na água em doses reduzidas para funcionar como desinfetante, as quais variam de 1 a 3 mg/l, para possibilitar residuais finais inferiores a 0,5 mg/l, não oferece nenhum risco para o ser humano. O cloro, sendo um agente oxidante, queima os organismos, oxidando os sistemas proteina-enzima e, pela paralisação do metabolismo da glucose, determina a morte do organismo. O poder desinfetante do cloro cresce com o tempo de contato do cloro com a água e decresce com a temperatura, já que o cloro é bastante volátil. Entre os fatores que afetam a cloração, destaca-se a concentração do íon hidrogênio. Quanto menor o pH da água, mais acentuado é o poder desinfetante do cloro. Substâncias orgânicas presentes na água e elevada turbidez reduzem a eficiência da desinfecção. Para explicar a influência do pH da água na eficiência da cloração, admite-se que o ácido hipocloroso hip ocloroso (HOCl ) seja o verdadeiro agente desinfetante, apresentando-se menos ionizado a pH mais baixo e, portanto, mais atuante. A reação do cloro com a água se passa mais ou menos como traduzido na equação química abaixo: Cl2 + H2 O p HCl + HOCl m H+ + OCl - A cloração pode ser feita antes e após a filtração da água. No primeiro caso denomina-se précloração. A pós-cloração é feita depois da saída dos filtros. filtros. O cloro pode pod e ser encontrado de diversas fformas, ormas, sendo os mais empre empregados: gados: i) Hipoclorito de cálcio - Ca(O.Cl) 2 . Com concentrações que podem atingir até 60%. É aplicado diluído em água, com um aparelho chamado hipoclorador. ii) Cloreto Cloreto de Cálci Cálcioo oouu cal clorada - CaCl2, com concentrações que podem po dem chega chegarr a 25%. iii iii)) Hipoclorito de sódio ± NaClO, com concentrações concentrações da ordem de 10%. iv) Cloro Cloro puro ± Cl2, líquido, é encontrado em botijões, de 50 e 900 kg. v) Dióxido de cloro ± ClO2. É um desinfetante que pode ser armazenado ou transportado em formaa concentrada de gás oouu como solução aquosa, devendo ser produzido somente o que for consumi form consumido do e no local onde é aplicado. Pode ser obtido utilizando-se o clorito de sódio com reagentes, tipo cloro dissolvido, ácido clorídrico, cloro gasoso, ácidos orgânicos e reações eletroquímicas.
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Em grandes instalações, é generalizado o uso de cloro gasoso, fornecido em estado líquido, sob pressão, em grandes g randes botijões. 13.1.8.22 Dimensi 13.1.8. Dimensionamento onamento e cálculo da demanda de cloro O cálculo da demanda de cloro para desinfetar água depende da dosagem a ser aplicada e esta, por sua vez, depende da qualidade da água. A aplicação, em geral, é feita na corrente líquida ou em tanques de contato. Pode-se aplicar a seguinte seguinte equação prática para cálcul cálculoo do produto: P !
V . D
%C l l .(1 I )
(126)
Sendo: P = Quantidade do produto a ser utiliz utilizado; ado; V = volume de água a ser desinfetado; D = dosagem a ser aplicada em mg/l %Cl = percentual de cloro livre presente presente no pproduto roduto a ser usado; I = impurezas do produto em %. Uma vez calculada a quantidade do produto, pode-se dimensionar a unidade de desinfecção, ou seja o kit de preparação, armaz armazenamen enamento to e aplic aplicação ação da so solução, lução, constando de tanques, dosadores e bombas dosadoras. O dimensionamento dos tanques de preparo da solução desinfetante depende da razão de diluição do produto em relação à água. A capacidade das bombas dosadoras e dos dosadores é feita em função dos volumes a serem desinfetados ou da vazão do sistema. b) Outros Entre outros out ros agentes desinf desinfetantes etantes são encon encontrados: trados: i) O ozona - (O3), que é um poderoso agente oxidan oxidante; te; ii) A luz ultravioleta, ultravioleta, de eficaz eficaz ação sobre os esporos; iii) A cal, que possui ação bactericida; iv) A prata, destruin dest ruindo do bactérias; v) Vibrações supersônicas, usadas na desinfecção do leite.
13.1.9
Remoção de sabor e odor
O odor e sabor causados por algas poder ser evitados desde que elas sejam controladas pelo sulfato sulf ato de cobre. SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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As dosagens de sulfato de cobre devem variar de acordo com o tipo de alga, nunca atingindo o limite capaz de provocar a morte de peixes. O carvão ativado, com grande poder de absorção é também bastante empregado para remover odores e sabores da água, salvo sabores provocados por sais minerais. As dosagens de carvão variam de 1 a 10 mg/l.
13.1.10 Remoção de dureza da água A dureza é proveniente dos carbonatos e magnésio presentes na água. A água sendo um solvente universal, e a depender do seu pH, uma vez em contato com rochas minerais que contenham cálcio e magnésio, tem capacidade de remover estes íons que ficam dissolvidos na água. A presença na água de carbonatos e sulfatos de cálcio e magnésio dissolvidos impedem a formação da espuma de sabão. A principal causa da água dura é o hidrogeno carbonato de cálcio dissolvido. Os principais processos para a remoção da dureza são o da cal-soda, dos zeólitos e da eletrodiálise. Processo da cal-soda, consiste no emprego da cal (hidróxido de cálcio) e da soda (carbonato de sódio), compostos que adicionados à água para reagir com sais causadores da dureza, resultando precipitados de carbonato de cálcio e magnésio e de hidróxido de magnésio, que se sedimentam no tanque de reação.
13.2
OUTROS PROCESSOS
Existem outros processos específicos de purificação e melhoria da qualidade da água, entre os quais se destacam: i) Dessalinização Trata-se do processo de remoção de sais presente na água através de diferentes tecnologias, tecnologias, como por exemplo: - Destilação artificial - é um processo bastante caro devido à grande perda de energia calorífica, refugada com a água de refrigeração; - Destilação solar - requer ampla área de terreno, diretamente proporcional à quantidade de água doce produzida. - Eletrodiálise - requer energia elétrica e o emprego de membranas especiais, aniônicas ou catiônicas. - Atualmente, com o emprego de uma membrana especial, o processo de osmose reversa vem ganhando largo emprego no Brasil. ii) Fluoretação Trata-se do processo de fluoretação das águas com o objetivo de prevenir a cárie dentária, principalmente em crianças. A eficiência das águas fluoradas ocorre quando presente no teor aproximado de 1 mg/l.
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Os compostos de flúor que têm aplicação prática no tratamento da água, além do flúor silicato de sódio, são os fluoretos de sódio, o ácido hidrofluo-silicico e o ácido fluorídrico.
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137
14.
NORMAS PAR A ELABOR AÇÃ AÇÃO DE ESTUDOS E PROJETOS DE SAA. Tabela 37 ± Relação das normas brasileiras para projetos de sistemas de abastecimento de água NORMA N O. /ANO 08220/83 12215/91 12211/92 12213/92 12214/92 12216/92 12586/92 12217/94 12218/94
TÍTULO Reservatório de poliéster reforçado com fibra de vidro para água potável para abastecimento de comunidades de pequeno por Projeto de adutora de água para abastecimento público Estudos de concepção de sistemas públicos de abastecimento de água Projeto de captação de água de superfície para abastecimento público Projeto de sistema de bombe bombeamento amento de água para abastecimento público Projeto de estação de tratamento trat amento de água para abastecimento público Cadastro de sistema de abastecimento de água Projeto de reservatório de distribuição de água para abastecimento público Projeto de rede de distribuição de água para abastecimento público
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15. APLICAÇÕES 1.
Exercício Exercícioss propostos relativos aos assuntos da 1ª. Avaliação - SAA
1.1) Calcular as dem demandas andas m médias, édias, máxi máximas mas di diárias árias e m máxim áximas as horárias para projeto de um sistema adutor e respectivas saídas de reservatórios, para atender a duas cidades, sendo conheci conhecidos dos ooss seguintes dados:
CIDADES
POPULAÇÃO
INTER VALOS
TAXAS
PER CAPITAS
INDICE DE PERDAS
k1
k 2
A
241.773
30%
1,3
1,6
9.900
2,0% 1,5% 1,5% 1,0%
135
B
2006/2016 2017/2026 2006/2016 2017/2026
112,5
25%
1,2
1,5
Sugestão: elaborar planilhas de cálculo que contemple os 20 anos de alcance do projeto para cada uma das cidades, depois somar os dados de A e B para obter o resultado geral. Veja m modelo odelo sugerido abaix abaixo. o. ANO
CONSUMO MÉDIO (m³/di a)
POPULAÇÃO ABASTECÍVEL
DEMANDA MÉDIA C/PERDAS (m³/dia)
DEMANDA MÁXIMA DIÁRIA C/PERDAS (m³/dia)
DEMANDA MÁXIMA HORÁRIA C/PERDAS (m³/di a)
1.2) Traçar a curva de crescimento populacional de Natal, pelo méto método do da curva logística e dizer em que ano, provavelmente ocorrerá a saturação populacional da cidade. Utilizar os seguintes dados: ANOS POPULAÇÃO
1940 54.836
1950 103.215
1960 162.537
1970 264.379
1980 416.898
1991 685.140
2000
709.422
1.3) Projetar a pop populaçã ulaçãoo de uma cidade A A,, no ano 2030, em função função do crescimento crescimento de duas outras duas cidadess B e C, pelo método de correlação de crescimen cidade crescimento, to, de acordo ccom om os dados abaixo.
CIDADES
A B C
POPULAÇÕES (em milhares de habitantes)
1950
1960
1970
1980
1990
2000
500 600
280 280 610 850
325 708 708 996
388 838 1156
478 963 1368
600 1151 1635
1.4) Deter Determinar minar as vazões (em ll/s), /s), para dim dimensionamento ensionamento dos dif diferente erentess trechos da canalização, conforme esquemas abaixo, admitindo-se os seguintes dados: q = 200 l/hab.dia k 1 = 1,25 e k 2 = 1,50 P = 30.000 hab. Qind. = 2.400 m3/dia Perda de água para lavagem dos filtros: Q lav. = 5% do volume tratado. SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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Esquema do sistema: Indústria.
Rede RES. a)
d) e)
b) ETA c)
Perdas lavagem filtros
1.5) Adm Admitin itindo-se do-se que a estação est ação de trat tratamen amento to fun funcione cione somente somente 16 horas por dia, quai quaiss as alterações decorrentes nas vazões de dimensionamento? 1.6) Resolver o mesmo problema para os esquemas abai abaixo: xo: a) RES.
d) Ind
a)
ETA
e)
b)
.
c) Perdas lavagem filtros
b) Ind.
d) a)
b)
e)
RES.
ETA c) Perdas lavagem filtros
1.7) O sistema de abastec abastecime imento nto de água de certa cidade (esquema abaixo) deverá ser ser ampl ampliado iado em 2006 com alcance de projeto de 20 (vinte) anos. Sendo dados: Populaç Po pulação ão 2000 = 12500 hab; População 2005 = 13.500hab; Per capita médio = 150 l/hab.dia; Coeficientes: k 1 = 1,20; k 2 = 1,50; SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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140
Perdas por lavagem de filtros na ETA = 5%. Pede-se: a) Calcular a população de projeto, considerando a mesma taxa de crescimento (geométrico) verificada no período 2000/2005. b) Determinar as vazões de dimensionamento em cada um dos trechos para as 12 horas de funcionamento nos 10 (dez) prim primeiros eiros do plano. Sabe-sede que o Reservatório R1 será responsável poranos do projeto 70% e para 24 dahoras no fim distribuição água da a)
f)
c)
b) ETA
Rede1
R1
d)
Perdas lavagem filtros
g) R2
Rede2
localidade.
1.8) Dimensi Dimensionar onar uma aduto adutora ra por gravidade, lligando igando dois reservatórios reservatórios,, conforme esquema sugerido, sendo dados: a) Q = 200 l/s b) Cota do nível mínimo da água no Reservatório 1 = 120,00m c) Cota do nível m máxi áximo mo da água no Reservatório 2 = 100,00m d) Distância entre os reservatórios = 4.200,00m e) Considerar que a tubul t ubulação ação a ser utili utilizada zada será o Ferro Fundi Fundido do novo. NAmin=120,0
hf = ? NA2 = 100,0
1.9) Dimensi Dimensionar onar uma adutora ligando um umaa estação elevató elevatória ria a um reservat reservatório ório elevado de montante, sendo dados os seguin seguintes tes elem elementos: entos: a) Vazão de dimensionamento = 80 l/s;
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b) Material a ser empregado: ferro fundido novo; c) Cota no nível mínimo do poço de sucção da elevatória = 10,00m d) Cota do nível máximo da água no reservatório elevado = 50,00m e) Comprimento Comprimento da adut adutora ora = 5.400,00m f) Sabe-se que num ponto distante 1500,00m da estação elevatória a cota do terreno é 52,00m, devendo-se verificar se a linha piezométrica corta o terreno. Em caso afirmativo, pergunta-se que providência deverá ser adotada para resolver o problema? 1.10) Um sistema de abastecimento de água opera aatualmente tualmente com um umaa adutora de 200mm de diâmetro diâmetro,, limitada a uma vazão máxima de 40 l/s. Desejando elevar em 50% a vazão de adução, pergunta-se: a) Qual o diâmetro equivalente para efeito de cálculo? a) Qual o diâmetro da adutora adut ora que deverá ser usada em paral paralelo? elo? b) Qual a perda de carga total a ser considerada para efeito de dimensionamento dos novos equipamentos de recalque. OBS: i) considerar que a linha existente é de ferro fundido com 20 anos de uso e a nova adutora será de PVC DE FºFº; ii) Considerar L1 = L2 1.11) Calcular o bbloco locodedediâmetro, ancoragem (peso e vol volume) ume) de a ser construído num numaamáxima curva dede 90º50demca. uma tubulação de 600mm queapoiado veiculará uma vazão 340const l/s ruído à pressão Considerar a tangente do ângulo de atrito igual a 0,70. Calcular o lado do encosto do bloco de ancoragem se a tubula t ubulação ção fosse enterrada. Considerar neste caso, h = 80 cm e a taxa do terreno igual 1,0 kg/cm2 . 1.12) Deter Determinar minar o comprimento de uma ccaixa aixa de areia para a capta captação ção de água em um rio sendo conhecidos conheci dos os seguintes dados: Q = 240 l/s partícula = 0,2 mm
b = 2,0 m L=? 1.13) Calcular a pressão máxima a que estará submetida uma tubulação de PVC DE FºFº, diâmetro 250mm, que veiculará uma vazão de 120m3/h, sabendo-se que o desnível geométrico é de 50,0m. Considerar k = 18, e = 11mm e o fechamento rápido de uma válvula na extremidade da linha. Dizer se a tubulação poderá ser utilizada sem riscos. 1.14) Um conduto de aço de 2000m de comprimento, 600mm de diâmetro e 10mm de espessura, C = 130, opera por gravidade, submetido a uma carga de 50m. Um registro localizado no ponto mais baixo é manobrado em 30 seg. Qualificar o tipo de manobra. Calcular a sobrepressão máxima; 1.15) Calcular a capacidade que deverá ter o sistema de reservação de certa cidade da qual são conhecidos os seguintes dados: Área = 600 hab; dens = 100 hhab/ha; ab/ha; k 1 = 1,25; k 2 = 1,5; q = 200 l/hab.dia SISTEMAS URBANOSDE ÁGUAS E ESGOTOS-2007
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