Universidade Federal do Rio Grande do Sul Instituto de ...avasan.com.br/pdf/modulo_I_IPH-058_1S_2018.pdf · “curva média de variação de qualidade”, em função de sua concentração

IPH 02058: Tratamento de Água e Esgoto – Módulo I: Capítulos 1 a 8 Prof. Gino Gehling

1

Universidade Federal do Rio Grande do Sul

Instituto de Pesquisas Hidráulicas

Departamento de Obras Hidráulicas

IPH 02058: Tratamento de Água e Esgoto

Curso de Graduação em Engenharia Hídrica

Agradecimento: O prof. Gino agradece ao prof. Antônio D. Benetti pela

cessão de arquivos fonte gerados por ele para a disciplina IPH 02050 (06

créditos) da Engenharia Civil, usados para montagem deste módulo. Os

referidos arquivos fonte foram adaptados para a disciplina IPH 02058

(Tratamento de Água e Esgoto), de 04 créditos, oferecida pela primeira vez à

Engenharia Hídrica no primeiro semestre de 2016.

Março de 2019


2

1. CARACTERÍSTICAS DAS ÁGUAS DE ABASTECIMENTO E DOS ESGOTOS

Abordaremos aqui a aspectos qualitativos das águas de abastecimento, e também a dos

esgotos. Devemos atentar para o fato de que os esgotos tratados podem e devem ser reusados,

não apenas nos condomínios (prática padrão de diversas construtoras que adotam regras de

sustentabilidade), mas também em sistemas públicos de água não potável, para outros fins.

1.1. CARACTERÍSTICAS DAS ÁGUAS DE ABASTECIMENTO

Supõe-se que a qualidade da água para consumo humano já tenha sido abordada na disciplina

Qualidade da Água (IPH 02053). Ainda assim, se revisarão as principais características das

águas de abastecimento.

1.1.1. Qualidade da água para abastecimento

Atualmente é a Resolução CONAMA 357/2005 (link abaixo), que classifica as águas e

especifica o tratamento necessário para diversas finalidades. Das catorze destinações

contempladas nesta resolução, que podemos dar às águas, nesta disciplina nos restringiremos

à primeira, ou seja, ao abastecimento para consumo humano.

Link: (http://www.mma.gov.br/port/conama/res/res05/res35705.pdf)

A tabela 1 apresenta o que abordaremos com relação à classificação das águas de

abastecimento para consumo humano.

Tabela 1: Classificação das águas para abastecimento para consumo humano e tratamento

requerido.

Salinidade* Classificação

Doce

Classe Especial (com desinfecção)

Classe 1 (tratamento simplificado)

Classe 2 (tratamento convencional)

Classe 3 (tratamento convencional ou avançado)

Salina Não se aplica

Salobra Classe 1 (tratamento convencional ou avançado)

*Salinidade: Doce (salinidade ≤ 0,5%); salobras (0,5%< salinidade <30%); salinas (salinidade ≤ 30%).

INDICE DE QUALIDADE DAS AGUAS (fonte: http://aguasinteriores.cetesb.sp.gov.br/wp-

content/uploads/sites/32/2013/11/02.pdf )

A partir de um estudo realizado em 1970 pela “National Sanitation Foundation” dos Estados

Unidos, a CETESB adaptou e desenvolveu o IQA – Índice de Qualidade das Águas que

incorpora nove variáveis consideradas relevantes para a avaliação da qualidade das águas,

tendo como determinante principal a sua utilização para abastecimento público.

A criação do IQA baseou-se numa pesquisa de opinião junto a especialistas em qualidade de

águas, que indicaram as variáveis a serem avaliadas, o peso relativo e a condição com que se

apresenta cada parâmetro, segundo uma escala de valores “rating”. Das 35 variáveis

indicadoras de qualidade de água inicialmente propostos, somente nove foram selecionados.

http://www.mma.gov.br/port/conama/res/res05/res35705.pdf

http://www.mma.gov.br/port/conama/res/res05/res35705.pdf

http://aguasinteriores.cetesb.sp.gov.br/wp-content/uploads/sites/32/2013/11/02.pdf





3

Para estes, a critério de cada profissional, foram estabelecidas curvas de variação da qualidade

das águas de acordo com o estado ou a condição de cada parâmetro. Estas curvas de variação,

sintetizadas em um conjunto de curvas médias para cada parâmetro, bem como seu peso

relativo correspondente, são apresentados na Figura 1.

Figura 1 - Curvas Médias de Variação de Qualidade das Águas.

O IQA é calculado pelo produto ponderado das qualidades de água correspondentes às

variáveis que integram o índice.

A seguinte fórmula é utilizada:


4

IQA = ∏ (𝑞𝑖)𝑤𝑖 𝑛𝑖=1

onde: IQA = Índice de Qualidade das Águas, um número entre 0 e 100;

qi = qualidade do i-ésimo parâmetro, um número entre 0 e 100, obtido da respectiva

“curva média de variação de qualidade”, em função de sua concentração ou medida;

wi = peso correspondente ao i-ésimo parâmetro, um número entre 0 e 1, atribuído em

função da sua importância para a conformação global de qualidade, sendo que:

∑ 𝑤𝑖 = 1𝑛

𝑖=1

Onde n: número de variáveis que entram no cálculo do IQA.

No caso de não se dispor do valor de alguma das nove variáveis da figura 1, o cálculo do IQA

é inviabilizado. A partir do cálculo efetuado, pode-se determinar a qualidade das águas brutas,

que é indicada pelo IQA, variando numa escala de 0 a 100, representado na tabela 2.

Tabela 2 – Classificação do IQA.

Categoria Ponderação

Ótima 79 < IQA ≤ 100

Boa 51 < IQA ≤ 79

Regular 36 < IQA ≤ 51

Ruim 19 < IQA ≤ 36

Péssima IQA ≤ 19

1.1.2. Padrões de Potabilidade

Os padrões de potabilidade brasileiros da água para consumo humano é caracterizado por:

- padrão microbiológico;

- padrão de turbidez para a água pós-filtração ou pré-desinfecção;

- padrão para substâncias químicas que representam riscos à saúde (inorgânicas, orgânicas,

agrotóxicos, desinfetantes e produtos secundários da desinfecção);

- padrão de radioatividade;

- padrão de aceitação para consumo humano.

Atualmente é a Portaria MS 2.914/2011 (em processo de revisão: atente para divulgação de

portaria posterior...), que pode ser acessada no link:

http://bvsms.saude.gov.br/bvs/saudelegis/gm/2011/prt2914_12_12_2011.html

O link acima estabelece os padrões de potabilidade da água para consumo humano no Brasil.

Aprecie a referida portaria em sua versão completa, e imprima a mesma, anexando uma via às

notas de aula da disciplina. As tabelas 3 a 7 apresentam uma síntese do conteúdo da Portaria

2.914/2011.




5

Tabela 3: Valores máximos permitidos (VMP) bacteriológicos para águas de abastecimento.

Tipo de Água Parâmetro VMP

Água para Consumo Humano Escherichia coli Ausência em

100 mL

Água Tratada

Na Saída do

Tratamento Coliformes Totais

Ausência em

100 mL

No Sistema de

Distribuição

(Reservatórios e

Rede)

Escherichia coli Ausência em

100 mL

Coliformes

Totais

Sistemas alternativos

que abastecem até

20.000 hab.

Uma amostra no

mês com resultado

+

Sistemas alternativos

que abastecem mais

que 20.000 hab.

Ausência em 100

mL em 95% das

amostras no mês

Tabela 4: VMP limite para turbidez em águas de abastecimento.

Tratamento da Água VMP

Desinfecção (para águas subterrâneas) 1,0 uT em 95% das amostras

Filtração Rápida (Tratamento completo ou

filtração direta) 0,5 uT em 95% das amostras

Filtração lenta 1,0 uT em 95% das amostras

Tabela 5: VMP para físico-químicos em águas de abastecimento.

Características fisico-químicas

Cor Aparente mg Pt-Co/L 15

Gosto e Odor Intensidade 6

Ferro mg/L 0,3

Manganês mg/L 0,1

Sulfeto de Hidrogênio mg/L 0,1

Dureza Total mg/L 500

Cloreto mg/L 250

Sódio mg/L 200

Sólidos Dissolvidos Totais mg/L 1000


6

Tabela 6: VMP para elementos e compostos químicos em águas de abastecimento.

Parâmetro Unidade VMP

Inorgânicas

Cádmio mg/L 0,005

Mercúrio mg/L 0,001

Nitrato (como N) mg/L 10

Orgânicas

Benzeno g/L 5

Cloreto de Vinila g/L 2

Pentaclorofenol g/L 9

Agrotóxicos

Atrazina g/L 2

DDT + DDD + DDE g/L 1

Glifosato + AMPA g/L 500

Desinfetantes e Produtos Secundários da Desinfecção

Trihalometanos Total mg/L 0,1

Cloro Residual Livre mg/L 5

Ácidos Haloaceéticos Total mg/L 0,08

Tabela 7: VMP para microorganismos em águas de abastecimento.

Microorganismos

Microcistinas g/L 1,0

Saxitoxinas g equiv STX/L 3,0

1.1.3. Critérios de amostragem de águas

Tanto para as águas brutas como para as águas tratadas que saem das ETA para as redes de

abastecimento, devem ser adotados critérios de amostragem aceitáveis. Nunca devem ser

tomadas amostras puntuais. No “Capítulo 6 – Dos Planos de Amostragem” da Portaria

2.914/2011 descrevem-se as atenções a serem tidas quando das coletas de amostras de água

bruta e tratada. Aprecie o referido capítulo.

1.2. CARACTERÍSTICAS DOS ESGOTOS DOMÉSTICOS

Esgotos domésticos são formados pelo uso da água em banheiros, cozinhas e outras peças de

residências, hotéis, escolas, clubes, igrejas, restaurantes, bares, shopping centers, cinemas,

teatros, aeroportos, rodoviárias, penitenciárias, postos de abastecimento, indústrias e prédios

administrativos.

▪ Condução de fezes e urina

▪ Lavagem de mãos e corpo

▪ Lavagem de alimentos (verduras e frutas)

▪ Lavagem de utensílios de cozinha

▪ Lavagem de roupas e outros tecidos

Os esgotos são caracterizados em termos de sua composição física, química e biológica.

Embora haja centenas de possíveis contaminantes que possam estar presentes em esgotos, nos


7

restringiremos apenas àqueles considerados mais importantes para o projeto de estações de

tratamento de esgotos.

1.2.1. Características físicas

A característica física mais importante nos esgotos é a sua concentração de sólidos. Os sólidos

podem ser:

Sólidos Totais (ST): é a matéria que permanece como resíduo após evaporação de um volume

conhecido a temperatura entre 103C e 105C.

Sólidos Suspensos Totais (SST): é a matéria que fica retida após passagem de um volume

conhecido por um filtro com poros de tamanho aproximado de 1,2 micrômetros ( 1 m = 10-6

m). A água presente no filtro é evaporada a temperatura entre 103C e 105C.

Sólidos Dissolvidos Totais (SDT): é a matéria que passa pelo filtro com tamanho de poros

aproximado de 1,2 m. O líquido que passou pelo filtro é evaporado a temperatura entre

103C e 105C. Estes sólidos são também chamados de sólidos filtráveis totais.

Embora se denomine os sólidos que passaram pelo filtro como sólidos dissolvidos, na

verdade, estão presentes também sólidos coloidais. Colóides são partículas com tamanhos que

variam entre 0,001 m a 1,0 m. Partículas menores que 0,001 m são moléculas e íons. A

rigor, somente esta fração comporia os sólidos dissolvidos. Entretanto, para fins de

caracterização dos esgotos visando seu tratamento, utilizaremos o termo dissolvido para todas

as partículas que passam pelo filtro de 1,2 m.

Sólidos totais, suspensos e dissolvidos podem ser classificados em função de sua volatilidade.

Sólidos Fixos Totais (SFT): é a matéria que permanece como resíduo após calcinação de um

volume conhecido a temperatura de 550C 50C.

Sólidos Voláteis Totais (SVT): é a matéria que foi volatilizada após calcinação de uma dado

volume de amostra à temperatura de 550C 50C.

Sólidos Suspensos Fixos (SSF): é a matéria que permanece retida no filtro de 1,2 m após

calcinação do filtro a temperatura de 550C 50C.

Sólidos Suspensos Voláteis (SSV): é a matéria que foi volatilizada após calcinação do filtro a

temperatura de 550C 50C.

Sólidos Dissolvidos Fixos (SDF): é a matéria que permanece como resíduo após calcinação a

temperatura de 550C 50C do volume que passou pelo filtro de 1,2 m.

Sólidos Dissolvidos Voláteis (SDV): é a matéria que foi volatilizada após calcinação a

temperatura de 550C 50C do volume que passou pelo filtro de 1,2 m.

Sólidos voláteis e fixos representam, respectivamente, os sólidos orgânicos e inorgânicos

presentes na amostra.

ST, SST, SDT, SFT, SVT, SSF, SSV, SDF, SDV são expressos em unidades de massa por

volume, usualmente mg/L. Esta classificação é representada na figura 1.


8

Figura 1: Composição dos sólidos em esgotos.

Sólidos Sedimentáveis: é o volume de sólidos que sedimentam ao fundo de recipiente em

forma de cone (Cone Imhoff) em um período de 60 minutos. É uma medida da quantidade de

sólidos que poderão ser removidos em decantadores primários. Sólidos sedimentáveis são

expressos em unidades de mL/L.

1.2.2. Características Químicas

1.2.2.1. Matéria Orgânica

Em um esgoto doméstico, cerca de 75% dos sólidos suspensos e 40% dos sólidos dissolvidos

tem natureza orgânica. Para fins práticos, define-se moléculas orgânicas como todas aquelas

que contêm carbono, exceto CO (monóxido de carbono), CO2 (dióxido de carbono), HCO3-

(íon bicarbonato), CO32 – (íon carbonato) e carbono elementar nas formas de grafite e

diamante.

A matéria orgânica é normalmente formada por uma composição dos átomos dos elementos

carbono, hidrogênio e oxigênio. Em esgotos, nitrogênio e fósforo encontram-se também

associados a matéria orgânica. Os principais grupos de compostos presentes como matéria

orgânica em esgotos domésticos são:

▪ Proteínas: 40% a 60%;

▪ Carboidratos: 25% a 50%;

▪ Óleos e Graxas: 10%

O principal constituinte da urina, a ureia, é um importante composto orgânico contribuinte aos

esgotos. Entretanto a ureia raramente é detectada, posto que se converte rapidamente em

amônia.

a) Demanda Bioquímica de Oxigênio Carbonácea

A DBO carbonácea mede a quantidade de oxigênio requerida por microrganismos para

estabilização da matéria orgânica presente em esgotos ou qualquer outra amostra de água. É

uma medida agregada da concentração de matéria orgânica presente em uma amostra, já que

Sólidos Totais

(ST)

Sólidos Suspensos Totais

(SST)

Sólidos Dissolvidos Totais

(SDT)

Sólidos Suspensos Voláteis

(SSV)

Sólidos Suspensos Fixos

(SSF)

Sólidos Dissolvidos Voláteis

(SDV)

Sólidos Dissolvidos Fixos

(SDF)


9

não especifica se a matéria orgânica é proteína, carboidrato, ou qualquer outro composto

orgânico.

Estabilização é entendida como mineralização do carbono orgânico, isto é, a transformação do

carbono orgânico em inorgânico através de uma reação de oxidação-redução. Este tipo de

reação química envolve a transferência de elétrons entre átomos, moléculas ou íons. A

Equação 1 mostra a relação quantitativa entre a quantidade de oxigênio requerida para

mineralização da matéria orgânica, formando-se dióxido de carbono, água e amônia.

32222

3

24

3

24cNHOHc

anCOOc

banNOHC cban +

−+→

−−++ (Eq. 1)

Por exemplo, se a matéria orgânica for glicose, a reação da Equação 1 fica

OHCOOOHC 2226126 666 +→+ (Eq. 2)

Nesta reação, seis mols de oxigênio são requeridos para oxidar um mol de glicose, produzindo

seis mols de gás carbônico e seis mols de água. (Um mol de um elemento ou substância tem

uma massa igual a massa atômica ou massa molecular em gramas. Massa atômica é a soma do

número de prótons e nêutrons de um átomo).

Um mol de C6H12O6 tem 6 x 12 + 12 x 1 + 6 x 16 = 180 g

Seis mols de O2 tem 6 x (16 x 2) = 192 g

(Um mol é também a quantidade de uma substância contendo 6,02 x 1023 unidades, o Número

de Avogrado).

Na reação de oxidação da glicose, o átomo de carbono da molécula de glicose foi oxidado

(perdeu elétrons) enquanto a molécula de oxigênio foi reduzida (ganhou elétrons). Neste caso,

a glicose é um doador de elétrons enquanto que oxigênio é um receptor (aceptor) de elétrons.

Redução: 22 6246 COeO →+ −

Oxidação: −+→ eCOOHC 246 26126

Quando esgotos não tratados são lançados em corpos d’água, a reação de oxidação

representada pela Equação 1 mostra que haverá um consumo de oxigênio que encontra-se

dissolvido na água. Isto origina uma transferência de oxigênio da atmosfera para dentro do

líquido (a atmosfera contém aproximadamente 21% de oxigênio). Entretanto, se o consumo de

OD no líquido for maior que a quantidade transferida do ar para a água, haverá uma

diminuição na concentração de OD na água.

Peixes e outros organismos aquáticos utilizam oxigênio dissolvido na água em seus

metabolismos; por esta razão, se a concentração de OD alcançar valores muito baixos, a vida

de vários organismos não será viável, podendo muitos deles morrer.

Medição da DBO

O teste da DBO é feito medindo-se as concentrações de oxigênio dissolvido em amostras a

partir do instante zero (dia 0) e dias subsequentes (dias 1, 2, 3, 4, etc) até que toda a matéria

orgânica dentro do frasco tenha sido “consumida”. Os frascos são incubados à temperatura

constante de 20C. Ao final de 24 horas, mede-se a concentração de OD da amostra. A

diferença nas concentrações de oxigênio dissolvido presente na amostra do dia zero e amostra

do dia 1 corresponde à demanda bioquímica de oxigênio de um dia. Ao final do dia 2, mede-


10

se a concentração de OD presente na amostra; a diferença entre as concentrações de OD no

dia zero e dia 2 corresponde à demanda de oxigênio de dois dias. Este procedimento pode ser

repetido, dia a dia. Para esgotos domésticos, constata-se que, aproximadamente no dia 20,

toda a matéria orgânica presente terá sido oxidada. Isto pode ser verificado observando-se que

as concentrações de oxigênio dissolvido medidos em dois dias consecutivos permanecem

constantes (figura 2).

..............................................

Figura 2: Procedimento para determinação de DBO.

▪ DBO120 = OD0– OD1

▪ DBO220 = OD0 – OD2

▪ DBO320 = OD0 – OD3

▪ ........

▪ DBO520 = OD0 – OD5

▪ ..........

▪ DBO2020 = OD0 – OD20

Define-se Demanda Bioquímica de Oxigênio Última, DBOu, a quantidade total de oxigênio

dissolvido requerida para oxidar, biologicamente, a matéria orgânica presente na amostra.

Para esgotos domésticos, a DBOu corresponde, aproximadamente, a DBO2020, ou seja, o

consumo de OD ocorrido em 20 dias. Este é um tempo demasiado longo. Por esta razão,

convencionou-se utilizar a DBO de cinco dias, à temperatura de 20C como um teste padrão

para quantificação da matéria orgânica em amostras. Esta demanda é expressa por DBO520.

Para um dado esgoto, é possível correlacionar a DBO520 com DBOu. Para esgotos domésticos

a relação DBO520/DBOu situa-se entre 0,60 a 0,8.

Tanto o oxigênio dissolvido como a DBO são expressos em unidades de concentração, mg/L.

Diluição: oxigênio é pouco solúvel na água, sendo que a solubilidade depende da temperatura.

Por exemplo, a concentração de saturação de oxigênio dissolvido na água à temperatura de

20C é 9,2 mg/L. O que acontece quando a DBO de uma amostra é maior do que 9,2 mg/L ?

Todo o oxigênio dissolvido seria consumido, mas a amostra ainda conteria matéria orgânica a

ser oxidada sem que isto seja possível devido a ausência de oxigênio. Por exemplo, a DBO520

de um esgoto doméstico pode chegar a 300 mg/L. O que fazer ? Nestes casos, faz-se diluição

nas amostras. Por exemplo, uma diluição seria utilizar 30 mL de amostra com 270 mL de água

de diluição. A Equação 3 mostra o cálculo da DBO para amostras diluídas.

( )a

g

ttV

VODODLmgDBO −= 0

20 )/( (Eq. 3)

Sendo: DBOt20 = demanda bioquímica de oxigênio no dia t, 20C; mg/L

OD0 = oxigênio dissolvido inicial da mistura amostra + água de diluição; mg/L

ODt = oxigênio dissolvido na mistura amostra+água de diluição ao final do dia t; mg/L

Vg = volume da garrafa de OD; mL

Va = volume da amostra de água ou esgoto a ser avaliada; mL

t = zero OD = OD0

t = 1 dia OD = OD1

t = 2 dias OD = OD2

t = 20 dias OD = OD20


11

Note que Vg – Va = volume da água de diluição.

O que é realmente água de diluição? Água de diluição é preparada com água destilada na qual

são adicionados nutrientes, minerais e substâncias que tamponam a água ao pH 7,0,

considerado ótimo para os microrganismos heterotróficos que fazem a oxidação da matéria

orgânica. A água de diluição é também saturada com oxigênio dissolvido.

Curvas de DBO exercida e DBO remanescente

A cinética de oxidação da matéria orgânica de esgotos caracteriza-se por ser de “primeira-

ordem”. Em qualquer tempo, uma reação de primeira ordem apresenta velocidade de reação

proporcional (∞) à concentração remanescente da matéria orgânica (Equação 4).

Ldt

dL− (Eq. 4)

Sendo: dL/dt = velocidade de oxidação da matéria orgânica

L = concentração da matéria orgânica remanescente

A Equação 4 pode ser transformada em uma igualdade através de uma constante (Equação 5).

Lkdt

dL−= 1 (Eq. 5)

sendo k1 = constante de reação

Integrando-se a Equação 5, tem-se:

=

=

=

=

−=→−=−→−=

tt

t

tt

LL

LL

tkL

LtkLLdtk

L

dLt

0

1

0

101 lnlnln

0

(Eq. 6)

Tomando-se a exponencial em ambos os lados da Equação 6, chega-se à equação que

relaciona a matéria orgânica remanescente em qualquer instante t como função da constante

de reação k1, do tempo t e da concentração inicial de matéria orgânica na amostra.

tk

t eLL−

= 1

0 (Eq. 7)

Caso seja adotada base 10, tem-se tkt LL

−=

'

1100 , sendo 303,2

1'1

kk = .

Se a matéria orgânica é representada pela DBO, L0 na Equação 7 representa a DBO última

(DBOu). Quando t = zero, Lt = L0. Isto significa que nenhuma matéria orgânica foi oxidada

ainda. Para qualquer outro tempo t, o valor Lt representa a matéria orgânica remanescente, ou

seja, aquela que ainda não foi oxidada. É chamada de DBO remanescente. Portanto:

L0 = DBO última, mg/L

Lt = DBO remanescente, mg/L

A DBO exercida é a diferença entre a DBOu e a DBO remanescente.

yt = L0 – Lt (Eq. 8)

sendo yt = DBO exercida até o instante t

Substituindo-se a Equação 7 na Equação 8 tem-se:


12

)1( 11

000tktk

t eLeLLy−−

−=−= (Eq. 9)

yt , na Equação 9, tem o valor da DBO para o tempo t. Por exemplo, para t = 5 dias, y5 =

DBO5. Quando t → , y = L0. Para o caso particular de esgotos domésticos, quando t = 20

dias, y20 = L0.

A título de exemplo, a figura 3 apresenta os gráficos correspondentes a DBO remanescente e

DBO exercida conforme as Equações 7 e 9. Para cálculo do gráfico considerou-se o valor de

DBOu (L0) igual a 350 mg/L, e o coeficiente da reação k1 igual a 0,30 dia-1. Estes valores são

típicos de esgotos domésticos.

Figura 3: Gráficos da DBO remanescente e DBO exercida.

A tabela 8 apresenta os valores calculados em função do tempo.

Tabela 8: Valores das concentrações de DBO remanescente (Lt) e DBO exercida (yt).

Tempo Lt yt Tempo Lt yt

0 350 0 - - -

1 259 91 11 13 337

2 192 158 12 10 340

3 142 208 13 7 343

4 105 245 14 5 345

5 78 272 15 4 346

6 58 292 16 3 347

7 43 307 17 2 348

8 32 318 18 2 348

9 24 326 19 1 349

10 17 333 20 1 349

b) Demanda Química de Oxigênio - DQO

Como a DBO, o teste da DQO é usado para medir a quantidade de matéria orgânica presente

em uma amostra de esgotos. No entanto, em vez de oxigênio dissolvido, um reagente químico

0

50

100

150

200

250

300

350

400

0 5 10 15 20 25

Maté

ria O

rgân

ica

Tempo (dias)

Curvas de Oxidação da Matéria Orgânica

DBO exercida = yt = L0(1 - e -kt)

DBO remanescente = Lt = L0e-kt

DBOu = L0


13

é utilizado para oxidação da matéria orgânica. A quantidade de reagente utilizada é convertida

em equivalentes de oxigênio dissolvido.

O agente oxidante utilizado no teste da DQO é o dicromato de potássio. (Agente oxidante é

aquele que é reduzido na reação química, isto é, ganha elétrons). O teste é realizado em meio

ácido em temperatura elevada. A Equação 10 representa a reação de oxidação da matéria

orgânica pelo dicromato de potássio. Observe-se que cada átomo de cromo ganha três

elétrons.

+++− ++−+

+⎯→⎯+++ 3

422

2

722 22

38)8( CrdNHcOH

cdaCOnHcdOCrdKNOHC cban

(Eq. 10)

2

c

3

b

6

a

3

n2d −−+

= (Eq. 11)

A conversão de unidades de dicromato para oxigênio é feita de acordo com a Equação 12:

2

2

2

2

2

72

2

2

72

2

722

72Omol

Omg000.32

Oeq4

Omol1x

OCr.eq

Oeq1x

OCrmol

OCr.eq6xOCrmolsd

−−

−

− (Eq. 12)

A concentração da DQO será sempre maior do que o valor da DBO uma vez que compostos

que não podem ser biodegradados por microrganismos são quimicamente oxidados pelo

dicromato de potássio. O teste da DQO é realizado em cerca de três horas, o que é uma grande

vantagem sobre o teste da DBO.

1.2.2.2. Matéria Inorgânica

Os principais constituintes inorgânicos presentes em esgotos domésticos são examinados a

seguir.

a) pH

O pH é uma medida da concentração de íons hidrogênio na água. A concentração pode variar

em ordens de magnitude, por isto foi introduzido o conceito de pH (Equação 13).

][log10+−= HpH (Eq. 13)

sendo [H+] a concentração de íons hidrogênio em mols/L.

O pH é uma medida crítica tanto em águas naturais como em tratamento de água e esgotos.

Processos biológicos de tratamento requerem faixa de valores de pH bastante restritos de

modo a possibilitar o metabolismo dos microrganismos envolvidos.

b) Nutrientes

Nutrientes são elementos essenciais ao crescimento de algas e organismos biológicos. Os dois

principais nutrientes são nitrogênio e fósforo. A presença em excesso destes nutrientes torna o

corpo d’água eutrófico, resultando no crescimento explosivo de algas. Este processo é

conhecido como floração. A consequência da floração é a liberação de gases e substâncias

tóxicas e a decomposição da matéria orgânica com o consequente consumo de OD. Estes

fenômenos podem resultar na morte maciça de peixes e outros organismos aquáticos. Por esta

razão, em algumas estações de tratamento de esgotos são requeridas a remoção de excessos de


14

nitrogênio e fósforo. Por outro lado, estes nutrientes devem estar presentes em quantidades

adequadas nas águas residuárias a serem tratadas uma vez que são incorporados ao material

celular dos microrganismos que realizam o tratamento dos esgotos.

c) Nitrogênio

O nitrogênio encontra-se nas formas orgânica (proteínas), amônia (NH3, NH4+), nitrito (NO2

-),

e nitrato (NO3-).

A amônia encontra-se como íon amônio (NH4+), ou como amônia livre (NH3), dependendo do

pH. Ela é formada através da hidrólise (reação com água) da ureia presente na urina e através

da decomposição do nitrogênio orgânico das fezes por bactérias.

Amônia livre acima de 0,2 mg/L pode causar a morte de muitas espécies de peixes. Amônia é

oxidada por bactérias autotróficas a nitrito e nitrato (Equações 14 e 15). Bactérias autotróficas

utilizam carbono inorgânico (CO2) como fonte de carbono.

OHNOHO2

3NH 2223 ++→+ −+ (Eq. 14)

−+−+ +→++ 322 NOHO2

1NOH (Eq. 15)

A reação global é:

OHNOHO2NH 2323 ++→+ −+ (Eq. 16)

3

2

3

2

NHNmg

Omg57,4

NHNmg000.14

Omg000.64

−=

− (Eq. 17)

Bactérias chamadas de Nitrosomonas oxidam amônia a nitrito; bactérias Nitrobacter oxidam

nitritos a nitratos. O processo de oxidação da amônia a nitratos é chamado de nitrificação.

d) Demanda Bioquímica de Oxigênio Nitrogenada

O processo de nitrificação, representado pelas Equações 14 a 16, mostra que há um consumo

de dois mols de oxigênio para cada mol de amônia oxidada. Este consumo ou demanda é

denominado de Demanda Bioquímica de Oxigênio Nitrogenada (DBON). A taxa de

crescimento dos organismos nitrificantes é lenta em relação às bactérias heterotróficas que

originam a Demanda Bioquímica de Oxigênio Carbonácea (DBO5, DBOu). Geralmente,

decorrem oito a dez dias para que as bactérias nitrificantes tenham atingido um número

significativo para exercer a demanda nitrogenada.

A concentração de nitrogênio na forma de amônia em esgotos domésticos varia entre 15 a 50

mg/L. De acordo com a Equação 17, a demanda nitrogenada de oxigênio em esgotos varia

entre 70 e 230 mg/L O2, respectivamente.

L

NHNmg6,68

L

NHNmg15

NHNmg

Omg57,4 33

3

2 −=

−

−

8,8 x 10-4 mols e 2,94 x 10-4 mols de amônia,

A figura 4 apresenta um gráfico da DBO nitrogenada sobreposta a DBO carbonácea. O

gráfico foi traçado considerando uma constante de reação para a matéria nitrogenada igual a


15

0,185 dia-1 e demanda última de DBON igual a 100 mg/L. O início da DBON deu-se no

décimo dia.

Figura 4: DBO nitrogenada agregada à DBO carbonácea.

O nitrogênio presente como nitrato é a forma mais oxidada de nitrogênio encontrado em

esgotos (número de oxidação+V). Nitratos causam a doença chamada metahemoglobinemia

em bebês, conhecida também por Síndrome do Bebê Azul. Bactérias convertem nitrato

ingerido por água ou alimentos em nitritos no sistema digestivo de bebês. Nitrito combina-se

com hemoglobina, prevenindo-a de conduzir oxigênio às células dos tecidos. Esta condição

ocorre com bebês até seis meses de idade.

A figura 5 mostra a progressão temporal das formas de nitrogênio sob condições aeróbias.

Figura 5: Progressão das formas de nitrogênio em águas poluídas em

condições aeróbias (Fonte: Sawyer et al., 2003)

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

500

0 5 10 15 20 25

Co

nc

en

tração

(m

g/L

)

Tempo (dias)

DBO Carbonácea e DBO Nitrogenada

DBON

DBO

100


16

e) Fósforo

Tal como o nitrogênio, é um nutriente essencial. Sua concentração em efluentes deve ser

limitada quando os corpos d’água receptores apresentem potencial para tornarem-se

eutróficos.

Reflita: quais as características de um corpo receptor que o tornam vulnerável à

eutrofização?

O fósforo encontra-se presente em esgotos nas formas de ortofosfato, polifosfato e fosfato

orgânico. Ortofosfatos apresentam as seguintes fórmulas moleculares:

PO43-, HPO4

2-, H2PO4-, H3PO4

Os ortofosfatos são as formas de fósforo que são disponíveis para o metabolismo dos

microrganismos, sem haver necessidade de decomposição química. Polifosfatos são

compostos formados por dois ou mais átomos de fósforo ligados a átomos de oxigênio.

Polifosfatos sofrem hidrólise, revertendo-se a formas de ortofosfatos (p. ex., Equação 18). A

taxa desta reação, contudo, é muito lenta.

42272 2 HPONaOHONaP →+ (Eq. 18)

f) Oxigênio dissolvido

O oxigênio dissolvido é requerido para a respiração de organismos aeróbios na água. A

concentração de qualquer gás na água depende: (1) solubilidade na água, (2) pressão parcial

do gás na atmosfera, (3) temperatura e (4) pureza da água em relação a concentração de sais e

sólidos suspensos. A Lei de Henry expressa a concentração de equilíbrio de oxigênio que se

encontra dissolvido na água (Equação 19).

2O

equil

HP

Ck = (Eq. 19)

Sendo: kH = constante de Henry para o gás oxigênio, [43,8 mg/Latm];

Cequil = concentração de equilíbrio oxigênio dissolvido na água, [mg/L];

PO2 = pressão parcial do gás oxigênio na atmosfera, [atm]

O oxigênio dissolvido será visto em maior profundidade no tópico auto-depuração de cursos

d’água.

g) Enxofre

O enxofre encontra-se presente em águas naturais e esgotos. É um elemento requerido para

síntese de proteínas e é liberado em suas decomposições. Em condições anaeróbias, o sulfato

é reduzido, por bactérias ao íon sulfeto, o qual se combina com hidrogênio para formar sulfeto

de hidrogênio (Equações 20 e 21). Este último composto é responsável pelo mau-cheiro por

vezes detectado em esgotos.

Matéria orgânica + 222bactéria2

4 COOHSSO ++⎯⎯⎯ →⎯ −− (Eq. 20)

SHH2S 22 →+ +− (Eq. 21)


17

A Equação 22 mostra a reação de redução quando o ácido lático for o composto orgânico

precursor. A reação resulta na formação de ácido acético.

22

2

3

2

43 222)(2 COOHSCOOHCHSOCOOHOHCHCH BACTÉRIA +++⎯⎯⎯ →⎯+ −− (Eq. 22)

Em redes de esgotos, o sulfeto de hidrogênio movimenta-se em direção ao espaço acima do

líquido (figura 6) onde pode ser oxidado biologicamente a ácido sulfúrico, que é corrosivo a

tubulações de concreto (Eq. 23).

4222 SOHO2SH →+ (Eq. 23)

Figura 6: Reações de enxofre em canalizações de esgotos

O sulfeto de hidrogênio também é formado no processo de digestão anaeróbia de lodos,

deixando o digestor junto com os demais gases formados no processo (metano e gás carbono).

h) Outros constituintes inorgânicos

A presença de íons como sulfetos, cianetos e cromatos, e metais pesados são importantes

também na constituição dos esgotos. Os processos de tratamento de esgotos domésticos não

são dimensionados visando à remoção destes compostos em particular. Entretanto, alguns

compostos são removidos parcialmente, de modo indireto. Por exemplo, metais pesados

associados a sólidos são removidos em decantadores primários e secundários. Cianetos e

cromatos ocorrem em maiores concentrações em águas residuárias de certos processos

industriais como galvanoplastia.

1.2.3. Características Biológicas

Bactérias, fungos, algas, vírus, protozoários, e vermes estão presentes em esgotos sanitários.

Muitos destes organismos são patogênicos, causando doenças que afetam milhões de pessoas

no mundo.

A maior parte das doenças associadas a bactérias são diarréias e disenterias (gastroenterites).

As disenterias causam inflamação do sistema digestivo, com perda de sangue através das

fezes. Algumas doenças associadas a bactérias, vírus e protozoários são apresentados na

Tabela 9.

Uma doença de grande importância social no Brasil é a esquistossomose mansônica, causada

pelo helminto Schistosoma mansoni. Esta doença é endêmica em 19 estados do Brasil, com 26

milhões de habitantes sob risco (FUNASA, 2002). A esquistossomose causa fadiga, diarréias,

perda de peso, danos ao fígado, hipertensão e complicações pulmonares e cardíacas. O ciclo

de vida do esquistossoma inicia com a eliminação de ovos através das fezes e urina de uma

pessoa doente. Na água, os ovos rompem-se, originando larvas que penetram em caramujos

hospedeiros. Ao longo de um mês, as larvas desenvolvem-se em cercárias, cerca de 200 mil

por caramujo. As cercárias deixam os caramujos, nadando na água até morrerem ao final de

H2S

O2

H2SO4


18

72 horas. Entretanto, se neste período houver contato entre as cercárias e o corpo humano,

elas penetrarão através da pele. As cercárias podem também entrar no corpo através da

ingestão de água contaminada. As cercárias passam à corrente sangüínea, sendo transportados

a diversos órgãos. As cercárias atingem o estado adulto e podem sobreviver por vários anos.

Ovos são depositados nos órgãos abdominais e paredes dos intestinos, formando abscessos.

Estes, ao romperem-se, liberam os ovos que são transmitidos pela urina e fezes, completando

o ciclo.

Monteiro Lobato, com seu personagem Jeca Tatú, contribuiu para a minimização dos casos de

esquistossomose mansônica no Brasil. Você quer conhecer o personagem?

http://www.miniweb.com.br/literatura/artigos/jeca_tatu_historia1.html

A revista que pode ser acessada pelo link acima foi distribuída sem custo para milhões de

brasileiros.

Tabela 9: Algumas doenças associadas com a água.

Doença Agente causador Tipo de organismo

Disenteria amebiana Entamoeba histolitica Protozoário

Disenteria bacteriana Shigella a Bacteria

Cólera Vibrio cholerae Bacteria

Criptosporidiose Cryptosporidium Protozoário

Leptospirose Leptospira Bactéria

Gastroenterite Escherichia coli, Campylobacter

jejuni, Salmonella

Bactéria

Giardíase Giardia lamblia Protozoário

Hepatite Hepatite A Vírus

Febre tifóide Salmonella typhi Bactéria

Gastroenterite viral Rotavírus, parvovírus,

enterovírus

Vírus

a Qualquer das 4 espécies: S. dysenteriae, S. flexneri, S. boydii, S. sonnei

Outros vermes causadores de doenças são Necator americanus e Ancylostoma duodenale

(ancilostomose), Ascaris lumbricóides (ascaridiose), Taenia saginata e Taenia solium

(teníase). Esta última pode causar até cegueira se atingir o cérebro. Doenças transmitidas por

mosquitos incluem Dengue e Febre Amarela, ambas transmitidas pelo mosquito Aedes

aegypti. A malária é a doença transmitida pelo mosquito Anopheles.

1.2.3.1.Organismos Indicadores

Organismos patogênicos são mais difíceis de detectar e isolar que outros que outros

organismos presentes em grande número nas fezes humanas e de animais de sangue quente.

Por esta razão, em análises microbiológicas de rotina em águas, medem-se organismos

indicadores associados a contaminação fecal e presença de organismos patogênicos. Os

microrganismos indicadores devem apresentar a seguintes características:

a) Os microrganismos devem originar-se dos tratos intestinais de humanos e animais

de sangue quente;

b) Os microrganismos devem ser identificados de maneira fácil, rápida e com

confiabilidade;

c) A análise deve ter custo relativamente baixo;

d) Os microrganismos indicadores devem sobreviver mais no ambiente natural que os

patogênicos;




19

e) Os indicadores devem ocorrer em número elevado;

f) Os indicadores não devem ser patogênicos.

A seguir, apresentam-se alguns organismos que são utilizados como indicadores de poluição

fecal e presença de organismos patogênicos.

▪ Coliformes

Os intestinos humanos são habitados por um grupo de bactérias conhecidas como coliformes.

Cada indivíduo descarta entre 100 a 400 milhões de coliformes cada dia. Os organismos do

grupo coliformes incluem gêneros e espécies de bactérias que apresentam propriedades

morfológicas e bioquímicas comuns. Historicamente, os organismos coliformes tem sido

usados como indicadores de contaminação fecal e presença de organismos patogênicos na

água.

(i) Coliformes totais

Em bacteriologia da água, coliformes totais são definidos como todos os organismos aeróbios

e anaeróbios facultativos, gram-negativos, não formadores de esporos, que podem fermentar a

lactose após um período de incubação entre 24 e 48 horas, a temperatura de 35,0 0,5°C. A

fermentação da lactose resulta na formação de gás no interior do tubo de fermentação. Lactose

é um tipo de açúcar normalmente somente encontrado no leite. Os coliformes apresentam

forma de bacilos. Alternativamente, os coliformes também podem ser medidos através de

formação de colônias características quando incubadas em meio apropriado. Os coliformes

totais incluem quatro gêneros da família Enterobacteriaceae: Escherichia, Citrobacter,

Enterobacter e Klebsiella. Destes, a espécie Escherichia coli é o de maior representatividade

de contaminação fecal. Assim, o desenvolvimento do teste para coliformes totais objetivou a

detecção desta espécie; entretanto, observou-se que uma variedade grande de outros

organismos aparecia no teste. Por exemplo, muitos coliformes do gênero Escherichia são

capazes de crescer em solos. Isto significa que a presença de coliformes não necessariamente

significa poluição de origem fecal. Isto motivou o desenvolvimento de testes para diferenciar

coliformes totais, coliformes fecais e Escherichia coli.

(ii) Coliformes fecais (termotolerantes)

Para determinar a presença de bactérias coliformes fecais, amostras tomadas dos testes

positivos de coliformes totais são inoculadas em meio de cultura apropriado e incubado a 44,5

0,2°C por 24 horas. A formação de gás no tubo inoculado representa um teste positivo para

coliformes fecais.

Coliformes fecais formam um sub-grupo dos coliformes totais, sendo um indicador mais

especifico de contaminação fecal. Aproximadamente 96% dos coliformes nas fezes humanas

são fecais; em animais de sangue quente, constituem 93% a 98%.

(iii) Escherichia coli

A principal bactéria do grupo de coliformes fecais é a Escherichia coli. Bactéria do grupo

coliforme que fermenta a lactose a temperatura de 44,5 0,2°C por 24 horas. Possui as

enzimas galactosidase e glucoronidase. Em um teste usado para quantificação destas

bactérias, a enzima glucoronidase reage com o substrato do teste, formando uma

fluorescência azul brilhosa que indica a presença de E. coli na amostra. É considerado pela

Portaria Nº 518, de 25 de março de 2004, que estabelece padrões de potabilidade da água para


20

consumo humano, como o mais específico indicador de contaminação fecal recente e da

eventual presença de organismos patogênicos.

Um terceiro grupo de organismos indicadores é formado por estreptococos fecais. Em fezes

humanas a relação de coliformes fecais para estreptococos fecais é maior do que 4; para

animais, esta relação é menor do que 1. Assim, a relação CF/EF pode indicar se a origem da

contaminação é humana ou de animais.

1.3. Composição dos Esgotos

Composição refere-se às concentrações dos diversos constituintes presentes nos esgotos. A

composição varia com as horas do dia, dias da semana e meses. O Quadro 3 apresenta as

concentrações de diversos constituintes de esgotos brutos, com graus de concentração

variando em fracos, médios e fortes, de acordo com o grau de diluição dos esgotos. A lista

refere-se a apenas alguns constituintes, não sendo exaustiva. A Tabela 10 apresenta

concentrações de microrganismos presentes em esgotos domésticos.

É interessante a observação simultânea da Tabela 10 e da Figura 1.

Tabela 10: Concentrações típicas de alguns constituintes em esgotos não tratados

(Fonte: Metcalf & Eddy, 1991).

Constituinte

Unidade

Concentração

PoA Fraco Médio Forte

Sólidos Totais (ST)

SDT

SDF

SDV

SST

SSF

SSV

mg/L 464 350 720 1200

mg/L 290 250 500 850

mg/L - 145 300 525

mg/L - 105 200 325

mg/L 174 100 220 350

mg/L - 20 55 75

mg/L - 80 165 275

Sól. Sedimentáveis mL/L 4 5 10 20

DBO5, 20C mg/L 284 110 220 400

DQO mg/L 442 250 500 1000

Nitrogênio Total

Orgânico

Amônia

Nitritos

Nitratos

mg/L 37 20 40 85

mg/L - 8 15 35

mg/L - 12 25 50

mg/L - 0 0 0

mg/L - 0 0 0

Fósforo Total

Orgânico

Inorgânico

mg/L 12 4 8 15

mg/L - 1 3 5

mg/L - 3 5 10

Graxas mg/L 48 50 100 150

Coliformes Totais n/100

mL

5,6 x 107 106–107 107–108 107–109

• A concentração dos esgotos de Porto Alegre (PoA) são de DMAE (1973, 1983)

A Tabela 11 apresenta concentrações de microorganismos em esgotos domésticos não

tratados.


21

Tabela 11: Concentrações típicas de microrganismos encontrados em

esgotos domésticos não tratados (Fonte: Metcalf & Eddy, 2003).

Organismos Concentração

(número/mL)

Coliformes totais 107 – 109

Coliformes fecais a 106 – 108

Estreptococos fecais 104 – 107

Enterococos 104 – 105

Shigella 100 – 103

Salmonella 102 – 104

Pseudomonas aeroginosa 103 – 106

Clostridium perfringens 103 – 105

Cistos de Entamoeba 10-1 – 101

Cistos de Giardia 103 – 104

Cistos de Criptosporidium 101 – 103

Ovos de helmintos 101 – 103

Vírus entéricos 103 – 104

a Escherichia coli (enteropatogênico)

Referências Bibliográficas

DEPARTAMENTO MUNICIPAL DE ÁGUA E ESGOTOS – DMAE. Aplicação de aeração

extendida e suas variações no tratamento do esgoto sanitário da cidade de Porto Alegre. In:

CONGRESSO BRASILEIRO DE ENGENHARIA SANITÁRIA, 7., 1973, Salvador.

DEPARTAMENTO MUNICIPAL DE ÁGUA E ESGOTOS – DMAE. Tratamento de

esgotos domésticos: lodos ativados convencionais e precipitação química. Porto Alegre,

1983. 68 p.

FUNDAÇÃO NACIONAL DE SAÚDE – FUNASA. Esquistossomose mansônica.

Disponívelem:<http://www.funasa.gov.br/guia_epi/htm/doenças/Esquistossomose/index.htm.

Acesso em: 02 ago. 2002.

JORDÃO, E. P.; PESSÔA, C. A. Tratamento de esgotos domésticos. 4. ed. Rio de Janeiro:

Associação Brasileira de Engenharia Sanitária e Ambiental, 2005.

METCALF & EDDY, INC. Wastewater engineering: treatment and reuse. 4rd. ed. New

York: McGraw-Hill, 2003.

METCALF & EDDY, INC. Wastewater engineering: treatment, disposal, and reuse. 3rd. ed.

New York: McGraw-Hill, 1991.

SAWYER, C. N.; McCARTY, P. L.; PARKIN, G. F. Chemistry for environmental

engineering. 5th ed. New York: McGraw-Hill, 2003.

VON SPERLING, M. Princípios do tratamento biológico de águas residuárias.

Introdução à Qualidade das Águas e ao Tratamento de Esgotos. Belo Horizonte:

Departamento de Engenharia Sanitária e Ambiental da Universidade Federal de Minas Gerais,

v. 1, 1996.


22

2. FUNDAMENTOS DA AUTODEPURAÇÃO EM CURSOS DE ÁGUA

A matéria orgânica presente em esgotos consome oxigênio dissolvido da água em seu

processo de oxidação. Este consumo faz com que a concentração de oxigênio dissolvido se

afaste de sua concentração de equilíbrio com a atmosfera. Este afastamento da condição de

equilíbrio origina um transporte de oxigênio da atmosfera para o interior do líquido até que o

equilíbrio seja reestabelecido. Desta maneira, a matéria orgânica é oxidada e a concentração

de oxigênio dissolvido retorna a sua condição de equilíbrio.

Denomina-se auto-depuração ao processo natural pelo qual a matéria orgânica e os

microorganismos patogênicos dos esgotos é oxidada, e a condição de equilíbrio do oxigênio

dissolvido é reestabelecida em um curso d’água.

2.1. TRANSPORTE E TRANSFORMAÇÃO DA MATÉRIA ORGÂNICA E OXIGÊNIO

DISSOLVIDO

A concentração da matéria orgânica em corpos d’água dá-se pelos processos de transporte e

transformação. Os mecanismos de transporte são advecção, difusão e dispersão.

Advecção: é o transporte que ocorre devido ao movimento da água, representado por sua

velocidade média.

Difusão: é o transporte que ocorre de um local de maior concentração para outro local de

menor concentração. Difusão molecular é o transporte devido ao movimento aleatório das

moléculas do líquido, ocorrendo mesmo que o líquido esteja sem movimento. Difusão

turbulenta é o transporte que decorre do movimento turbulento do líquido, com variações

instantâneas de velocidade.

Dispersão: é o transporte que ocorre devido às diferenças de velocidade ao longo dos perfis

vertical e lateral do fluido.

Neste curso nos limitaremos a considerar apenas o transporte advectivo, o qual é

predominante em rios que não sofrem a influência de marés. Considere o trecho A – B de um

rio, como mostrado na Figura 1.

A B

Figura 1: Trecho de um rio.

Para analisarmos o transporte advectivo, consideremos um contaminante conservativo (isto é,

que não se degrada) no interior de uma fatia de seção transversal A e extensão x (Figura

2).


23

Figura 2: Volume controle para derivação da equação geral de balanço de

massas em uma dimensão.

Na Figura 2, Q, U, A e x significam, respectivamente, vazão, velocidade, área da seção e

extensão do volume controle. C1 e C2 representam as concentrações do contaminante na

entrada e saída do volume controle.

O balanço de massa expressa o princípio de que a massa do contaminante entrando no volume

controle menos a massa que está saindo é igual à acumulação/decaimento do contaminante no

interior do volume controle. Matematicamente, o balanço de massa é expresso pela Equação

1.

Vt

CCQCQ

=− 21 (1)

Vt

CCCQ

=− )( 21 (2)

0CCCCCC 1212 −= , quando há degradação do contaminante dentro do

volume controle.

Dividindo-se a Equação 2 pela área A,

A

V

t

CCC

A

Q

=− )( 21 (3)

Substituindo-se V = A x e U = Q/A na Equação 3, tem-se:

A

xA

t

CUCC

=− )( 21

Fazendo-se C = C2 – C1, tem-se:

t

C

x

CU

=

− (4)

Fazendo-se x→ 0 e t → 0,

td

Cd

xd

CdU =− (5)

A equação 5 representa o transporte por advecção de um poluente conservativo na direção x.

Seção A

Q, U, C2 Q, U, C1

x x + x x


24

O que acontece quando o contaminante é não conservativo? (por exemplo, a matéria orgânica

biodegradável em esgotos). Neste caso, deve-se adicionar o termo de reação na Equação 5.

reaçãoxd

CdU

td

Cd−= (6)

No caso da DBO, viu-se na aula anterior que a cinética da reação é de primeira ordem.

Lkdt

dL−=

Assim,

Ckxd

CdU

td

Cd−−= (7)

Em condições permanentes, não há acumulação no volume controle, isto é, dC/dt = 0. A

Equação 7 fica:

Ckxd

CdU =− (8)

xdU

k

C

Cd−= (9)

Integrando-se a Equação 9, tem-se:

=

=

=

=

−=

xx

x

CC

CC

xdU

k

C

Cd

00

(10)

A solução da Equação 10 é:

xU

kCC −=− 0lnln → U

xk

eCC−

= 0 (11)

Como t = x/U, a Equação 11 tem a mesma forma da Equação da DBO remanescente vista na

aula anterior. Em vez de C, utilizou-se L para expressar a concentração de DBO. A Equação

(11) tem a seguinte forma:

tk

t eLL −= 0 (12)

Considere a situação em que os esgotos de uma fonte de poluição (p. ex., uma cidade ou

indústria) estejam sendo despejados em um rio. A Figura 3 mostra o perfil da concentração

da DBO no rio.


25

Figura 3: Perfil de DBO em um rio que recebe carga contaminante.

A DBO do rio cresce imediatamente ao receber os esgotos. A DBO no ponto de lançamento

dos esgotos (x = 0) é calculada através de um balanço de massa entre a DBO do rio e a dos

esgotos (Equação 13). (Caso 2.1)

QRLR + QELE = (QR + QE) L0 (13)

ER

EERR

QQ

LQLQL

+

+=0 (14)

Sendo QR = vazão do rio; QE = vazão de esgotos; LR = DBO do rio; LE = DBO do esgoto; Lo

= DBO da mistura rio-esgoto no ponto de despejo.

A DBO a ser usada em estudos de autodepuração é a DBO última, e não a DBO5.

Caso 2.1: Em Barcelona, España, o efluente tratado de uma ETE próxima ao litoral é

recalcado 10 km para montante e vertido no rio Llobregat (ou Besos?). O rio, a partir deste

ponto passou a ter fluxo perene, e voltou a ter peixes entre o ponto de lançamento e a foz. O

leito pedregoso proporciona um efetivo tratamento complementar, aumentando o teor de OD.

Oxigênio Dissolvido

A concentração de equilíbrio de oxigênio dissolvido na água denomina-se concentração de

saturação ou solubilidade. Esta concentração é calculada de acordo com a Lei de Henry, que

estabelece que a concentração de qualquer gás que está dissolvido em um líquido é

diretamente proporcional à pressão parcial do gás sobre o líquido (Equação 15).

gás

equil

HP

CK = (15)

Cidade ou

indústria

QE, LE

DBO

(mg/L)

x = 0

Tkt eLL −= 0

x

QR, LR


26

O gás oxigênio compõe cerca de 21% do ar atmosférico. Assim, considerando a pressão do ar

de 1 atm, a pressão parcial de oxigênio é de 0,21 atm. A constante de Henry para o gás

oxigênio é 43,8 mg/Latm. Deste modo, a concentração de equilíbrio de oxigênio dissolvido

na água será:

Cequil O2 = KHPO2 = 0,21 atm x 43,8 mg/Latm = 9,20 mg/L

A concentração de saturação de OD na água depende de três fatores: temperatura, altitude e

salinidade.

Temperatura: a concentração de OD diminui com o aumento de temperatura. As moléculas do

gás tornam-se mais agitadas, resultando na passagem de gases dissolvidos para a atmosfera.

Altitude: o aumento de altitude torna o ar mais rarefeito; por conseguinte, diminui a pressão

atmosférica e a pressão parcial de oxigênio, resultante em decréscimo da concentração de

equilíbrio de OD na água.

Salinidade: o aumento da salinidade diminui a concentração de equilíbrio de OD na água, uma

vez que as moléculas do sal ocupam espaços dos gases no líquido. Assim, a concentração de

equilíbrio de OD nos oceanos é menor do que em rios.

Considere o recipiente com água da Figura 4. Quando a concentração de OD no líquido está

em equilíbrio com a atmosfera, o número de moléculas de O2 entrando no líquido através da

interface ar-água é igual ao número de moléculas de O2 saindo do líquido pela interface.

Figura 4: Equilíbrio de oxigênio dissolvido na água com O2 do ar.

O que acontece se a concentração de OD no líquido for menor que a concentração de

saturação? Neste caso, o sistema tentará voltar ao equilíbrio através da passagem de O2 para o

líquido através da interface ar-água. A velocidade de transferência de oxigênio do ar para o

líquido é proporcional à diferença entre a concentração de saturação e a concentração

existente. Esta relação é expressa através da Equação 16.

)(2 CCktd

CdS −= (16)

Sendo: dC/dt = taxa de variação da concentração de OD na água;

k2 = coeficiente de reaeração, [1/T]

CS = concentração de saturação de OD na água, [mg/L]

C = concentração real de OD na água

Chamando-se D de déficit de oxigênio,

D = CS – C (17)

ar

líquido

H2O

O2 (gás)

OD líquido


27

Fazendo-se C = CS – D, e substituindo-se na Equação (16),

Dktd

DCd S =−

2

)( (18)

Dktd

Dd

td

Cd S =− 2 (19)

O termo dCS/dt é igual a zero, uma vez que CS é constante. A Equação 19 ficará:

Dktd

Dd−= 2 (20)

A solução da Equação 20 é:

tk

t eDD−

= 20 (21)

Na Equação 21, tem-se:

D0: déficit inicial de oxigênio, isto é o déficit no instante x = 0, que é o

ponto de mistura entre o rio e o esgoto (Equação 22);

Dt: déficit de oxigênio em um instante t qualquer (Equação 23).

D0 = CS – C0 (22)

Dt = CS – Ct (23)

O processo de transferência de gás oxigênio da atmosfera para a água denomina-se de re-

oxigenação ou re-aeração.

Equação de DBO-OD

Se o termo de re-oxigenação for considerado na Equação 6, tem-se:

( )CCkLkxd

CdU

td

Cds21 −+−−= (24)

O primeiro termo do lado direito da Equação 24 representa a mudança de concentração

devido ao transporte advectivo; o segundo termo representa o consumo de oxigênio pela

DBO; finalmente o terceiro termo representa o ganho de OD devido à re-oxigenação da água

que decorre do consumo de OD pela matéria orgânica.

Para condições permanentes, dC/dt = zero, tem-se:

( )CCkLkxd

CdU0 s21 −+−−= (25)

Considerando-se que ( )

xd

Dd

xd

DCd

xd

Cd s −=−

= e substituindo-se D = Cs – C, a Equação 25

tem-se:

0DkLkxd

DdU 21 =+− (26)

Substituindo-se a Equação (12) e (21) em (26), tem-se:


28

021

0201 =+−−− tktk

eDkeLkxd

DdU (27)

A solução da equação diferencial (27) é:

tktktkt eDee

kk

LkD

−−−+−

−

= 221

0

12

01 (28)

Como Dt = CS – Ct, pode-se expressar a Equação 28 como:

tk0

tktk

12

01St

221 eDeekk

LkCC −−−

−−−

−= (29)

A Equação 29 é conhecida como Equação de Streeter-Phelps em homenagem aos dois

sanitaristas norte-americanos que a desenvolveram. Ela expressa a concentração (C) de OD

em rios em função da distância após o recebimento de carga orgânica, que ocorre em x = 0. A

forma gráfica da Equação 29 é mostrada na Figura 5.

Figura 5: Curva de autodepuração da matéria orgânica

Logo após o lançamento do esgoto, tem início a decomposição da matéria orgânica, com

consumo de OD. Inicia-se também a re-aeração atmosférica. Enquanto o consumo de OD for

maior que a re-aeração, a concentração de OD vai diminuindo. Chega-se a um ponto crítico,

onde a taxa de consumo de OD é exatamente igual à taxa de re-aeração. Neste ponto ocorre a

mínima concentração de OD. Este ponto é identificado como déficit crítico, concentração

crítica, distância crítica e tempo crítico. A jusante do ponto crítico, a taxa de re-aeração é

superior à taxa de consumo de OD. Desta maneira, a concentração de oxigênio cresce com a

distância, eventualmente voltando a atingir a concentração de saturação.

Para calcular o déficit crítico, fazer dD/dx igual a zero na Equação 26.

( )

C2U

xk01 DkeLk

1=

− (30)

C0

Crio

CS

C

(mg/L)

x = 0

t = 0

xc

tc

DC Dt

Ct CC

x


29

C1 tk0

2

1C eL

k

kD

−= (31)

CSCCSC DCCCCD −=→−= (32)

O tempo crítico é obtido diferenciando-se a Equação 28 em relação a “t” e fazendo-se dD/dt

= 0.

−−

−=

01

120

1

2

12C

Lk

)kk(D1

k

kln

kk

1t (33)

Coeficientes de desoxigenação e re-aeração

O coeficiente k1 é o coeficiente da taxa da reação da equação da DBO. Este coeficiente é

também chamado de coeficiente de desoxigenação, pois integra uma equação que descreve o

consumo de OD.

O coeficiente k2 é denominado de coeficiente de re-aeração. Depende da velocidade e

profundidade da água do corpo receptor. A Equação 34 expressa a dependência do k2 com

relação à profundidade e velocidade.

c

b

2H

vak = (34)

Sendo: v = velocidade de escoamento

H = profundidade

a, b, c = constantes

Para rios com profundidades entre 0,6 m e 4,0 m e velocidades entre 0,05 m/s e 0,8 m/s,

O’Connor e Dobbins determinaram a seguinte equação para cálculo de k2:

5,1

5,0

2H

v73,3k = (35)

Ambos os coeficientes k1 e k2 possuem como unidades o inverso do tempo (dia-1). Ambos são

dependentes da temperatura, de acordo com as Equações 36 e 37.

2011 )20()( −= TCkTk (36)

2022 )20()( −= TCkTk (37)

é um coeficiente empírico. Valores típicos de para DBO e OD são, respectivamente, 1,047

e 1,024.

As concentrações de oxigênio dissolvido na água são apresentadas na Tabela 1.


30

Tabela 1: Solubilidade do oxigênio dissolvido na água, em equilíbrio com o ar seco a 760

mm Hg e contendo 20,9% de oxigênio (Fonte: Sawyer et al., 1994).

Temp

(oC)

Concentração de cloreto (mg/L) Temp

(oC)

Concentração de cloreto (mg/L)

0 5.000 10.000 15.000 20.000 0 5.000 10.000 15.000 20.000

0 14,6 13,8 13,0 12,1 11,3 - - - - - -

1 14,2 13,4 12,6 11,8 11,0 16 10,0 0,5 9,0 8,5 8,0

2 13,8 13,1 12,3 11,5 10,8 17 9,7- 9,3 8,8 8,3 7,8

3 13,5 12,7 12,0 11,2 10,5 18 9,5 9,1 8,6 8,2 7,7

4 13,1 12,4 11,7 11,0 10,3 19 9,4 8,9 8,5 8,0 7,6

5 12,8 12,1 11,4 10,7 10,0 20 9,2 8,7 8,3 7,9 7,4

6 12,5 11,8 11,1 10,5 9,8 21 9,0 8,6 8,1 7,7 7,3

7 12,2 11,5 10,9 10,2 9,6 22 8,8 8,4 8,0 7,6 7,1

8 11,9 11,2 10,6 10,0 9,4 23 8,7 8,3 7,9 7,4 7,0

9 11,6 11,0 10,4 9,8 9,2 24 8,5 8,1 7,7 7,3 6,9

10 11,3 10,7 10,1 9,6 9,0 25 8,4 8,0 7,6 7,2 6,7

11 11,1 10,5 9,9 9,5 8,8 26 8,2 7,8 7,4 7,0 6,6

12 10,8 10,3 9,7 9,2 8,6 27 8,1 7,7 7,3 6,9 6,5

13 10,6 10,1 9,5 9,0 8,5 28 7,9 7,5 7,1 6,8 6,4

14 10,4 9,9 9,3 8,8 8,3 29 7,8 7,4 7,0 6,6 6,3

15 10,2 9,7 9,1 8,6 8,1 30 7,6 7,3 6,9 6,5 6,1

Roteiro para solução de problemas de auto-depuração da matéria orgânica

A. Dados do problema:

Rio: OD, DBO, temperatura (concentração de saturação de OD),

vazão, k1 e k2 (ou velocidade e profundidade médias)

Fonte poluidora: vazão, DBO, OD.

B. Incógnitas:

Déficit de oxigênio

Tempo crítico

Distancia crítica

Concentração crítica de oxigênio dissolvido

Curvas de DBO e OD

C. Roteiro para solução:

C.1 Cálculo de L0 (DBO da mistura do esgoto com a água do rio no exato local de despejo do

esgoto no rio), pela Equação 14.

ER

EERR

QQ

LQLQL

+

+=0 (14)

C.2 Cálculo de C0 (OD da mistura esgoto-água do rio no exato local de despejo do esgoto no

rio) (Equação 38):

ER

EERR

QQ

CQCQC

+

+=0 (38)


31

C.3 Determinação da concentração de saturação de OD (função da temperatura da água)

CS = f(T)

C.4 Cálculo do déficit inicial de oxigênio dissolvido na água do rio no local de despejo

D0 = CS - C0 (39)

C.5 Cálculo de k1 e k2:

c

b

H

vak =2 (34)

2022 )20()( −= TCkTk (37)

2011 )20()( −= TCkTk (36)

C.6 Cálculo do tempo crítico (usar Equação 33)

−−

−=

01

120

1

2

12C

Lk

)kk(D1

k

kln

kk

1t (33)

C.7 Cálculo da distância crítica (Equação 40)

CC tvd = (40)

sendo “v” a velocidade média do escoamento.

C.8 Cálculo do déficit crítico (usar Equação 31)

C1 tk0

2

1C eL

k

kD

−= (31)

C.9 Cálculo da concentração de oxigênio dissolvido crítico (usar Equação 32)

CSC DCC −= (32)

C.10 Traçar o perfil de OD em função da distância a jusante do local de despejo (usar

Equação 29)

tk0

tktk

12

01St

221 eDeekk

LkCC

−−−−−

−

−= (29)

C.11 Traçar os perfis da DBO remanescente e DBO exercida (usar as Equações 12 e 41)

tk

0t eLL −= (12)

)e1(Lytk

0t1−

−= (41)


32

Anexo: Classificação das águas doces segundo a qualidade requerida para seus usos

preponderantes de acordo com a Resolução No 357 do Conselho Nacional do Meio

Ambiente de 17 de março de 2005.

Classe Especial: águas destinadas:

a) ao abastecimento para consumo humano, com desinfecção;

b) à preservação do equilíbrio natural das comunidades aquáticas;

c) à preservação dos ambientes aquáticos em unidades de conservação de proteção

integral

Classe 1: águas que podem ser destinadas:

a) ao abastecimento para consumo humano, após tratamento simplificado;

b) à proteção das comunidades aquáticas;

c) à recreação de contato primário, tais como natação, esqui aquático e mergulho,

conforme Resolução CONAMA nº274, de 2000;

d) à irrigação de hortaliças e frutas que são consumidas cruas e de frutas que se

desenvolvam rentes ao solo e que sejam ingeridas cruas sem remoção de película;

e) à proteção das comunidades aquáticas em Terras Indígenas


a) ao abastecimento para consumo humano, após tratamento convencional;

b) à proteção das comunidades aquáticas;

c) à recreação de contato primário, tais como natação, esqui aquático e mergulho,

conforme Resolução CONAMA nº274, de 2000;

d) à irrigação de hortaliças, plantas frutíferas e de parques, jardins, campos de esporte e

lazer, com os quais o público possa vir a ter contato direto;

e) à aquicultura e à atividade de pesca;


a) ao abastecimento para consumo humano após tratamento convencional ou avançado;

b) à irrigação de culturas arbóreas, cerealíferas e forrageiras;

c) à pesca amadora;

d) à recreação de contato secundário;

e) à dessedentação de animais;


a) à navegação;

b) à harmonia paisagística.

A Tabela 2 apresenta a qualidade da água para alguns parâmetros, segundo a sua classe.

Tabela 2: Qualidade da água para alguns parâmetros de acordo com a classe.

Parâmetro Classe 1 Classe 2 Classe 3 Classe 4

Coli Termotolerantes (org/100 ml) 200 1.000 2.500

DBO5 (mg/l) 3 5 10 -

Oxigênio dissolvido (mg/l) 6 5 4 2


33

2.2 DECAIMENTO DE MICROORGANISMOS PATOGÊNICOS

A sobrevivência e destino de microrganismos em águas naturais dependem de fatores como

intensidade de luz solar, temperatura, salinidade, predação, disponibilidade de nutrientes,

presença de substâncias tóxicas e sedimentação dos organismos.

Para rios, a concentração de bactérias seguindo-se a uma descarga é dada pela Equação 42: tk

oBeNN−

= (42)

Sendo:

kB = coeficiente de decaimento bacteriano: 0,5 a 1,5 d-1;

t = tempo de percurso desde a descarga;

[d], No e N são as concentrações de bactérias nos tempos zero e t, respectivamente,

[org/100 mL].

Para a temperatura T, o coeficiente de decaimento bacteriano é calculado pela Equação 43:

20T

BB )20(k)T(k −= (43)

Sendo = 1,07.

Exemplo: Considere que um esgoto bruto contenha 1 x 107 coliformes fecais (CF)/100 mL e

que a concentração de CF na água do rio seja nula (0 CF/100 mL). Admitindo-se uma

constante de decaimento de 1,0 d-1, qual será a concentração de CF 10 km à jusante do

lançamento? Admita que a velocidade da água no rio seja de 0,22 m/s. As vazões no rio e

esgotos domésticos são de 4.500 L/s e 150 L/s, respectivamente.

A concentração No no local de mistura do esgoto com o rio será:

mL

CF

sL

mLCF

sL

sL

No 1001023,3

)150500.4(

100)

10150()0500.4(5

7

=+

+=

v = 0,22 m/s x 10-3 km/m x 86400 s/dia = 19 km/dia

t = x / v = 10 km / 19 km/dia = 0,5263 dias

mL100/CF109,1)d5263,0d/0,1(expmL100/CF1023,3N 55 =−=

Figura 6: Perfil da concentração de coliformes fecais.

0,00E+00

5,00E+04

1,00E+05

1,50E+05

2,00E+05

2,50E+05

3,00E+05

3,50E+05

-10 0 10 20 30 40 50

Co

ncen

tração

(C

F/1

00

mL

)

Distância (km)


34

3. HISTÓRICO DO TRATAMENTO DE ÁGUA E ESGOTOS E TECNOLOGIAS DE

TRATAMENTO DA ÁGUA PARA CONSUMO HUMANO

O conteúdo deste capítulo apresenta dados históricos que revelam que mesmo há séculos

atrás, antes do advento da microbiologia, conhecimentos empíricos combinados com técnicas

hoje rudimentares, permitiram que certos povos tivessem certo controle sobre a qualidade da

água. Este fato permitiu o desenvolvimento de culturas e civilizações que se sobrepuseram a

outras.

3.1. HISTÓRICO DO TRATAMENTO DE ÁGUA

A tabela 3.1 apresenta eventos históricos precursores ao desenvolvimento dos sistemas

modernos de abastecimento e tratamento de água.

Tabela 3.1: Histórico do desenvolvimento dos sistemas de abastecimento e tratamento de

água.

Período Evento

4000 A.C.

Escritos sânscritos e gregos recomendavam métodos de tratamento de água. No

sânscrito Ousruta Sanghita está descrito que “água impura deve ser purificada

por fervura sobre o fogo, ou aquecida no sol, ou por imersão de uma barra de

ferro quente na água. Também pode ser purificada por filtração em areia e

cascalho grosseiro, deixando-a resfriar.

3000 a

1500 A.C.

A civilização Minóica em Creta desenvolve tecnologias tão avançadas que

podem ser comparadas aos sistemas modernos de águas urbanas desenvolvidos

na Europa e América do Norte na segunda metade do século 19. A tecnologia é

exportada para a região Mediterrânea.

1500

A.C.

Egípcios reportam o uso de alumínio para causar a sedimentação de partículas

suspensas da água. Gravura de um aparato de clarificação encontra-se na

parede da sepultura de Amenophis II em Tebes e mais tarde na tumba de

Ramses II.

Séc.V A.C.

Hipócrates, o pai da medicina, nota que água da chuva deve ser fervida ou

coada. Ele inventa a “peneira de Hipócrates”, um saco de pano para coar água

de chuva.

Terceiro

sec. A.C.

Sistemas públicos de suprimento de água são desenvolvidos em Roma, Grécia,

Cartagena e Egito.

340 A.C.

a 225 D.C.

Engenheiros romanos criaram um sistema de abastecimento de água que

fornece 490 x 103 m3/dia (5,7 m3/s) a Roma através de aquedutos.

1676 Anton van Leeuwenhoek observa, pela primeira vez, microorganismos no

microscópio.

1703

Cientista francês La Hire apresenta um plano a Academia Francesa de Ciências

propondo que toda residência tenha um filtro de areia e cisterna para água de

chuva.

1746

Cientista francês Joseph Amy ganha uma patente por um projeto de filtro. Por

volta de 1750, filtros compostos de esponja, carvão, e lã podem ser comprados

para uso doméstico.

1804 A primeira planta municipal de tratamento de água é instalada em Paisley,

Escócia. A água filtrada é distribuída por um cavalo e carroça.

1807 Glasgow, Escócia é uma das primeiras cidades a canalizar água para os

consumidores.

1829 Instalação de filtros lentos de areia em Londres, Inglaterra.


35

Período Evento

1835 Dr. Robley Dunlingsen, em seu livro Saúde Pública, recomenda a adição de

uma pequena quantidade de cloro para converter água contaminada em potável

1846

Ignaz Semmelweiss (Vienna) recomenda que cloro deve ser usado para

desinfetar as mãos de médicos entre as visitas de pacientes. A mortalidade de

pacientes cai de 18 para 1% como resultado desta ação.

1854

John Snow mostra que uma epidemia de cólera asiática tinha origem na água do

poço da rua Broad, que estava contaminado por fossa negra usado por vítima de

cólera. Snow, que não sabia sobre bactérias, suspeita que um agente presente se

replica em grande número em indivíduos infectados, é liberado pelas fezes e

transportado pela água até suas vítimas.

1854 Dr. Falipo Pacini, na Itália, identifica o organismo que causa a cólera asiática,

mas sua descoberta permanece desconhecida.

1856 Thomas Hawksley, engenheiro civil, advoga o uso de sistema pressurizado de

água como estratégia para evitar contaminação externa.

1864 Louis Pasteur articula a teoria dos germes como origem das doenças.

1874 Filtros lentos de areia são instalados em Poughkeepsie e Hudson, new York.

1880 Karl Eberth isola o organismo Salmonella typhosa, que causa febre tifóide.

1881 Robert Koch demonstra, em laboratório, que cloro inativa bactérias.

1883 Carl Zeiss comercializa o primeiro microscópio comercial de pesquisa.

1884

Professor Escherich isola organismos de fezes de paciente de cólera que ele

pensa ser o causador da cólera. Mais tarde, foi visto que organismos similares

também estão presentes nos tratos intestinais de todos os indivíduos saudáveis.

Os organismos são eventualmente chamados de Escherichia coli.

1884 Robert Koch prova que a cólera asiática é causada por uma bactéria, Vibrio

cholera, que ele chama de bacílo “vírgula” por causa de sua forma em vírgula.

1892

Uma epidemia de cólera atinge Hamburgo, Alemanha, enquanto a cidade

vizinha de Altona, que trata sua água com filtração lenta em areia, escapa da

epidemia. Desde este episódio, o valor da filtração em meio granular é

reconhecido.

1892

O Conselho de Saúde de New York usa o método de fermentação em tubos

desenvolvido por Theobald Smith para a detecção de E. coli para demonstrar a

conexão entre contaminação por esgotos do rio Mohawk e a propagação de

febre tifóide.

1893

O primeiro filtro de areia é construído na América (em Lawrence,

Massachussetts) com o propósito de reduzir a taxa de mortalidade da

população. O filtro é um grande sucesso.

1897

G. W. Fuller estuda a filtração rápida em areia (5 m3/m2dia) e acha que as

remoções de bactérias são muito melhores quando a filtração é precedida por

coagulação e sedimentação.

1902

O primeiro sistema de abastecimento de água a usar cloro é feito em

Middelkerke, Bélgica. Na realidade, o processo é “Ferroclor”, sendo hipoclorito

de cálcio e cloreto férrico misturados, resultando em coagulação e desinfecção.


36

Período Evento

1903

O processo de tratamento por ferro e cal para remoção de dureza da água

(abrandamento) é aplicado à água do rio Mississipi que abastece St. Louis,

Missouri.

1906 Ozônio é usado pela primeira vez como desinfetante em Nice, França. O

primeiro uso do ozônio nos Estados Unidos ocorre quatro décadas mais tarde.

1911

Johnson publica “Tratamento de suprimentos públicos de água com

hipoclorito”, no qual ele demonstra que a filtração sozinha não é suficiente para

remover microrganismos. A adição de cloro ao processo de tratamento reduz

grandemente o risco de contaminação bacteriana.

1914

O Serviço de Saúde Pública dos Estados Unidos usa o teste de fermentação de

coliformes de Theobald Smith para estabelecer padrões para a qualidade

bacteriológica da água. Os padrões aplicam-se somente para os sistemas de

água que abastecem transportadores interestaduais, como navios e trens.

1941 85% dos sistema de abastecimento de água dos Estados Unidos usam cloro para

desinfetar a água de beber.

1942 Os Estados Unidos adotam pela primeira vez um conjunto compreensivo de

padrões de qualidade da água.

1974 Estudos na Holanda e nos Estados Unidos demonstram que a cloração da água

forma trihalometanos.

1974 Passa a Lei da Água para Consumo Humano Segura.

A continuar ....

Fonte: Traduzido de CRITTENDEN, J.C.; TRUSSELL, R.R.; HAND, D.W.; HOWE, K.J.;

TCHOBANOGLOUS, G. 2005. Water treatment: principles and design. Hoboken, N.J.: Wiley/ MWH.

3.2. HISTÓRICO DO TRATAMENTO DE ESGOTOS

O link abaixo acessa a uma apresentação feita no senado de nosso país, abordando o nosso

ainda deficiente sistema de tratamento de esgotos sanitários.

http://www.senado.leg.br/comissoes/ci/ap/AP20091130_FranciscodeAssisSalvianodeSousa.p

df

3.3. TECNOLOGIAS DE TRATAMENTO DE ÁGUA PARA CONSUMO HUMANO

Na tabela 1 é feita referência às diversas tecnologias, ou processos de tratamento da água para

consumo humano. Em capítulos as mesmas serão abordadas.

http://www.senado.leg.br/comissoes/ci/ap/AP20091130_FranciscodeAssisSalvianodeSousa.pdf





37

Tabela 1: Processos usados no Tratamento da Água para Consumo Humano

Parâmetro de Qualidade da Água Processos

Turbidez e partículas

Coagulação

Floculação

Clarificação

• Sedimentação simples

• Sedimentação em placas

• Unidade em manta de lodos

• Flotação em ar dissolvido

Filtração

• Rápida em areia (convencional)

• Rápida em areia (filtração direta)

• Filtração lenta em areia

• Filtração em terra diatomácea

• Microfiltração

• Ultrafiltração

• Nanofiltração

• Osmose reversa

Bactérias, vírus, protozoários

Filtração

Desinfecção

• Cloro

• Cloroamina

• Dióxido de cloro

• Ozônio

• Radiação ultravioleta

Cor verdadeira (dissolvida)

Coagulação / filtração rápida em areia

Coagulação / microfiltração

Ultrafiltração ou nanofiltração

Adsorção

• Carvão ativado granular (CAG)

• Carvão ativado em pó (CAP)

• Resina de troca iônica

Oxidação

• Ozônio

• Cloro

• Permanganato de potássio


Gosto e odor

Oxidação

• Ozônio

• Cloro


• Permanganato de potássio

Adsorção em CAP ou CAG


38

Tabela 1 (continuação): Processos usados no Tratamento da Água para Consumo Humano.

Parâmetro de Qualidade da Água Processos

Compostos orgânicos voláteis

Dessorção por ar

Adsorção carvão ativado granular

Combinação das duas

Subprodutos da desinfecção

Remoção do precursor

• Coagulação melhorada ou

abrandamento

• Adsorção carvão ativado granular

• Carvão ativado biológico (BAC) –

CAG com preozoni’zação

• Nanofiltração

Remoção do subproduto da desinfecção

• Adsorção em carvão ativado

granular

• Dessorção por ar (parcial)

Remoção de ferro e manganês/sequestro

Filtração de precipitados formados na pré-

oxidação

Adsorção /oxidação

• Meio de areia e/ou antracito

• Meio de areia verde

• Meio patenteado

Adição de polifosfato

Remoção de Dureza

Abrandamento com cal

Troca iônica

Nanofiltração

Osmose reversa

Remoção de compostos inorgânicos e

orgânicos

Troca iônica

Tratamento biológico

Adsorção em CAG ou CAP

Oxidação química

Osmose reversa

Controle da corrosão

Pós-tratamento

• Ajuste de pH

• Adição de inibidores

Fonte: AMERICAN WATER WORKS ASSOCIATION (AWWA); AMERICAN SOCIETY

CIVIL ENGINEERS. Water Treatment Plant Design 5th ed. New York: McGraw-Hill, 2012.

Cap. 3.


39

4. PRÉ-TRATAMENTO: GRADEAMENTO, DESARENAÇÃO E MEDIÇÃO DE

VAZÃO EM ETA E ETE

Abordaremos neste capítulo a etapa do pré-tratamento (tratamento preliminar), ou seja, os

aspectos relativos ao gradeamento e à remoção de areias (desarenação) tanto em ETA como

em ETE. Esta etapa de tratamento, denominada de pré-tratamento, nas ETE é feita em um

módulo estrutural que geralmente reúne os equipamentos necessários para ambas as

finalidades.

Nas ETE tanto o gradeamento como a desarenação são imprescindíveis, devido aos sólidos

presentes nos esgotos. Inclui-se ainda neste capítulo a medição de vazão afluente.

O tratamento preliminar (pré-tratamento) visa remover aos sólidos grosseiros e abrasivos dos

esgotos, condicionando-o as etapas seguintes do tratamento. Os sólidos grosseiros que

chegam às ETE incluem plásticos, pedaços de madeira, folhas, papéis e outros materiais que

não deveriam estar presentes em esgotos. Estes materiais são removidos por grades de ou

peneiras, que constituem a primeira etapa do tratamento de esgotos domésticos.

O tratamento preliminar inclui ainda uma instalação (calha Parshall) para medição da vazão

afluente à estação de tratamento. Em muitas estações, uma estação de bombeamento é

colocada à montante do tratamento preliminar de modo a elevar os esgotos e permitir seu

fluxo por gravidade ao longo da ETE. Em países europeus, é comum que o tratamento

preliminar inclua também a remoção de óleos e graxas, mas esta prática não é muito comum

no Brasil (A recentemente inaugurada ETE Serraria em Porto Alegre inclui a remoção de OG

junto com o desarenador).

Aprecie imagens das ETA e ETE mais recentemente implantadas pela CORSAN em:

http://www.corsan.com.br/lista-de-galerias-de-imagem

No site da CORSAN você também pode acessar informações sobre estágios, quando estes são

oferecidos pela empresa.

Ao projetar ETE para o Rio Grande do Sul, não podemos abdicar da adoção de desarenadores,

ainda que a CORSAN, em circular interna da Companhia, dispense aos mesmos.

4.1. GRADEAMENTO EM ETA E ETE

Nesta seção trataremos do gradeamento a adotar em ETA e em ETE.

A implantação de grades em sistemas de tratamento de água geralmente é feito no local de

captação, razão pela qual não as vemos em muitas ETA. O gradeamento visa reter materiais

sólidos em suspensão ou arrastados, consistindo de um arranjo de barras paralelas. Por vezes,

após as grades, são adotadas telas para reter sólidos menores que passam pelas grades.

Nas ETA com frequência a remoção de areias é dispensável, adotando-se apenas o

gradeamento. Deve-se ressaltar que com frequência as grades não são parte integrante de uma

ETA, pelo fato que estas são implantadas na captação.




40

4.1.1 Características gerais das grades

As grades de barra são constituídas por barras de ferro ou aço dispostas em paralelo e

colocadas em posição normal ao fluxo de esgotos. As grades são dispostas inclinadas ou

verticais em relação ao fluxo. Quanto à remoção do material retido, as grades podem ser

mecanizadas ou manuais. De acordo com o espaçamento entre as barras, as grades são

classificadas como grosseiras (40 a 100 mm), médias (20 a 40 mm), finas (10 a 20 mm) e

ultrafinas (3 a 10 mm).

Os materiais retidos nas grades apresentam potencial de geração de maus odores e devem ser

removidos tão rapidamente quanto possível. A remoção manual é feita através de ancinho

enquanto que a mecânica é realizada por rastelo, acionado automaticamente por temporizador

ou por controladores que acionam o rastelo quando a perda de carga entre montante e jusante

da grade exceder o valor máximo estipulado.

A inclinação das grades de acionamento manual varia entre 45o e 60 o. As mecanizadas podem

ser verticais ou com inclinações entre 70o e 85 o. Entre as grades mecanizadas, aquelas do tipo

cremalheira apresentam vantagens sobre as de cabos e de correntes, pois seus mecanismos de

acionamento e limpeza localizam-se fora do líquido. Existem também as grades do tipo

rolante, que se movimentam ao longo do canal de esgotos, recolhendo os materiais e

descarregando-os em caçambas.

A estimativa da quantidade de material retido é realizada usando-se o valor de 40 a 50 litros

por cada 1000 m3 de esgotos. O material retido poderá ser lavado por meio de jatos de água,

secos através de prensas ou receberam adição de cal para condicionar o material antes de seu

transporte para aterro sanitário ou incineração.

4.1.1.1. Grades grosseiras

As grades grosseiras visam reter sólidos de dimensões superiores a 7,5 cm. O afastamento

entre as laterais de duas barras vizinhas varia entre 7,5 a 15,0 cm. As mesmas são adotadas em

rios sujeitos a correntezas por ocasião de chuvas intensas, ocasiões em que material grosseiro

(galhos, bolsas plásticas, garrafas PET...) é arrastado pela corrente.

4.1.1.2. Grades finas

Destinam-se a retenção de sólidos menores que 7,5cm, flutuantes ou suspensos, e o

afastamento entre laterais de barras vizinhas é de 2,0 cm até 4,0cm.

A espessura das barras metálicas adotadas nas grades pode ser (Heller e Pádua, 2006):

- grades grosseiras: 3/8” (0,95cm), 7/16” (1,11cm) ou 1/2” (1,27cm);

- grades finas: 1/4” (0,64cm), 5/16” (0,79cm), ou 3/8” (0,95cm).

Heller e Pádua (2006) referem que as grades com maior altura devem ter barras mais espessas.


41

4.1.1.3. Telas

As telas sempre devem ser adotadas após as grades. São constituídas por filamentos metálicos

ou plásticos, com malha de 8 a 16 fios por decímetro de comprimento da tela.

4.1.1.4. Limpeza de grades e telas

O processo de limpeza em grades e telas pode ser manual ou mecanizado. Os processos

mecanizados são adotados nas instalações de grande porte, devido ao seu custo.

4.1.2 Dimensionamento das grades

As grades são projetadas para a vazão máxima afluente à ETA ou ETE. As velocidades

sugeridas mínimas e máximas de passagem do líquido entre as grades são 0,60 m/s e 1,20 m/s

respectivamente. A velocidade mínima destina-se a evitar a deposição de material, enquanto

que a máxima é indicada para evitar o arraste de material. As perdas de carga mínimas

sugeridas são 0,10 m e 0,15 m, respectivamente para grades de limpeza manual e mecanizada.

Admite-se que uma obstrução de até 50% do nível de água no canal da grade.

O dimensionamento das grades inclui a seleção do tipo de grade, o dimensionamento do canal

da grade e a avaliação da perda de carga na grade.

A seleção do tipo de grade depende de sua localização e vazão afluente. Grades à montante de

estações elevatórias podem ser do tipo grosseira enquanto que as médias ou finas estarão

dispostas à jusante das elevatórias. Para profundidades do canal maiores que 3,0 m usam-se

grades mecanizadas.

O termo “Eficiência da Grade” representa a relação de ocupação do canal pela grade, e é

expresso pela Equação 1:

ta

aE

+= (1)

Sendo:

E = eficiência da grade;

a = espaçamento entre barras;

t = espessura das barras.

O dimensionamento do canal afluente à grade é calculado pela Equação 2.

E

AS u= (2)

Sendo:

S = área da seção do canal junto à grade

Au = área útil na seção da grade, isto é, a área livre entre as barras da grade (Eq. 3)

v

QA u = (3)

Assim, a Equação (29) pode ser escrita na forma da Equação 4:

a

taAS u

+= (4)

Sendo: Q = vazão de projeto; v = velocidade de passagem entre as barras.


42

A velocidade de aproximação do líquido no canal afluente à grade, na seção imediatamente

anterior à ela, é calculada pela Equação 5.

S

Qvo = (5)

A perda de carga na grade de barras, para as grades limpas, podem ser calculadas pela

Equação de Kirshmer Equação 6:

g2

vsen

a

th

234

f

= (6)

Sendo:

hf = perda de carga [m];

= fator que depende da seção das barras;

a = espaçamento entre barras [m];

t = espessura das barras [m];

v = velocidade de fluxo entre as barras [m/s];

g = aceleração da gravidade [9,81 m/s2];

= ângulo da grade com a horizontal.

Outro modelo para cálculo da perda de carga em grades é dado pela Equação 7. Nesta

equação, considera-se que o escoamento do fluxo através da grade é semelhante ao

escoamento através de orifício.

g2

vv

C

1h

2

o

2

D

f

−= (7)

Sendo:

hf = perda de carga [m];

v = velocidade de fluxo através das grades [m/s];

vo = velocidade de fluxo imediatamente à montante da grade [m/s]; CD = Coeficiente de

arrasto [-].

O coeficiente de arrasto é normalmente adotado como 0,7. Assim, a Equação 7 fica:

g2

vv43,1h

2

o

2

f

−= (8)

Deve ser verificada a influência da perda de carga por obstrução de 50% da lâmina líquida.

Exemplo 1:

Dimensionar um sistema de gradeamento para as seguintes condições: Vazões mínima, média

e máxima iguais a 125 L/s, 250 L/s e 450 L/s,. As barras serão de seção retangular com

dimensões 9,5 mm x 50 mm e com espaçamento de 25 mm. A velocidade admitida através

das barras é de 1,0 m/s.

Solução

A área útil da grade será:

2

3

maxu m45,0

sm0,1

sm450,0

v

QA ===

A eficiência da grade será:

725,05,925

25E =

+=


43

A área da seção do canal será:

22

u m62,0725,0

m45,0

E

AS ===

A largura do canal da grade será:

S = bH’ → b = 0,62 m2/0,60 m = 1,035 m 1,05 m

4.2. DESARENAÇÃO EM ETA E ETE

A Figura 1 mostra um esquema de instalação típica de tratamento preliminar, incluindo grade

de barras, um desarenador e um medidor Parshall.

Figura 1: Tratamento preliminar constituído por gradeamento, desarenador e calha Parshall.

(Fonte: Jordão e Pessoa (2005).

4.2.1. Teoria da sedimentação discreta

O tipo de sedimentação que ocorre com partículas de areia em um desarenador aproxima-se

da forma de sedimentação denominada de sedimentação discreta. Neste tipo de sedimentação,

as partículas sedimentam individualmente, não se aglomerando com outros sólidos. As

partículas mantêm sua forma, peso e volume durante a sedimentação. A seguir faz-se uma

análise da sedimentação discreta, assumindo-se as seguintes premissas:

▪ Fluido com viscosidade;

▪ Fluido em quiescência;

▪ Partícula com forma, volume, tamanho e peso constante.

As forças atuantes sobre uma partícula de areia em um líquido sem escoamento são (Fig. 2):


44

Figura 2: Sedimentação de partícula discreta.

Fg = força gravitacional;

FA = força de arrasto;

E = empuxo devido ao volume do líquido deslocado.

A força de arrasto é causada pelo movimento da partícula em um líquido em repouso.

Fg = mSg = sgV (9)

E = mLg = LgV (10)

A força devido ao arrasto depende da velocidade da partícula, densidade do fluido, diâmetro

da partícula e coeficiente de arrasto. Estas variáveis foram determinadas por análise

dimensional, sendo expressas pela equação 11.

2

2

1vACF LDA = (11)

sendo:

mS e mL = massas da partícula e do líquido;

s e L, = densidades da partícula e do líquido;

A, V = área e volume da partícula;

CD = coeficiente de arraste;

v = velocidade da partícula

Quando uma velocidade constante é atingida, a aceleração da partícula torna-se zero, e as três

forças se encontram em equilíbrio.

FA + E = Fg (12)

2scLDLS vAC

2

1VgVg =−

2scLDLS vAC

2

1Vg)( =− (13)

Onde: vsc = velocidade de sedimentação crítica, que representa a velocidade da partícula com

as forças em equilíbrio.

Considerando-se uma partícula esférica de diâmetro D,

4

DA

2= ;

6

DV

3=

E FA

Fg


45

Substituindo-se A e V na Equação 13,

2sc

2

LD

3

LS v4

DC

2

1

6

Dg)(

=

−

Rearranjando-se,

L

Ls

Dsc

C

Dg

3

4v

−

= (14)

O coeficiente de arrasto, CD, depende do regime de escoamento Equação 15.

34,0324

++=RR

DNN

C (15)

=

=

DvDvN h

R (16)

sendo:

NR = número de Reynolds

D = dimensão geométrica característica [L] (diâmetro em condutos forçados, raio

hidráulico para escoamentos livres, diâmetro de esfera movendo-se em líquido)

v = velocidade do escoamento [L/T]

= viscosidade cinemática [L2T-1]

= = viscosidade dinâmica ou absoluta [ML-1T-1]

Para regime laminar, NR < 0,5 → R

DN

C24

(17)

Substituindo-se a Equação 16 na Equação 17, e esta na Equação 14:

RL

Lssc

N24

Dg

3

4v

−= (18)

LscL

Lssc

Dv

Dgv

−

=24

)(

3

4

−=

18

D)(gv

2Ls

sc (19)

A Equação 19 expressa a Lei de Stokes. Observa-se que a velocidade crítica depende do meio

(densidade, viscosidade) e da partícula sólida (tamanho e densidade).

Stokes chegou à solução para velocidade crítica expressa pela Equação 19 usando como

equação para força de arrasto a Equação 20:

FA = 3vD (20)

A substituição da Equação 20 na Equação 12 permite chegar ao mesmo resultado da

Equação 19 para velocidade crítica.


46

A força de arraste calculada por Stokes é válida para regime laminar de escoamento. Para

regime turbulento, com NR > 104, CD 0.4. Para regime de transição, com NR entre 0,5 e 104,

o coeficiente de arraste deve ser calculado pela Equação 15, e a velocidade crítica pela

Equação 14.

4.2.2. Teoria da sedimentação em tanque ideal com fluxo de escoamento horizontal

O procedimento normalmente adotado para projeto de tanques para remoção de partículas que

apresentem sedimentação do tipo discreta é selecionar uma partícula que tenha velocidade

crítica vsc, e projetar o tanque de modo que toda partícula com velocidade maior do que vsc

seja removida. Seja o tanque mostrado na Figura 3. Definem-se as seguintes variáveis:

▪ H = altura da zona de sedimentação do tanque

▪ vH = velocidade de escoamento longitudinal (horizontal) da água

▪ L = comprimento da zona de sedimentação

▪ B = largura do tanque

▪ v0 = velocidade de sedimentação de uma partícula entrando no tanque em seu topo, a

altura H, e alcançando o fundo a uma distância L

▪ v1 = velocidade de sedimentação de uma partícula entrando a uma altura h do fundo do

tanque (v1 < v0).

▪ td = tempo de detenção no tanque

▪ Q = vazão

Figura 3: Tanque de sedimentação ideal

A velocidade de escoamento longitudinal ou horizontal de toda partícula que ingressa no

tanque em sua zona de entrada será:

HB

Q

A

Qv

T

H

== (21)

d

Ht

Lv = (22)

A componente vertical da partícula o é dada pela Equação 23:

dt

Hv =0 (23)

Zona de Lodo Zo

na

de

En

trad

a

Zo

na

de

Saí

da

H

v1

v0

V1 h

L

vH

vH

vH


47

A velocidade vo é chamada de velocidade crítica, vsc, isto é a velocidade de sedimentação de

uma partícula que ingressa no tanque a uma altura H e atinge o fundo do tanque ao final do

comprimento L em um tempo td.

sco vv =

O tempo de detenção das Equações 22 e 23 é o mesmo. Portanto,

L

Hvv

v

H

v

LHsc

scH

=→= (24)

Substituindo-se vH da Equação 21 na Equação 24, obtêm-se

LB

Q

L

H

HB

Qvsc

=

= (25)

O produto BL corresponde à área superficial AS do tanque. Assim,

S

scA

Qv = (26)

A razão Q/AS é a taxa de aplicação superficial – TAS.

Toda partícula com velocidade maior ou igual a vsc será removida do tanque, independente da

altura em que nele ingressa. No projeto de tanques de remoção de areia, fixa-se vsc, a

velocidade crítica. De acordo com a Equação 26, conclui-se que a velocidade crítica

independe do tempo de detenção e da profundidade do tanque.

Partículas com velocidade de sedimentação vS menor que vsc poderão ser removidas,

dependendo da altura de ingresso no tanque. No esquema da figura 3, v1 possui velocidade de

sedimentação menor do que vsc. A partícula com velocidade v1 não será removida se ingressar

no tanque a uma altura maior que h. Ao contrário, se seu ingresso for a uma altura h, ela

será removida.

Uma partícula com velocidade vS menor do que vsc, entrando no tanque a uma altura h menor

do que H será removida se atingir o fundo do tanque em um tempo de detenção td igual ao

tempo que leva a partícula de velocidade crítica, entrando no tanque a altura H, para chegar ao

fundo do tanque. Assim, uma partícula com velocidade de sedimentação vs < vsc será

removida se:

ds

t

hv = ;

dsc

t

Hv =

scs v

H

v

h= →

sc

s

v

v

H

h= (27)

Na zona de entrada, uma partícula tem igual chance de entrar em qualquer altura, desde h = 0

até h = H. Portanto, a probabilidade de uma partícula de velocidade de sedimentação menor

que a crítica terá de ser removida corresponde à razão dada na Equação 27.


48

Exemplo 02

Considere uma suspensão com 100 partículas com distribuição discreta de tamanhos.

▪ n1 = 15 partículas de diâmetro D1 e velocidade de sedimentação vs = vs1;





▪ nT = 100 partículas: vs1 < vs2 < vs3 < vs4 < vs5

Supor que fixemos vsc = vs4. O que isto significa?

1º) Significa, de imediato, que as partículas de velocidades de sedimentação iguais a vs4 e vs5

serão removidas.

15 + 25 = 40 partículas com vs vsc

2º) Qual será a parcela de partículas de velocidade vs < vsc removidas?

▪ D3: número de partículas removidas = 35v

vn

v

v

sc

s3

sc

s 33 =


vn

v

v

sc

s2

sc

s 22 =


vn

v

v

sc

s1

sc

s 11 =

3°) O número total de partículas removidas será:

N = 15 + 25 + 35v

v

sc

s3 + 10v

v

sc

s2 + 15v

v

sc

s1

4º) A fração de partículas removidas será:

sc

s

sc

s

sc

sr

v

v

100

15

v

v

100

10

v

v

100

35

100

25

100

15f 123 ++++=

5º) O percentual de partículas removidas será:

R(%) = fr x 100

O gráfico relacionando velocidade de sedimentação com fração acumulada de partículas

removidas é apresentado na Figura 4.


49

Figura 4: Fração acumulada de remoção de partículas em função da velocidade de

sedimentação.

Suponha que escolhamos como velocidade de sedimentação crítica a velocidade vs4. Tem-se

que somente 15 partículas possuem velocidade superior a vs4. Estas partículas serão todas

removidas.

• Partículas removidas com velocidades de sedimentação entre vs3 e vs4

)6085(v

1

2

vv

sc

4s3s −+

▪ Partículas removidas com velocidades de sedimentação entre vs2 e vs3

)2560(v

1

2

vv

sc

3s2s −+

▪ Partículas removidas com velocidades de sedimentação entre vs1 e vs2

)1525(v

1

2

vv

sc

2s1s −+

▪ Partículas removidas com velocidades de sedimentação entre 0 e vs1

)015(v

1

2

v

sc

1s −

A remoção total de partículas será:

R = (100 – 85) + )6085(v

1

2

vv

sc

4s3s −+

+ )2560(v

1

2

vv

sc

3s2s −+

+

+ )1525(v

1

2

vv

sc

2s1s −+

+ )015(v

1

2

v

sc

1s −

A fração de sólidos removidos será:

F = 100

85100− +

−

+

100

6085

v

1

2

vv

sc

4s3s +

−

+

100

2560

v

1

2

vv

sc

3s2s +

+

−

+

100

1525

v

1

2

vv

sc

2s1s +

−

100

015

v

1

2

v

sc

1s

vs5

1,00

0,85

0,60

0,25

0,15

0,00

vs4 vs3 vs2

vs1

vs0

Velocidade de sedimentação

Fra

ção d

e p

artí

cula

s co

m

vel

oci

dad

e m

eno

r que

a re

feri

da


50

A Equação 28 expressa a equação geral de remoção.

( )=

+ +

+−=n

0i sc

1sisic f

v

1

2

vv)f1(R (28)

Fazendo-se f → 0, a Equação 28 fica,

( ) +−=cf

0 sc

sc df

v

vf1R = ( ) +−

cf

0

ssc

c dfvv

1f1 (29)

O primeiro termo da Equação 29 representa a fração removida com velocidade maior ou

igual que a velocidade de sedimentação crítica. O segundo termo representa a fração de

sólidos removida com velocidade de sedimentação menor que a velocidade de sedimentação

crítica.

Exercício

Um teste de sedimentação de uma suspensão de areia apresentou os resultados mostrados na

tabela. Qual é a fração total removida para uma taxa de aplicação superficial de 518,4

m3/m2dia?

Tempo (min) Ct (mg SS/L)

0 450

3 345

5 200

10 158

20 79

40 36

60 5

Solução

A tabela abaixo mostra a fração de sólidos removida em cada tempo t e a velocidade de

sedimentação dos sólidos removidos no tempo t. A velocidade de sedimentação é a razão

entre 180 cm e tempo t. O gráfico relacionando fração remanescente com velocidade de

sedimentação é mostrado na Figura 5.

1,8

0 m


51

Tempo

(min)

Ct

(mg/L)

Fração

remanescente


(cm/min)

0 450 1,00

3 345 0,77 60,00

5 200 0,44 36,00

10 158 0,35 18,00

20 79 0,18 9,00

40 36 0,08 4,50

60 5 0,01 3,00

Figura 5: Fração remanescente versus velocidade de sedimentação.

A velocidade de sedimentação crítica que corresponde a taxa de aplicação superficial de 518,4

m3/m2dia é:

TAS = min

cm36

min1440

dia1

m

cm10

diam

m4,518 2

2

3

=

Portanto a velocidade de sedimentação crítica é 36 cm/min. A fração de partículas removidas

será:

Fração removida = (1,00 – 0,44) + ( )35,044,036

1

2

1836−

+ + ( )18,035,0

36

1

2

918−

+ +

+ ( )08,018,036

1

2

5,49−

+ + ( )01,008,0

36

1

2

35,4−

+ + ( )00,001,0

36

1

2

0,00,3−

+ = 0,72

A percentagem de sólidos removida será 72%

O que aconteceria com o tamanho do desarenador se quiséssemos mais que 72% dos sólidos?

Fração de sólidos com velocidade menor ou igual à referida

0,00

0,10

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,70

0,80

0,90

1,00

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90


Fra

çã

o d

e p

art

ícu

las

co

m v

elo

cid

ad

e m

en

or

ou

ig

ual à r

efe

rid

a


52

4.2.3. Desarenador no tratamento preliminar

O tipo de desarenador mais comum é o de seção retangular, dimensionado para uma

velocidade de sedimentação crítica de 0,02 m/s e velocidade longitudinal de 0,30 m/s.

VH = 0,30 m/s

d

Ht

Lv = (22)

Vsc = 0,02 m/s

d

sct

Hv = (23)

Igualando-se as Equações 22 e 23 para td,

1502,0

30,0

H

L

v

H

v

L

scH

==→=

Adotando 50% de segurança, L = 1,5x15H = 22,5H.

Para manutenção da velocidade longitudinal aproximadamente constante, 0,30 m/s, faz-se um

rebaixe no medidor Parshall em relação à caixa de areia.

A

Qv = (28)

( ) ( ) ( )ZHb

Qv

ZHb

Qv

ZHb

Qv

max

maxmax

med

medmed

min

minmin

−=

−=

−=

Fazendo-se vmin = vmax,

( ) ( )ZH

Q

ZH

Q

max

max

min

min

−=

− (29)

No exemplo, Qmin = 0,125 m3/s, Hmin = 0,33 m, Qmax = 0,450 m3/s e Hmax = 0,76 m.

Substituindo-se na equação 29, acha-se Z = 0,16 m. (Z: vide Figura 3, pág. 55)

Assim, as alturas dos níveis de água no desarenador serão:

H’max = 0,76 – 0,16 = 0, 60 m

H’med = 0,51 – 0,16 = 0, 35 m

H’min = 0,33 – 0,16 = 0,17 m

A área da seção do desarenador é:

A = bH’

A = Q/v

bH’=Q/v → b = Q/H’v

b

H’


53

Para Qmax = 0,450 m3/s, m50,2

sm30,0m60,0

sm450,0

b

3

=

=

A verificação de velocidades para as outras vazões é mostrada na Tabela 1.

Tabela 1: Verificação das velocidades no desarenador

Q

(m3/s)

H

(m)

H' = H – z

(m)

A = b.H'

(m)

v = Q/A

(m/s)

0,450 0,76 0,60 1,50 0,30

0,250 0,51 0,35 0,88 0,29

0,125 0,33 0,17 0,43 0,29

O comprimento da caixa de areia será:

L = (1,5)15H = (1,5)(15)0,60 m = 13,5 m.

4.3. MEDIÇÃO DE VAZÃO

O método mais comum de medição de vazão em ETE é através da calha Parshall. As calhas

Parshall apresentam dimensões padronizadas. São caracterizadas pela largura da seção

estrangulada w. A Figura 6 mostra a calha em planta e em perfil. A Tabela 2 apresenta as

dimensões padronizadas para seções estranguladas entre 1” e 10’.

Figura 6: Planta e perfil de calha Parshall (Fonte: Azevedo Netto et al., 1998)


54

Tabela 2: Dimensões padronizadas de calhas Parshall (Fonte: Azevedo Netto et al., 1998)

O escoamento do líquido na calha Parshall pode dar-se nas seguintes formas:

a) Regime de escoamento livre

b) Regime de escoamento afogado

No escoamento livre, as condições de jusante não interferem com o escoamento de montante.

A descarga é livre, como nos vertedores. No escoamento afogado, o nível de água de jusante

interfere com o nível de montante, retardando o escoamento. O escoamento dá-se como se

fosse uma descarga submersa.

O regime de escoamento livre em calhas Parshall permite a determinação da vazão através da

altura do nível d’água H a uma distância de 2/3 da dimensão A medida a partir do início da

seção estrangulada (ver Figura 6). Por outro lado, se o Parshall for afogado, há necessidade

de medição de uma segunda altura, a uma distância de duas polegadas do início da seção

divergente. Em geral, as calhas Parshall são projetadas para funcionar com regime de

escoamento livre. A Equação 30 permite determinar a vazão em função da altura em um

medidor Parshall com escoamento livre.

nHQ = (30)

Sendo:

Q = vazão [m3/s];

H = altura do nível d’água [m];

, n = coeficientes da calha

A Tabela 3 mostra os intervalos de vazões que podem ser medidos pelas calhas de seções

estranguladas w. No caso de estações de tratamento de esgotos, a calha selecionada deverá ser

capaz de medir o intervalo de vazões que chega até a ETE.

Define-se como submergência ou razão de submersão, a razão entre as alturas H (medida a

2/3 A) e H2 (medida a 2” do início da seção divergente). Para funcionar com escoamento

livre, a submergência deve satisfazer as seguintes condições:


55

60,0H

H2 , para Parshall entre 3” e 9” (polegadas) (7,6 cm a 22,9 cm)

70,0H

H2 , para Parshall entre 1’ a 8’ (pés) (30,5 cm a 244,0 cm)

Tabela 3: Limites de vazões em calhas Parshall funcionando com escoamento livre

(Fonte: Azevedo Netto et al., 1998)

O escoamento livre em uma calha Parshall pode ser garantido através de um rebaixe x do

canal à jusante da calha (função do rebaixe Z: vide eq. 29, pag. 52).

Figura 3: Variáveis mostradas em perfil de calha Parshall

Cálculo do rebaixamento x

H3 + hp = k + x + H (31)

H = H2 + hp (32)

hp = H – H2

1º) Fazendo-se H3 = H e substituindo-se em na equação 31, tem-se:

hp = k + x (33)

x = hp - k (34)

2º) Fazendo-se H3 = H e hp = H e substituindo-se em 34, fica:

x = H - k (35)

H

H3

hp

H2

x

k

Z


56

A Equação (34) dá o rebaixamento mínimo para garantir escoamento livre. A Equação 35

sempre dará um valor de x maior do que o mínimo.

Exemplo

Dimensionar uma calha Parshall para uma estação de tratamento de esgotos de uma cidade

com as seguintes condições:

▪ População: 135.000 habitantes

▪ Consumo de água: 200 L/habdia

▪ Coeficiente de retorno esgoto – água: 0,8 L esgotos / L água

▪ Coeficiente do dia de maior consumo: k1 = 1,2

▪ Coeficiente da hora de maior consumo: k2 = 1,5

▪ Coeficiente do dia de menor consumo: k3 = 0,5

Solução

s

L250

dia

L106,21

águaL

esgotoL8,0

diahab

L200hab000.135cqPQ 6

med ==

==

s

L4505,12,1250kkQQ 21medmax ===

s

L1255,0250kQQ 3medmín ===

Analisando-se a Tabela 3, vê-se que uma calha Parshall de 1’ (30,5 cm) é capaz de medir a

faixa de vazões estimada para a ETE. Os limites de vazões são:

Qmin = 3,11 L/s

Qmáx = 455,6 L/s

As dimensões padronizadas, de acordo com a Tabela 2 serão:

A = 137,1cm; B = 134,4 cm; C = 61,0 cm; D = 84,5 cm; E = 91,5 cm; F = 61,0 cm;

G = 91,5 cm; K = 7,6 cm; N= 22,9 cm

Os coeficientes e n são:

= 0,690

n = 1,522

A equação de vazão do Parshall é:

Q = 0,690 H1,522

As alturas correspondentes as vazões médias, mínima e máxima podem ser calculadas com a

Equação (36).

522,1

1

690,0

QH

= (36)

m33,0690,0

sm125,0H

522,11

3

min =

=


57

m51,0690,0

sm250,0H

522,11

3

med =

=

m76,0690,0

sm450,0H

522,11

3

max =

=

Para o Parshall de 1’, a condição de escoamento livre é: 70,0H

H2

No limite, H2 = 0,70H. Como H = H2 + hp, tem-se que:

H = 0,70H + hp. Logo, hp = H - 0,70H = 0,30H

1º) Fazendo-se H3 = H, a Equação 31 fica:

x = hp - k

x = 0,30H – k = 0,300,76 m - 0,076 m = 0,15 m

2º) Fazendo-se H3 = H e hp = H

x = H - k (35)

x = 0,76 m – 0,076 m = 0,68 m

Adota-se um valor maior que 0,15 m, por exemplo 0,30 m.

4.4. PROJETO DE CAIXAS DE AREIA

Vimos (Eq. 26) que a taxa de aplicação superficial é igual à velocidade de sedimentação

crítica:

TAS = Q / As

A remoção de partículas por sedimentação depende da área superficial e independe da

profundidade do tanque. Entretanto, a velocidade longitudinal deve ser limitada para evitar o

arraste das partículas depositadas no fundo. Richter (2009) apresenta uma equação que indica

a velocidade a partir da qual tem início o arraste de sólidos depositados.

dgf

k8v

L

Lsmax,H

−

= (22)

Sendo:

VH,max = vel. horizontal a partir da qual tem inicio o arraste de material depositado;

k = 0,04 para material granular e 0,06 para material viscoso como flocos;

f = coeficiente de atrito, igual a 0,024 em regime turbulento.

Para areia com diâmetro de 0,1 mm, a equação (22) resulta:

s

cm15

s

m15,0m101,0

mkg1000

mkg)10002650(

s

m81,9

024,0

04,08v 3

3

3

2max,H ==−

= −

Davis (2010) sugere os critérios mostrados na Tabela 1 para dimensionamento de uma caixa

de areia em estações de tratamento de água.


58


59

Tabela 1: Critérios para dimensionamento de caixa de areia junto da captação de água

Parâmetro Faixa de Valores

Local Jusante da grade fina e montante das

bombas de água bruta

Número de câmaras 2

Profundidade da água

Remoção mecânica da areia 3 a 4 m

Remoção manual da areia 4 a 5 m

Comprimento / Largura 4 / 1

Comprimento / Profundidade 6 / 1

Velocidade 0,05 a 0,08 m/s

Tempo de detenção 6 a 15 min

Taxa de aplicação superficial 240 a 600 m3/m2dia

Em ETA a caixa de areia é colocada usualmente junto da captação de água e tem por objetivo

a remoção de material abrasivo e evitar a acumulação de areia nas tubulações e canais.

Exemplo: Calcular as dimensões de uma caixa de areia usando os valores sugeridos na

Tabela 1. Considere uma vazão de 450 L/s e TAS de 17,5 m/h.

Solução:

A área superficial do tanque será, pela eq. 26:

23

3

s m57,92h

s3600

L

m10

hm5,17

sL450A == −

Usando as relações L/B = 4 e L/H = 6, calcular as dimensões comprimento (L), largura (B) e

profundidade (H).

L = 4B e L = 6H

As = LB = 92,57 m2 As = 4B2 = 92,57 m2 B = (92,57/4)1/2 = 4,8 m

L = 4 x 4,8 m = 19,2 m

L = 6 x H H = 19,2 m / 6 = 3,2 m

O tempo de detenção no tanque será:

V = L x B x H = 19, 2 m x 4,8 m x 3,2 m = 294,9 m3

t = V/Q = 249 m3/0,450 m3/s x 1 min/60 s = 10,9 min

A velocidade longitudinal será:

AT = B x H = 4,8 m x 3,2 m = 15,36 m2

VH = Q/AT = 0,450 m3/s / 15,36 m2 = 0,03 m/s


60

5. COAGULAÇÃO E FLOCULAÇÃO EM ETA

Trataremos neste capítulo de uma etapa do tratamento da água que segue ao pré-tratamento: a

coagulação e a floculação.

No pré-tratamento eliminam-se as partículas com elevado peso específico passíveis de

sedimentação discreta, ou seja, as areias. Poderíamos remover por simples sedimentação as

partículas de matéria orgânica presentes na água, porém muitas delas, devido a suas

dimensões, exigem um tempo excessivo de retenção nos decantadores.

Para acelerar a sedimentação das partículas de matéria orgânica, incluindo partículas

coloidais, utilizam-se aditivos químicos floculantes que visam aumentar a probabilidade dos

aglomerados recém-formados não se desagregarem. Os aditivos químicos floculantes podem

ser:

Coagulantes: formam precipitados de natureza gelatinosa, que arrastam partículas. Os

mais adotados no tratamento da água são os sais de alumínio e os sais de ferro.

Eletrólitos: neutralizam a dupla camada elétrica entre as partículas sólidas suspensas,

eliminando as forças repulsivas que favorecem a dispersão.

Polieletrólitos: são polímeros de cadeias longas com muitos pontos ativos aos quais as

partículas sólidas se fixam floculando.

Agentes tensoativos: promovem o arraste de partículas finas de difícil decantação.

Não é demais recordar que em uma ETA na qual seja adotado o tratamento físico-químico

convencional completo, têm-se normalmente as seguintes etapas:

- Coagulação;

- Floculação;

- Decantação;

- Filtração;

- Desinfecção;

- Fluoretação;

- Reservação/distribuição.

5.1. MISTURADORES

Os misturadores são as unidades nas quais a água bruta, que passou pelo gradeamento e pelo

desarenador, recebe uma dose racional de coagulante. Nestas unidades busca-se uma eficiente

mescla do coagulante com a água a tratar. O local mais adequado para cumprir a função de

misturador em uma ETE de fluxo contínuo é a calha Parshall, onde temos elevada velocidade

de fluxo e grande turbulência. A figura 5.1 apresenta a calha Parshall da COMUSA, em Novo

Hamburgo-RS.


61

Figura 5.1: Calha Parshall da ETA da COMUSA, em Novo Hamburgo-RS, observando-se as

tubulações para adição dos coagulantes. (Fonte: http://www.comusa.rs.gov.br/index.php/saneamento/tratamentoagua)

5.2. COAGULAÇÃO

A coagulação vem a ser um processo unitário no qual ocorre a formação de coágulos, graças à

reação do coagulante, que gera um estado de equilíbrio eletrostaticamente instável das

partículas na massa líquida. O início da coagulação ocorre no momento em que os

coagulantes são adicionados à água, e esta etapa dura apenas uma fração de segundo. A

coagulação também pode ser entendida como uma série de reações físicas e químicas

envolvendo os coagulantes, a superfície das partículas, a alcalinidade da água e a água.

Os coagulantes mais usados na coagulação são os sais de metais à base de alumínio ou ferro

(sulfato de alumínio, cloreto férrico, sulfato férrico, sulfato ferroso e policloreto de alumínio).

A COMUSA adota um coagulante orgânico à base de tanino, caso que foi o tema da

dissertação de Vanacor (2005), pelo IPH-UFRGS. Também se utilizam produtos auxiliares

conhecidos como polieletrólitos catiônicos, aniônicos ou não iônicos.

Os fatores que afetam a coagulação são: temperatura, pH, alcalinidade, cor verdadeira,

turbidez, sólidos totais dissolvidos, força iônica do meio, tamanho das partículas, etc.

5.3. FLOCULAÇÃO

A desestabilização consiste em minimizar e/ou eliminar as forças repulsivas que mantém as

impurezas separadas. Esta desestabilização ocorre já etapa de coagulação. É necessário

destacar que as etapas de coagulação e floculação são praticamente simultâneas e

interdependentes e, por este motivo constituem uma única etapa: a coagulação/floculação.

Na etapa coagulação/floculação, são adicionados os produtos químicos responsáveis pela

remoção de cor, turbidez e significativa carga orgânica presentes na água bruta. Após a adição

desses produtos, na entrada de água bruta da ETA, ocorre a mistura dos mesmos com a água,

por meio de canaletas é conduzida aos tanques floculadores para a formação dos flocos.

http://www.comusa.rs.gov.br/index.php/saneamento/tratamentoagua

http://www.comusa.rs.gov.br/index.php/saneamento/tratamentoagua


62

A etapa de floculação ocorre imediatamente após a coagulação e vem a ser o agrupamento das

partículas eletricamente desestabilizadas (coágulos), de modo a formar outras partículas

maiores denominadas flocos. Estes são suscetíveis de serem removidos por decantação (ou

por flotação) seguida de filtração.

A floculação é favorecida quando tem uma agitação moderada, aumentando o contato entre as

partículas formando flocos. Esses flocos apresentam massa específica superior à massa

específica da água. Assim sendo, nesta etapa tem-se a remoção de cor e turbidez, carga

orgânica, organismos patogênicos passíveis de coagulação, eliminação de algumas

substâncias que conferem sabor e odor, entre outros.

A coagulação apresenta cinco fases consecutivas ou simultâneas, envolvendo reações físicas e

químicas, que podem ser apreciadas na figura 5.2 (Arboleda, 1973):

1ª: Hidrólise dos coagulantes e desestabilização das partículas existentes na suspensão;

2ª: Precipitação e formação de compostos químicos que se polimerizam;

3ª: Adsorção das cadeias poliméricas na superfície dos coloides;

4ª:Adsorção mútua entre colóides;

5ª: Ação de varredura.

Arboleda (1973) descreve a coagulação-floculação como sendo um processo no qual as

partículas se aglutinam em pequenas massas (flocos) com peso específico superior ao da água.

Este processo é usado para:

a) remoção da turbidez orgânica ou inorgânica que não pode sedimentar rapidamente

em seu estado coloidal;

b) remoção da cor verdadeira e aparente;

c) eliminação de bactérias, vírus e organismos patogênicos suscetíveis de sofrerem

coagulação;

d) destruição de algas e plâncton em geral (além da remoção de fosfatos que servem

de nutrientes para o crescimento das algas);

e) eliminação de substâncias produtoras de sabor e odor;

f) eliminação de precipitados químicos suspensos.

A figura 5.2 apresenta um modelo de coagulação-floculação.


63

Figura 5.2: Modelo esquemático do modelo coagulação-floculação (Arboleda, 1973

apud Vanacor, 2005).


64

6. DECANTAÇÃO EM ETA

No projeto de decantadores devem ser dimensionadas as suas zonas de entrada e saída. A zona

de entrada engloba o canal de acesso aos decantadores, suas comportas de acesso e a cortina

distribuidora do fluxo. A zona de saída envolve o dimensionamento dos coletores da água

decantada.

6.1. ZONA DE ENTRADA AO DECANTADOR

A Figura 1 ilustra as zonas de entrada de decantadores retangulares e circulares.

Figura 1: Zonas de entrada de decantadores convencionais retangulares e circulares

(Fonte: Vianna, 2002)

6.1.1 Canal de acesso ao decantador

O canal distribuidor de água floculada ao decantador deve distribuir a vazão o mais uniforme

possível entre as suas comportas de acesso.

A distribuição da vazão é influenciada pela mudança de direção do escoamento e pela perda

de carga nas comportas de entrada ao decantador. A parcela de água do canal que se desvia na

comporta perde carga ao passar pela interligação. Esta perda de carga é expressa pela

Equação 1.

g

Uhh L

E2

2

+= (1)

Sendo:

h = perda de carga da água no canal que se desvia na comporta;

hE = perda de carga na entrada da interligação;

UL = velocidade média através da interligação. O termo UL2/2g representa a perda de

carga na saída da interligação.

A perda de carga na entrada da interligação pode ser expressa em termos de energia cinética

da água que passa pela interligação Equação 2.


65

g2

Uh

2

LE = (2)

A variável é função do quadrado da razão entre a velocidade média “Um” da água à

montante da interligação, e a velocidade média “UL” através da interligação, acrescida de uma

constante .

+

=

2

L

m

U

U (3)

Substituindo a Equação 3 na 2, obtém-se:

g2

U

U

Uh

2

L

2

L

mE

+

= (4)

A substituição da Equação 4 na 1 resulta:

g2

U

g2

U

U

Uh

2

L

2

L

2

L

m +

+

= (5)

+

+=

2

L

m

2

L

U

U1

g2

Uh (6)

Definindo-se como na Equação7, chega-se a Equação 8.

1U

U2

L

m ++

= (7)

g2

Uh

2

L= (8)

A Tabela 1 apresenta os valores para e para interligações com arestas vivas e

interligações longas e curtas. Interligações longas são aquelas em que seu comprimento é

maior que três vezes o seu diâmetro. Nas interligações curtas, a extensão é menor que três

vezes o diâmetro.

Tabela 1: Valores de e

Comprimento da interligação

Longa 0,4 0.90

Curta 0,7 1,67

Se a distribuição de vazões entre as comportas for perfeita, as perdas de carga nas

interligações serão iguais.

g2

)U( 2

1L1 =

g2

)U( 2

2L2 = ....... =

g2

)U( 2

iLi

(9)

A partir desta relação pode-se escrever,

i

11LiL )U()U(

= (10)


66

A vazão “Q0” que entra no canal distribuidor deve ser igual à soma das vazões “q” que saem

através das saídas laterais (interligações).

Q0 = q1 + q2 + .....+qi (11)

Q0 = A1(UL)1 + A2(UL)2 + .....+ Ai(UL)i (12)

Sendo: Ai = área da seção transversal da interligação i.

Se as áreas Ai forem todas iguais,

Q0 = A(UL)1 + A(UL)2 + .....+ A(UL)i (13)

Substituindo-se a Equação 10 na 13, tem-se:

i

iLiLL UAUAUAQ

1

2

110 )(.....)()( +++= (14)

+++=

i

LUAQ

1

2

110 .......1)( (15)

Resolvendo a Equação (15) para (UL)1, tem-se:

1n

1ii1

1L

1

A

Q)U(

−

=

= (16)

Exemplo:

Dimensionar um canal de distribuição de água floculada como o mostrado na Figura 2.

Duzentos litros por segundo (200L/s) devem ser distribuídos em quatro decantadores, cada

qual com duas comportas. A velocidade da água no canal principal deve ser igual ou superior

a 0,10 m/s. (Considere o arquivo “Planilha Exemplo Canal de distribuição.xls”)

Figura 2: Canal de distribuição de água floculada (Viana, 2002)

Solução

A vazão desejada em cada comporta será 200 L/s/8 comportas = 25 L/s. A velocidade média

através das comportas deve situar-se em torno de 0,20 m/s. Usando-se dimensões 0,40 m x

0,40 m nas comportas, a velocidade será:


67

s

m

mm

sm

U iL 156,040,040,0

025,0)(

3

=

=

A seguir apresenta-se o método iterativo para solução do problema, utilizando uma planilha

Excel (vide arquivo “Planilha Exemplo Canal de distribuição.xls”, cuja tabela está

inserida na página 69 deste doc.)

Iteração 1

• Coluna 1: Corresponde a vazão total dividido pelo número de comportas

s

L25

8

s/L200q i ==

• Coluna 2: Corresponde a velocidade da água através da comporta (saída lateral)

s

m0156,0

m40,0m40,0

sm025,0

)U(

3

iL =

=

• Coluna 3: Corresponde a vazão à montante da interligação lateral (comporta)

• Coluna 4: Corresponde a velocidade à montante da interligação lateral

s

m111,0

m20,1xm50,1

sm200,0

)U(

3

1m ==

• Coluna 5: Corresponde ao quadrado da razão entre a velocidade de montante e a

velocidade na interligação lateral.

506,0)156,0(

)111,0(

)U(

)U(2

2

2

1L

2

1m ==

• Coluna 6: Corresponde ao valor de i

1U

U2

L

m ++

=

Para = 1,67, = 0,7, (Um)1 = 0,111 m/s, UL)1 = 0,156, [(Um)1/(UL)1]2 = 0,506,

545,217,0506,067,11 =++=

• Coluna 7: corresponde ao inverso da raiz quadrada de .

627,0545,2

11

1

==

• Coluna 8: Corresponde ao valor da Equação (8)

g2

Uh

2

L=

Para 1 = 2,545, (UL)i = 0,156, m00316,081,92

)156,0(545,2

g2

)U(h

22

1L11 =

=

=


68

Iteração 2:

• Coluna 2: Calcula-se a velocidade na primeira interligação lateral (comporta)

utilizando-se os valores de i determinados na primeira iteração.

1n

1ii1

1L

1

A

Q)U(

−

=

=

s

m155,0071,5

544,2)m4,0m4,0(

200,0)U(

1

1L =

=−

As velocidades nas demais comportas são calculadas através da Equação (10).

i

11LiL )U()U(

=

Por exemplo, a velocidade através da comporta (interligação lateral 2) será:

s

m155,0

523,2

544,2155,0)U()U(

2

11L2L ==

=

Para a comporta 3,

s

m156,0

485,2

544,2155,0)U()U(

3

11L3L ==

=

• Coluna 1: Calculada multiplicando-se os valores de velocidades da coluna 2 pelas

áreas das seções das comportas.

sL80,24

mL1000

sm155,0)m4,0m4,0(q 3i ==

• Coluna 3: Inicia-se com a soma das vazões nas comportas. A seguir, subtraem-se os

valores de cada comporta. Por exemplo, a vazão a montante da comporta 1 será 200

L/s. Já a vazão à montante da comporta 2 será 200 – 24,72 = 175,28 L/s.

• Coluna 4: Corresponde a vazão da coluna 3 dividido por 1000 e pela seção de

escoamento correspondente. Por exemplo,

s

m111,0

m20,1xm50,1

sm200,0

)U(

3

1m ==

• Coluna 5: Corresponde ao quadrado da razão entre as velocidades de montante e na

comporta (interligação lateral.

517,0155,0

111,0

)U(

)U(22

1L

1m =

=

• Coluna 6: Corresponde ao valor de i

1U

U2

L

m ++

=

Para = 1,67, = 0,7, (Um)1 = 0,111 m/s, (UL)1 = 0,156, [(Um)1/(UL)1]2 = 0,517,

563,217,0517,067,11 =++=


69

• Coluna 7: corresponde ao inverso da raiz quadrada de .

625,0563,2

11

1

==

• Coluna 8: Corresponde ao valor da Equação (8)

g2

Uh

2

L=

Para 1 = 2,563, (UL)i = 0,155, m00316,081,92

)155,0(563,2

g2

)U(h

22

1L11 =

=

=

Iteração 3

Adota-se o mesmo procedimento detalhado para a iteração 2. Os cálculos prosseguem até que

uma condição pré-determinada seja atendida. Por exemplo, pode-se estabelecer que as razões

entre as diferenças entre as perdas de carga extremas (máxima e mínima) e a média sejam

menores que 1%. No exemplo, tem-se:

Perda de carga média = hmédio = 0,31205 m; hmáx = 0,31473 m; hmín = 0,31122 m

Assim, [(hmáx - hmédio) / hmédio]*100 = [(0,31473 – 0,31205)/0,31205]*100 = 0,86%

[(hmín - hmédio) / hmédio]*100 = [(0,31122 – 0,31205)/0,31205]*100 = 0,27%

Pode-se também estabelecer que as diferenças relativas entre as vazões nas comportas sejam

inferiores a 1%.


70

(1) (2) (3) (4) (5) (6) (7) (8)

It INt qi (UL)i (Qm)i (Um)i [(Um)i/(UL)i]2 i 1/(i)0,5 hi x 10-2

1

(L/s) (m/s) (L/s) (m)

1 25 0,156 200 0,111 0,506 2,544 0,627 0,317

2 25 0,156 175 0,110 0,493 2,523 0,630 0,314

3 25 0,156 150 0,107 0,470 2,485 0,634 0,309

4 25 0,156 125 0,112 0,510 2,552 0,626 0,318

5 25 0,156 100 0,119 0,580 2,669 0,612 0,332

6 25 0,156 75 0,096 0,379 2,332 0,655 0,290

7 25 0,156 50 0,104 0,444 2,442 0,640 0,304

8 25 0,156 25 0,100 0,410 2,384 0,648 0,297

Soma = 200 5,071

2

1 24,72 0,155 200,00 0,111 0,517 2,563 0,625 0,312

2 24,83 0,155 175,28 0,110 0,502 2,538 0,628 0,311

3 25,02 0,156 150,45 0,107 0,472 2,489 0,634 0,310

4 24,69 0,154 125,43 0,112 0,527 2,580 0,623 0,313

5 24,14 0,151 100,74 0,120 0,632 2,755 0,602 0,320

6 25,82 0,161 76,60 0,098 0,370 2,318 0,657 0,308

7 25,24 0,158 50,78 0,106 0,450 2,451 0,639 0,311

8 25,54 0,160 25,54 0,102 0,410 2,384 0,648 0,310

Soma = 200,00 5,054

3

1 24,71 0,154 200,00 0,111 0,517 2,564 0,624 0,31182

2 24,84 0,155 175,29 0,110 0,501 2,537 0,628 0,31164

3 25,08 0,157 150,45 0,107 0,470 2,485 0,634 0,31122

4 24,64 0,154 125,36 0,112 0,528 2,583 0,622 0,31207

5 23,84 0,149 100,73 0,120 0,648 2,782 0,600 0,31473

6 25,99 0,162 76,89 0,099 0,368 2,315 0,657 0,31130

7 25,27 0,158 50,90 0,106 0,451 2,453 0,639 0,31191

8 25,63 0,160 25,63 0,103 0,410 2,384 0,648 0,31173

Soma = 200,00 5,052

Vide “Planilha Exemplo

Canal de

distribuição.xls”


71

6.1.2. Cortina distribuidora de água floculada

A entrada de água floculada no decantador é feita através de uma cortina perfurada, de modo

a uniformizar o fluxo de água em toda a seção transversal do decantador. A cortina é feita de

madeira ou paredes de alvenaria ou concreto. As Figuras 3 e 4 ilustram, respectivamente, a

isométrica e o perfil de uma cortina distribuidora.

Figura 3: Ilustração de cortina distribuidora de água floculada em tanque de decantação

(Fonte: Viana, 2002).

Figura 4: Perfil de cortina distribuidora de água floculada (Fonte: Richter, 2009).

IPH 02058: Tratamento de Água e Esgoto, Módulo 1: Capítulos 1 a 17 Prof. Gino Gehling

72

A NBR 12216 (1992) estabelece as seguintes condições para cortinas de distribuição:

1o) A distância entre orifícios deve ser menor ou igual a 0,5 m. Isto é, pelo menos 4 orifícios

por m2;

2o) A distância entre a parede da comporta e a cortina é calculada de acordo com a Equação

(17);

uHA

a5,1L

(17)

Sendo:

L = distância entre a parede das comportas e a cortina;

a = área de cada orifício;

A = área da seção transversal do decantador;

Hu = altura útil do decantador.

3o) A relação a/A deve ser menor ou igual a 0,5;

4o) O gradiente de velocidade médio nos orifícios deve ser menor ou igual a 20 s-1;

5o) A velocidade média de escoamento nos orifícios deve ser entre 0,10 m/s e 0,30 m/s.

A seguir apresenta-se o desenvolvimento matemático para cálculo do gradiente de velocidade

nas aberturas da cortina distribuidora de água.

V

PG

= (18)

Mas P = Qhf e Q = AU. Substituindo-se estas equações em (18), tem-se:

V

hUAG f

= (19)

O volume V na Equação 19 representa o volume no qual a perda de carga é dissipada. De

acordo com a Figura 5, o volume é dado pela Equação 20.

xSV 2 = (20)

Sendo:

S = distância entre dois orifícios consecutivos;

x = alcance dos jatos até que haja interferência entre eles. A Equação 19 fica:

xS

hUAG

2

f

= (21)

A vazão em orifícios é dada pela Equação 22.

fD hg2aCQ = (22)

g2

1

C

U

g2

1

aC

Qh

2

D

2

D

f

=

= (23)

Substituindo a Equação (23) em (21),

g2

1

C

U

4

D

xS

UgG

2

D

2

2

= (24)

xC8

U

S

DG

2

D

3

= (25)


73

Na Equação 25, as variáveis têm os seguintes significados:

D = diâmetro do orifício [m];

S = espaçamento entre dois orifícios consecutivos [m];

U = velocidade média de passagem através dos orifícios [m/s];

= viscosidade cinemática [m2/s]; x = distância percorrida pelo jato do orifício [m];

CD = coeficiente de descarga, tomado como 0,61.

O alcance dos jatos nos orifícios pode ser estimado pelas Figuras 5 e 6.

Figura 5: Alcance de jatos em cortinas de distribuição (Fonte: Viana, 2002).

Exemplo

Determinar o gradiente de velocidade nos orifícios de uma cortina distribuidora com 96

orifícios em decantador que recebe vazão de 50 L/s e com temperatura da água de 20oC.

ssssss

Figura 6: Variação da razão x/S em função do Número de Reynolds

(Fonte: Di Bernardo e Dantas, 2005).


74

• Vazão por orifício = s

m00052,0

orif96

sm05,0 3

3

=

• Velocidade nos orifícios: s

m265,0

)m05,0(

sm00052,04

D

Q4

a

QU

2

3

2=

=

==

• Número de Reynolds: 13262

sm10

m05,0s

m265,0DUN

26R =

=

=

−

• Pelo gráfico da Figura 5, encontra-se x/S = 4,5 Como S = 0,5, x = 2,25

• O valor de G é calculado pela Equação (25)

1

26

3

s35,925,2)61,0(108

)265,0(

50,0

05,0G −

−=

=

6.2. COLETA DE ÁGUA TRATADA

A água decantada é coletada na superfície do decantador, normalmente usando calhas

coletoras ou tubulações perfuradas dispostas na extremidade oposta a da entrada de água

floculada. As calhas podem ser ajustáveis ou vertedouros triangulares. Após passar pelos

vertedouros, a água coletada é recolhida em canais dimensionados para funcionar com

escoamento hidráulico livre (Figura 7).

Figura 7: Disposição de canais e vertedouros de água decantada.

A NBR 12.216 estabelece as seguintes condições referentes às calhas de água decantada:

1o) Os canais de coleta de água decantada devem ter escoamento livre e ter bordas

horizontais. Ao longo destas bordas, podem ser dispostas lâminas ajustáveis ou vertedouros

triangulares de modo a uniformizar a coleta de água;

2o) O nível de água no interior do canal deve estar no mínimo a 10 cm da borda vertente;

3o) A vazão por metro de vertedor ou de tubo perfurado deve atender a Equação (26);


75

svH018,0q = (26)

Sendo:

q = vazão unitária, [L/sm];

H = profundidade do decantador, [m];

vs = velocidade de sedimentação, [m3/m2dia]. A velocidade vs deve ser determinada em

ensaios de laboratório.

Na ausência de ensaios de laboratório, a vazão por metro linear nos vertedouros deve ser

menor ou igual a 1,8 L/sm.

A vazão em vertedouros triangulares é dada pela fórmula de Thomson (Equação (27).

5,2h46,1Q = (27)

Sendo:

Q = vazão no vertedor, [m3/s];

h = nível de água no vertedor, [m]

A hidráulica do canal de coleta de água decantada deve considerar que o canal recolhe água

ao longo de todo seu comprimento (Figura 8). Neste caso, a linha d’água no canal tem a

forma de uma parábola cuja tangente na extremidade de montante é horizontal. Viana (2002)

apresenta o desenvolvimento matemático que permite calcular altura máxima no canal, ho,

através da equação 28.

Figura 8: Perfil do canal de água decantada

3

ohb38,1Q = (28)

Sendo ho = nível máximo de água no canal.

Exemplo (Viana, 2002)

Para o decantador que recebe 50 L/s de água e com calhas dispostas como na Figura 6,

calcule:

a) Extensão mínima das bordas coletoras;

b) altura interna das calhas coletoras considerando que tenham seção retangular, largura

de 0,30 m e descarga livre. Verifique o funcionamento dos vertedouros triangulares de

largura 0,10 m e altura 0,05 m, considerando que há 180 vertedouros.


76

Solução

• A extensão total da calha de coleta de água decantada será: m28ms/L8,1

sL50

L =

=

• Altura máxima da lâmina d’água no interior da calha é calculada pela Equação (28).

32

ob38,1

Qh

=

Sendo Q = vazão total recolhida por todas as calhas = 50 L/s. No caso da disposição mostrada

na Figura 7, existem duas calhas centrais que recebem vazão pelos dois lados, e duas calhas

junto às paredes que recebem vazão por um lado. Considerando que cada lado recebe a vazão

q, pode-se calcular q pela equação:

Q = 6q → q = Q/6 = 50 L/s / 6 = 8,33 L/s

As calhas centrais recebem 16,67 L/s cada, e as das paredes, 8,33 L/s. O valor de “b” é dado e

igual a 0,30 m. Assim, a altura máxima do nível de água ocorrerá nas duas calhas centrais.

m117,0m30,038,1

sm01667,0

h

32

3

o =

=

De acordo com a recomendação da NBR 12.216, o nível de água máxima no interior do canal

deve estar, no mínimo, a 10 cm abaixo da borda vertente. Uma altura na calha de 0,25 m

garantiria o valor mínimo. Assim, as dimensões da calha devem ser 0,30 m x 0,25 m.

• Verificação do nível de água nos vertedouros triangulares

O nível de água nos vertedouros triangulares é calculado usando-se a Equação 27

5,21

46,1

qh

=

Sendo q a vazão por vertedouro triangular.

verts

m000278,0

.vert180

sm050,0

vertn

Qq

33

o ===

m032,046,1

000278,0h

5,21

=

=

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS – ABNT. NBR 12216 – Projeto

de Estação de tratamento de Água para Abastecimento Público: Procedimento. Rio de

Janeiro: ABNT, 1992.

BERNARDO, L.; DANTAS, A.D.B. Métodos e Técnicas de Tratamento de Água. Vol. 1.

2ª ed. São Carlos, SP: RIMa, 2005.

RICHTER, C.A. Água. Métodos e Tecnologia de Tratamento. São Paulo: Blücher, 2009.

VIANNA, M.R. Hidráulica Aplicada às Estações de Tratamento de Água. 4ª ed. Belo

Horizonte: Imprimatur, 2002.


77

7. FILTRAÇÃO RÁPIDA EM MEIO GRANULAR COM FLUXO DESCENDENTE

A filtração rápida em meio granular objetiva a remoção de partículas e microrganismos

indesejáveis não retidos no pré-tratamento, usualmente realizado por coagulação, floculação e

sedimentação ou flotação por ar dissolvido. A Figura 1 ilustra um filtro rápido com uma

camada de areia suportada por uma camada suporte formada com seixos rolados ou

pedregulhos. Abaixo da camada suporte existe um fundo falso para coleta da água filtrada. As

partículas trazidas com a água são retidas no leito filtrante, o que resulta em aumento da perda

de carga. Quando um valor limite de perda de carga é atingido, o filtro é separado para

lavagem. Para isto, fecha-se o registro de água filtrada e abre-se o registro de água de

lavagem, que tem movimento ascendente, passando pelo fundo falso, camada suporte e leito

de areia. A velocidade do fluxo de lavagem é determinada para causar expansão e fluidização

dos grãos do meio filtrante, mas sem perdê-los por carreamento. As partículas indesejáveis,

antes retidas no leito filtrante, são conduzidas pela água de lavagem até calhas de

recolhimento localizadas acima do leito filtrante. Esta água suja é conduzida para destino final

através da canalização própria, cujo registro encontra-se aberto. O filtro, depois de sua

limpeza, volta a operar normalmente. Para isto, fecham-se os registros das canalizações de

água de lavagem e de deságue e abre-se o registro de água filtrada.

Figura 1: Ilustração de filtro rápido de areia (Fonte: Arboleda, 1973).

7.1. MECANISMOS DE FILTRAÇÃO

A remoção de partículas presentes na água pelo filtro ocorre através de duas etapas

complementares, transporte e aderência de partículas.


78

7.1.1. Transporte de partículas até os grãos do meio filtrante

O transporte de partículas até a superfície dos grãos do meio filtrante se dá por cinco

mecanismos:

• Retenção por tamanho de partícula (peneiramento, coagem): ocorre quando a partícula

é maior do que o tamanho do poro do meio filtrante;

• Sedimentação: os grãos do meio filtrante possuem uma grande área superficial na qual

as partículas podem entrar em contato por sedimentação;

• Intercepção: ocorre quando partículas deslocando-se em linhas de corrente diferentes

se encontram ou entram em contato com os grãos devido a um estreitamento forçado

do fluxo.

• Impacto inercial: ocorre quando uma partícula se deslocando com uma linha de

corrente adquire uma trajetória diferente quando esta faz uma mudança de direção.

• Difusão: ocorre devido ao movimento browniano, que é o movimento aleatório das

moléculas de água. Devido a este movimento, partículas pequenas movimentam-se de

áreas de maior para outras de menor concentração. Este mecanismo faz com que

partículas de 1 a 2 m possam ser removidas em filtros com tamanho de poros de 100

a 200 m.

A Figura 2 ilustra os diferentes mecanismos de transporte de partículas até os grãos do meio

filtrante.

Figura 2: Mecanismos de transporte de partículas da água aos grãos do meio filtrante.

7.1.2. Aderência das partículas aos grãos

A aderência das partículas aos grãos se dá através de três mecanismos:


79

• Forças de Van der Waals: são forças de atração que ocorrem quando dois objetos se

aproximam, conforme a Equação 1.

212 r

dkF

p

a

= (1)

Sendo:

k = constante de atração de Van der Waals;

dp = diâmetro da partícula;

r = distância entre a partícula e o grão.

• Forças eletrostáticas: podem ser de atração ou de repulsão, dependendo da carga

elétrica das partículas na água e dos grãos do meio filtrante.

• Pontes químicas: produtos da hidrólise formados pela adição de coagulante se

polimerizam e formam cadeias que se adsorvem a outras partículas na água ou ao grão

do meio filtrante. Outras partículas podem ser removidas ao entrarem em contato com

estas cadeias poliméricas. A Figura 3 mostra um esquema deste mecanismo de

aderência.

Figura 3: Mecanismo de aderência por pontes qu ímicas em meio granular (Fonte:Arboleda,

1973).

7.2. MEIOS FILTRANTES

Os meios filtrantes são geralmente de camada simples ou dupla. Os primeiros são formados

por areia e os segundos por areia e antracito. A NBR 12216 (ABNT, 1992) estabelece as

características dos filtros de camada simples e dupla.

Filtro de camada simples de areia:

- Espessura mínima: 45 cm;

- Tamanho efetivo (T.E.): 0,45 a 0,50 mm

- Coeficiente de uniformidade: 1,4 a 1,6


80

Filtro de camada dupla de areia e antracito:

• Camada de areia



- Coeficiente de uniformidade: 1,4 a 1,6

• Camada de antracito



- Coeficiente de uniformidade: menor que 1,4

Tamanho efetivo (d10): em ensaio granulométrico, é o tamanho dos grãos abaixo do qual

ficam 10% da massa do material granular.

Coeficiente de Uniformidade (C.U.): é dado pela razão entre d60 e d10, sendo d60 o tamanho

dos grãos abaixo do qual ficam 60% da massa do material granular.

C.U. = d60 / d10 (2)

7.3. CAMADA SUPORTE

A espessura da camada suporte depende do tipo de leito filtrante e do sistema de coleta de

água filtrada. A NBR 12216 estabelece as seguintes exigências para a camada suporte do leito

filtrante:

1o) Devem ser de seixos rolados;

2o) A espessura deve ser maior ou igual ao dobro da distância entre bocais do sistema de

coleta, mas nunca inferior a 25 cm;

3o) A granulometria deve ser decrescente no sentido ascendente;

4o) A espessura de cada estrato deve ser igual ou superior a duas vezes e meia a

dimensão característica dos seixos maiores que constituem o estrato, mas não inferior a

5 cm;

5o) Cada estrato deve ser formado por seixos de tamanho máximo superior ou igual ao

dobro do tamanho dos menores;

6o) Os seixos maiores de um estrato devem ser iguais ou inferiores aos menores do

estrato situado imediatamente abaixo;

7o) O estrato situado diretamente sobre os bocais deve ser constituído de material cujos

seixos menores tenham o tamanho pelo menos igual ao dobro dos orifícios dos bocais e

dimensão mínima de 1 cm;

8o) O estrato em contato direto com a camada filtrante deve ter material de tamanho

mínimo igual ou inferior ao tamanho máximo do material da camada filtrante adjacente.

A Figura 4 apresenta um exemplo de granulometria de camada suporte convencional, neste

caso assentada sobre um sistema de drenagem constituída por tubulações perfuradas.


81

Figura 4: Exemplo de camada suporte convencional (Fonte: Di Bernardo e Dantas, 2005)

7.4. SISTEMA DE COLETA DE ÁGUA FILTRADA

O sistema de coleta está localizado abaixo da camada suporte do filtro e tem duas finalidades:

(1) coletar a água filtrada e (2) distribuir uniformemente a água de lavagem do filtro. Existem

os seguintes tipos de opções para o sistema de coleta:

• Tubulações perfuradas: é constituído por um conduto principal do qual partem

tubulações secundárias providas de orifícios. A Figura 5 mostra um esquema de sistema com

tubulações perfuradas.

Figura 5: Ilustração de sistema de drenagem formado por tubulações perfuradas.

(Fonte: Di Bernardo e Dantas, 2005).


82

• Fundo falso com bocais: podem ser simples ou especiais. Os primeiros são usados

quando a lavagem é feita por água somente; o segundo quando se usa ar e água na lavagem

dos filtros. As Figuras 6 e 7 apresentam exemplos de bocais simples e especiais.

Figura 6: Ilustração de bocais simples (Fonte: Di Bernardo e Dantas, 2005)

Figura 7: Ilustração de bocais especiais (Fonte: Di Bernardo e Dantas, 2005)

• Fundo falso com viga em V invertido (californiana): este tipo de sistema de drenagem

é ilustrado na Figura 8.


83

Figura 8: Coleta de água filtrada através de vigas na forma de V invertido

(Fonte: Di Bernardo e Dantas, 2005)

• Blocos distribuidores: são blocos de cerâmica ou polietileno dispostos sob a camada

suporte de seixo Figura 9:

Figura 9: Blocos cerâmicos (Fonte: Arboleda, 1973).


84

7.5. TAXA DE APLICAÇÃO SUPERFICIAL (TAXA DE FILTRAÇÃO)

As taxas de filtração ou de aplicação superficial correspondem a vazão dividido pela área

superficial dos filtros. A NBR 12216 estabelece que as máximas taxas de filtração em filtros

de camada simples e dupla são, respectivamente, 180 e 360 m3/m2dia. A maior taxa para

filtros de camada dupla decorre de um melhor aproveitamento da profundidade do leito

filtrante, conforme pode ser visualizado na Figura 10.

Figura 10: Permeabilidade de leitos filtrantes (Fonte: Arboleda, 1973).

7.6. PERDA DE CARGA

A perda de carga em filtro limpo encontra-se descrita em manuscrito separado. Em resumo, a

água ao percolar pelos poros do meio filtrante perde carga, conforme pode ser visualizado na

Figura 11.

Figura 11: Perda de carga em filtro (Fonte: Di Bernardo e Dantas, 2005).


85

7.6.1. Perda de carga no leito filtrante

Para leitos com tamanho de grãos uniformes, a perda de carga unitária é calculada de acordo

com a Equação 3.

( )

2

3

211

180

−

=

Dv

gL

h

(3)

Onde: h= perda de carga no meio filtrante (m);

L= espessura total do meio filtrante percolado pela água (m);

ρ = densidade do grão do leito;

μ = viscosidade dinâmica (1,005 N.s.m-2, ou 1,003.10-3 Pa.s)

ψ = coeficiente de esfericidade (adimensional)

g = aceleração da gravidade (9,81 m.s-2)

ϵ=

D = diâmetro médio dos grãos na camada (m).

A Equação 3 é válida se todos os grãos tiverem um mesmo diâmetro D. A lavagem do leito

filtrante em contracorrente estratifica o leito em camadas, com diâmetros crescentes do topo

ao fundo do leito. Se a espessura de cada camada for conhecida, pode-se usar a Equação (3)

tomando-se “D” como o diâmetro médio dos grãos na camada. Quando não se conhece a

espessura de cada camada, pode-se assumir que a espessura será proporcional a fração em

peso dos grãos, de acordo com a análise granulométrica. Neste caso pode-se usar a Equação 4

para cálculo da perda de carga no leito estratificado.

( )=

−

=

n

1i2

i

i

23

2

D

x11v

g180

L

h (4)

Sendo: xi = fração, em peso, do material retido em duas peneiras consecutivas. O valor de Di é

dado pela Equação 5.

kji DDD = (5)

Sendo: Dj e Dk os tamanhos de duas peneiras consecutivas nas quais se insere Di.

Di = Deq = diâmetro médio do intervalo.

Para o caso de leito não estratificado e com diversos diâmetros, cada fração em peso, de

diâmetro Di do meio filtrante, contribui para a perda de carga com sua fração. A Equação 6 é

usada neste caso.

( )

−

=

=

n

1i

2

i

i

23

2

D

x11v

g180

L

h (6)

As variáveis foram previamente definidas no material onde se apresenta o desenvolvimento

destas equações.


86

Exemplo (Di Bernardo e Dantas, 2005)

Calcular a perda de carga em leito filtrante de areia, limpo, para a taxa de aplicação hidráulica

(taxa de filtração) de 120 m3/m2dia. Considere os seguintes dados: T = 20oC, coeficiente de

esfericidade = 0,8; porosidade = 0,4; espessura do leito de areia = 0,7m. Use os dados de

tamanhos de grãos do teste granulométrico realizado, mostrado na Figura 12.

Figura 12: Teste granulométrico para exemplo (Di Bernardo e Dantas, 2005).

Solução

Preparar a tabela a seguir, calculando Deq e Xi a partir da Figura 12.

Subcamada Tamanho dos

grãos (mm)

Deq

(mm) Xi Xi/Deq Xi/(Deq)

2

Mínimo Máximo (103/m) (104/m2)

1 0,42 0,59 0,498 0,1 0,201 4,04

2 0,59 0,71 0,647 0,1 0,155 23,9

3 0,71 0,84 0,772 0,1 0,129 16,8

4 084 1,00 0,917 0,4 0,436 47,6

5 1,00 1,19 1,091 0,25 0,229 21,0

6 1,19 1,41 1,295 0,05 0,039 3,0

Ʃ 1,189 152,6

A perda de carga em leito estratificado é calculada substituindo-se os valores na Equação (4).

( )m

ms

dia

mdiamm

sm

mkg

msN

L

h344.0

86400

1106,152

80,0

1

40,0

40,01120

81,92,998

10005,1180

2

4

23

2

2

3

23

23

=

−

=

−

Para L = 0,7 m, a perda de carga no leito estratificado será 0,344 m/m x 0,7m = 0,241 m

A perda de carga em leito não estratificado é calculada substituindo-se os valores na Equação

(6).


87

( )

mm

s

dia

mdiamm

sm

mkg

msN

L

h

319,0

400.86

110189,1

80,0

1

40,0

40,01120

81,92,998

10005,1180

23

23

2

2

3

23

23

=

=

−

=

−

Para h = 0,7m, a perda de carga no leito não estratificado será 0,319m/m x 0,7m = 0,223 m.

7.6.2. Possibilidade de formação de pressão negativa no interior do leito filtrante

À medida que os sólidos são retidos nos grãos do meio filtrante, diminui a porosidade do filtro

e aumenta a perda de carga. Considere a figura 13, que mostra a perda de carga em um filtro.

Figura 13: Perda de carga em um filtro (Fonte: Arboleda).

No plano Z-Z da figura, a pressão será:

PZ = PX + x – h (7)

PZ = PX + (x – h) (8)

No plano B-B da figura, a pressão será:

P = PX (9)

Nestas equações, se (x – h) for maior que zero, a pressão aumenta com o movimento do fluxo

no meio filtrante. Contudo, se h for maior que x, (x – h) será negativo, e a pressão diminui

desde o plano B-B até o plano Z-Z. Se h segue aumentando, para um mesmo valor de x,

haverá um momento em que (PX + x) < h. Neste instante, a pressão em x (Plano Z-Z) será

negativa, ou seja, inferior a atmosférica. De acordo com a Lei de Henry, a solubilidade de

qualquer gás que se encontra dissolvida na água é proporcional a pressão na interface ar-água

Equação 10.

Cequil = KHPg ... (10)

Obs: Px é a pressão na

superfície da areia, causada

pela coluna líquida sobre a

areia.


88

Sendo:

Cequil = concentração de equilíbrio do gás na água;

KH = Constante de Henry para o gás;

Pg = pressão do gás na interface ar-líquido.

Quando a pressão se torna menor que a atmosférica, a água ficará supersaturada de ar e

tentará voltar ao equilíbrio liberando ar para o meio. Estas bolhas de ar se aderem aos grãos

do meio filtrante causando uma perda de carga ainda maior. O filtro pode ficar obstruído por

ar. Esta situação é muito indesejável. Observa-se que quanto menor for o valor de PX na

Equação 8, maior a chance de se ter pressões negativas. Por isto, de acordo com Arboleda

(1973), os filtros são operados com uma altura de 1,40 a 1,80 m acima do leito filtrante. A

Figura 14 ilustra uma situação onde ocorre formação de pressões negativas no interior do

filtro.

Na referida figura, t = 0; t = 0+1, t = 0+2; t= 0 + 3; t = 0+4, indicam a situação de colmatação

crescente, na medida em que ocorre a carreira operacional do filtro. Ainda na referida figura:

hi : perda inicial com o filtro limpo;

hΦt: perda aumenta com o tempo de carreira do filtro.

Figura 14: Pressão negativa em meio filtrante

Sobre isto, a NBR 12216 estabelece que o nível de água sobre a camada filtrante e o de saída

do filtro devem ser estabelecidos de modo a eliminar ou reduzir a ocorrência de pressão

inferior à atmosférica no leito filtrante.

7.7. LAVAGEM DE FILTROS

Nesta seção serão abordados critérios operacionais e detalhes construtivos relativos a filtros

para o tratamento de água.


89

7.7.1. Critérios estabelecidos para determinar a necessidade de lavagem

A lavagem dos filtros é realizada quando ocorre um dos seguintes três critérios: (Tobiason et

al., 2011).

1o) A perda de carga no filtro aumenta até atingir o limite, normalmente entre 2,4 e 3,0

metros de coluna de água;

2o) A qualidade do filtrado apresenta degradação atingindo um limite máximo de

turbidez;

3o) Um limite máximo de tempo foi atingido (1 a 4 dias).

O tempo de operação de um filtro entre duas lavagens consecutivas é denominado de carreira

ou ciclo de filtração. A perda de carga ao final da carreira é chamada de perda de carga

terminal. A Figura 15 ilustra a performance da turbidez e da perda de carga em filtro com o

tempo de operação.

Figura 15: Performance genérica da turbidez e da perda de carga em filtro ao longo do tempo

(Fonte: Tobiason et al., 2011)

7.7.2 Métodos de lavagem

A Tabela 1 apresenta os métodos de lavagem e suas aplicações aos diferentes meios

filtrantes.

A perda de carga no leito expandido assim como sua expansão podem ser estimadas pelas

equações apresentadas no manuscrito sobre perdas de carga.


90

Tabela 1: Métodos de lavagem de filtros (Di Bernardo e Dantas, 2005)

Método de lavagem Meio filtrante

Lavagem somente com água, no sentido ascensional* Areia convencional, em estações

pequenas

Lavagem auxiliar superficial com tubulação fixa ou

com torniquetes hidráulicos e lavagem simultânea (ou

não) com água no sentido longitudinal

Areia convencional, em estações

com operação qualificada

Lavagem auxiliar sub-superficial com tubulação fixa

ou com torniquetes hidráulicos e lavagem simultânea

(ou não) com água no sentido longitudinal

Antracito e areia, em estações com

operação qualificada

Insuflamento com ar, seguida da lavagem com água no

sentido ascensional

Antracito e areia ou areia

praticamente uniforme, em estações


Insuflamento de ar e introdução simultânea de água no

sentido ascensional

Antracito e areia ou areia

praticamente uniforme, em estações


* Método mais usual no Brasil.

Lavagem somente com água no sentido ascensional

Normalmente realizada por um período entre 7 a 10 minutos.

Lavagem auxiliar superficial e sub-superficial

Podem ser realizadas através de tubulações fixas, com orifícios, situadas acima do meio

filtrante. Também podem ser feitas com torniquetes hidráulicos providos com bocais. A

lavagem superficial ocorre por um período de 2 a 4 minutos. A seguir tem inicio a lavagem

com água no sentido ascensional. A lavagem sub-superficial ocorre um minuto após o início

da lavagem no sentido ascensional, quando já houve a expansão do meio filtrante.

Lavagem com ar e água

A lavagem com ar e água pode ocorrer de forma independente ou simultânea. No primeiro

caso, a insuflação de ar perdura por 3 a 5 minutos, ao final dos quais tem início a lavagem

com água e velocidade ascensional. Na lavagem simultânea, ar e água são usados por 2 a 5

minutos, seguindo-se a lavagem apenas com água em fluxo ascensional, por 3 a 7 minutos. A

Figura 16 ilustra um filtro sendo lavado com ar e água simultaneamente.

A água para lavagem no sentido ascensional pode vir de reservatório elevado, por

bombeamento direto ou dos demais filtros em operação. A altura do reservatório deve ser

suficiente para vencer as perdas de carga em tubulações e acessórios, fundo do filtro, camada

de pedregulho, meio filtrante expandido e altura da água sobre a crista das calhas coletoras de

água de lavagem.


91

Figura 16: Lavagem de filtro com ar e água simultaneamente (Di Bernardo e Dantas, 2005).

A NBR 12.216 estabelece as seguintes condições para lavagem dos filtros:

1o) A vazão de água de lavagem em contracorrente deve promover a expansão do leito

filtrante de 20% a 30%;

2o) A vazão de água de lavagem deve ser previamente ajustada, em cada filtro, por

elemento diferencial de pressão, que pode ser uma válvula;

3o) A lavagem de filtro de fluxo descendente deve ser complementada por agitação

auxiliar do material filtrante;

4o) Em estações com capacidade até 10.000 m3/dia, a agitação pode ser feita

manualmente com rastelo, ou com jato de água;

5o) Em estações com capacidade superior a 10.000 m3/dia, a agitação deve ser feita

hidraulicamente, na camada superficial do filtro, ou mediante a introdução de ar

comprimido a partir do fundo;

6o) A água de lavagem deve ficar em reservatório com capacidade mínima para lavagem

de dois filtros;

7o) No dimensionamento do reservatório, o tempo mínimo de lavagem deve ser de 10

minutos e a velocidade de lavagem é a determinada para atingir expansão do leito

filtrante de 20% a 30%, não devendo ser inferior a 60 cm/min. A água de lavagem pode

vir de reservatório elevado situado em cota suficiente para garantir a lavagem em

contracorrente;

8o) A vazão do de recalque de água para o reservatório deve ser capaz de enchê-lo em

60 minutos.

9o) Em caso de lavagem por bombeamento direto, as bombas devem apresentar curva

característica que permita o ajuste da vazão de água de lavagem.

10o) A lavagem superficial pode ser feita por meio de um dos seguintes dispositivos:

a) torniquetes dispostos de modo a cobrir o máximo de área filtrante; a pressão de

trabalho deve ser no mínimo de 0,3 MPa e a vazão de 20 L/min x m2;


92

b) bocais fixos dotados de orifícios, instalados com espaçamento entre 60 cm e 75

cm; o número e o diâmetro dos orifícios devem ser estabelecidos de modo que deles

resultem a velocidade mínima de 3,0 m/s, a vazão entre 80 e 160 L/min x m2, e os

bocais instalados a uma distância entre 5 cm e 10 cm da superfície do leito

expandido;

c) tubos horizontais espaçados de 0,80 m a 1,0 m, com perfurações separadas no

sentido do comprimento de, no máximo, 20 cm; a velocidade, a vazão nos orifícios e

a distância dos tubos acima da superfície do leito filtrante devem ser estabelecidas

conforme descrito em b.

7.7.3 Calhas de coleta de água de lavagem

A água de lavagem é coletada em calhas que descarregam em canal receptor no qual se

encontra instalada uma comporta de descarga. As calhas são dimensionadas de acordo com a

Equação 11.

5,1

ohb3,1Q = (11)

Sendo:

Q = vazão (m3/s); b = largura da calha (m);

ho = altura do nível máximo de água na calha.

A Figura 17 ilustra esquemas de calhas e uma foto de calhas dispostas em filtro.

Figura 17: Ilustração de calhas coletoras de águas de lavagem (Di Bernardo e Dantas, 2005).

De acordo com a NBR 12216, as calhas de coleta de água de lavagem devem ter o fundo

localizado acima e próximo do leito filtrante expandido. O espaçamento entre as bordas das

calhas deve ser no mínimo de 1,0 m e no máximo igual a seis vezes a altura livre de água

acima do leito expandido, não devendo, entretanto, ser superior a 3,0 m.

7.7.4 Velocidade mínima de fluidização e retrolavagem

Estas equações encontram-se apresentadas no manuscrito sobre perda de carga, fazendo

referência ao número de Galileu (Ga).

( )eq

5,02

eq

mfd

7,33Ga0408,07,33

dv

−+

= (12)

Mínimo 1,0m


93

( )

2

3

gdGa lsl

eq

−= (13)

vretro = 1,3vm (14)

A altura e a porosidade do leito expandido são dadas pelas Equações 15 e 16.

)1(

)1(LL

E

FFE

−

−= (15)

)1(L

L1 F

E

FE −−= (16)

Exemplo

Calcular a velocidade mínima de fluidização e de retrolavagem de um filtro de areia (ρ =

2.650 kg.m-3). Considerar temperatura da água como 20oC. O diâmetro de peneira que deixa

passar 90% em massa dos grãos é 1,15 mm.

Solução:

Número de Galileu:

( )2

lsl3

eq

gdGa

−= = 356.24

)10005,1(

)2,998650.2()2,998()81,9()1015,1(23

33

=

−−

−

Velocidade mínima de fluidificação (Vmf):

( )eq

5,02

eq

mfd

7,33Ga0408,07,33

dv

−+

=

( ) =

−+

=

−

−

−

−

3

35,02

3

3

1015,12,998

10005,17,33356.240408,07,33

1015,12,998

10005,1mfv 0,0109m/s=0,65 m/min.

Fazendo-se a velocidade de retro-lavagem igual a 1,3 vmf, tem-se:

vretro = 1,3 * 0,65 m/min = 0,85 m/min.

7.8. MÉTODOS DE OPERAÇÃO DE FILTROS RÁPIDOS DE FLUXO DESCENDENTE

A operação de filtros rápidos descendentes é feita através do controle sobre duas variáveis, a

taxa de filtração e a perda de carga total. Desta forma, a operação do filtro pode ocorrer de

quatro formas distintas:

1o) Taxa de filtração constante e perda de carga variável;

2o) Taxa de filtração constante e perda de carga constante;

3o) Taxa de filtração variável e perda de carga constante;

4o) Taxa de filtração variável e perda de carga variável.

O sistema com taxa de filtração e perdas de carga variáveis é conhecido pela denominação de

taxa declinante. A forma de operação deste sistema é simples, pois dispensa o uso de

controladores de nível de água no filtro e de vazão. Os filtros funcionam com o princípio de

vasos comunicantes. A entrada de água nos filtros se dá abaixo do nível de água. À medida

que a perda de carga aumenta devido à retenção de partículas no meio filtrante, o nível de


94

água aumenta. A entrada submersa de água assegura que a taxa de filtração será declinante.

Outro filtro, funcionando em paralelo, com menor perda de carga e nível de água receberá

maior vazão. A cota do vertedor de água filtrada deverá estar acima do topo do leito filtrante

para evitar pressão negativa no filtro. A Figura 18 mostra o perfil de um filtro de taxa de

filtração e perdas de carga variáveis.

Figura 18: Sistema de filtração com taxa declinante (Fonte: Libânio, 2005).

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS. NBR 12216: projeto de estação

de tratamento de água para abastecimento público. Rio de Janeiro, 1992.

BERNARDO, L.; DANTAS, A.D.B. Métodos e Técnicas de Tratamento de Água. Vol. 1.

2ª ed. São Carlos, SP: RIMa, 2005.

LIBÂNIO, M. Fundamentos de qualidade e tratamento de água. Campinas: Átomo, 2005.

RICHTER, C.A. Água. Métodos e Tecnologia de Tratamento. São Paulo: Blücher, 2009.

TOBIASON, J. E.; CLEASBY, J. L.; LOGSDON, G. S.; O’MELIA, C. R. Granular media

filtration. In: EDZWALD, J. K. (Ed.). Water quality and treatment: a handbook on drinking

water. Denver, CO: American Water Works Association / McGraw-Hill. 2011. cap. 10, p.

10.1-10.107.

VALENCIA, J. A. Teoria, diseño y control de los procesos de clarificación del agua.

Lima: CEPIS, 1973.

VIANNA, M.R. Hidráulica Aplicada às Estações de Tratamento de Água. 4ª ed. Belo

Horizonte: Imprimatur, 2002.


95

8. DESINFECÇÃO DA ÁGUA EM ETA

Trataremos neste capítulo de uma etapa do tratamento da água que segue a filtração. A

filtração por si só já reduz muito a concentração de microorganismos que saem do decantador,

mas dificilmente este processo permite atender a todos os padrões de potabilidade. Assim,

torna-se imprescindível a desinfecção da aguda. O conteúdo deste capítulo está baseado no

livro Água – Métodos e Tecnologia de Tratamento, de Carlos A. Richter.

É importante que se tenha claro a diferença entre desinfecção e esterilização.

Esterilização: vem a ser a destruição de todos os organismos, patogênicos ou não, presentes

na água.

Desinfecção: vem a ser a destruição de parte ou de todo um grupo de organismos patogênicos.

8.1. BACTÉRIAS

As bactérias são organismos unicelulares. Sua classificação é feita pela sua forma (Figura

8.1), e suas dimensões vão de 0,5 até 5 μm.

Bacilos Cocos Espirilos

Figura 8.1: Formas das bactérias.

A maioria das bactérias não oferece risco à saúde, mas algumas são patogênicas, tais como as

da Tabela 8.1.

Tabela 8.1: Exemplo de bactérias patogênicas de possível presença em águas de distribuição.

Doença transmissível Bactéria responsável

Febre tifóide Salmonella typhi

Febre paratifoide Salmonella paratyphi

Desinteria bacilar Shigella

Cólera Víbrio Cholera

Leptospirose Leptospira icterohaemorrahgia

Legionelose Legionella

As análises específicas para cada organismo patogênico são inviáveis, devido principalmente

as baixas concentrações com que se apresentam. Assim, para analisar a qualidade da água

usam-se organismos indicadores, os coliformes, que constituem uma classe importante de

bactérias. A sua presença na água não dá uma certeza de existirem patogênicos na mesma,

mas sim indica a possibilidade. Os coliformes são usados como indicadores de qualidade

pelas razões que seguem:

- estão sempre presentes, onde se encontra esgoto;

- estão sempre ausentes onde não se encontra contribuição alguma de esgoto;


96

- a presença de patogênicos é uma possibilidade, quando são encontrados coliformes;

- sobrevivem mais tempo na água do que as bactérias patogênicas;

- a análise de coliformes na água é relativamente simples, rápida e eficiente. Ressalte-se

que se tornou simples e rápida quando as cartelas passaram a ser adotadas em lugar dos

testes em tubos múltiplos.

Filtros de areia bem projetados e operados oferecem quase uma grande redução na

concentração de bactérias. Mesmo assim, a desinfecção é necessária.

8.2. VÍRUS

Os vírus são diminutos microorganismos, menores que bactérias, que medem menos de 0,3

μm. Basicamente os vírus são um material genético contido em proteína. A identificação de

vírus na análise de qualidade da água é uma atividade limitada, difícil.

8.3. ALGAS

As algas são organismos encontrados principalmente em águas doces e no mar. Causam

problemas nas águas de abastecimento porque causam problemas de odor e sabor nas águas

tratadas, a menos que sejam adotadas técnicas de tratamento como passagem por carvão

ativado. O DMAE em Porto Alegre costuma adotar o carvão ativado nos meses de verão.

8.4. PROTOZOÁRIOS

São organismos unicelulares, móveis, completamente fechados. Alguns são patogênicos,

como a Entamoeba histolitica (amebíase), Cripstoporidium parvum e Giardia lamblia

(giardíase). São difíceis de eliminar por desinfecção. A filtração é o meio mais efetivo de

remoção da água.

8.5. VERMES

Visíveis a olho nu, habitam o lodo do fundo dos corpos hídricos. Tem grande importância nos

processos de depuração natural. Os vermes cilíndricos (Nematodas) são o segundo grupo em

número após os insetos. Podem causar problemas no tratamento de água, entupindo filtros.

Podem causar risco à saúde dos trabalhadores que contatam diretamente com a água bruta.

8.6. TEORIA DA DESINFECÇÃO

A desinfecção objetiva destruir micro-organismos patogênicos na água, tais como bactérias,

protozoários, vírus e vermes. O primeiro modelo de desinfecção foi proposto em 1908 por

Harriet Chick. Propôs que a taxa de reação é de primeira ordem em relação ao número de

organismos sendo inativados pelo desinfetante. Logo, a velocidade de inativação de micro-

organismos por um desinfetante é representada por:

𝑑𝑁

𝑑𝑡= −𝐾. 𝑁

Onde:

K = coeficiente de mortalidade, constante para um dado desinfetante;

N = número de organismos ainda vivos no instante t


97

O coeficiente de mortalidade K é função da dosagem de desinfetante C, do tipo de

microorganismo e das condições da água (composição química, pH,...). Por isto, Watson

(1908) definiu o coeficiente de mortalidade como:

𝐾 = 𝐴𝐶𝑁 𝐶𝑛

Onde:

C = dosagem de desinfetante;

ACN = constantes de inativação;

N = coeficiente de diluição, que vale aproximadamente 1.

Da combinação e integração das duas equações anteriores, resulta a equação da lei de Chick-

Watson:

C•t = k

Onde:

K = constante para um determinado micro-organismo exposto sob condições específicas

de pH e temperatura;

C= dosagem ou concentração do desinfetante ((mg/L);

t = tempo de contato para uma porcentagem de inativação

Com relação à desinfecção, tem-se que:

- quanto maior a dose, menor o tempo para uma determinada percentagem de

inativação;

- quanto maior o tempo de contato, maior é a inativação de micro-organismos;

- quanto maior a temperatura, maior será a eficiência na inativação de micro-

organismos.

8.7. CLORAÇÃO

O mais adotado desinfetante é o cloro. Pode ser disponibilizado na forma gasosa (Cl2) em

cilindros de aço, na forma líquida (hipoclorito de sódio) ou na forma sólida (hipoclorito de

cálcio).

O cloro fica na forma residual na água tratada, e na concentra ação adequada não prejudica

aos consumidores, protegendo a água no sistema de distribuição. A forma mais eficiente e de

menor custo é o cloro gasoso. Uma unidade de volume de cloro líquido (sob pressão) gera

cerca de 460 volumes de cloro gasoso.

O cloro, por ser um gás venenoso (já foi arma de guerra) e corrosivo, requer muitos critérios

para o seu manejo.

O cloro líquido ou gasoso, livre de umidade, não ataca metais ferrosos. Por isto é armazenado

seguramente em cilindros de aço.

Documents

Universidade Federal do Rio Grande do Sul Instituto de ...avasan.com.br/pdf/modulo_I_IPH-058_1S_2018.pdf · “curva média de variação de qualidade”, em função de sua concentração