APOSTILA_PSES_PARTE_1

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SISTEMAS PÚBLICOS DE ESGOTAMENTO SANITÁRIO 
 
Ao conjunto de obras e instalações destinadas a propiciar a coleta, transporte, tratamento 
(sempre que necessário) e disposição final das águas servidas de uma determinada 
cidade, dá-se o nome de Sistema Público de Esgotamento Sanitário “SPES”. Na falta 
total ou parcial do SPES, ocorrerá fatalmente a poluição e a contaminação do solo e das 
águas superficiais e freáticas. Na falta de redes de coleta, as águas servidas acabam 
escoando a céu aberto, por sarjetas, valetas ou córregos, e passam a se constituir em 
perigosos focos de disseminação das chamadas doenças de veiculação hídrica (cólera, 
hepatite, disenterias, etc). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 1 - Esquema genérico do SPES: coleta, transporte, tratamento e disposição final de esgoto sanitário 
 
No Brasil adota-se normalmente o chamado “Sistema Separador Absoluto”. Segundo a 
norma brasileira NBR-9648, trata-se de “um conjunto de condutos, instalações e equipamentos 
destinados a coletar, transportar, condicionar e encaminhar, somente esgoto sanitário, a uma 
disposição final conveniente, de modo contínuo e higienicamente seguro”. No sistema 
separador absoluto as águas servidas e as águas pluviais são coletadas separadamente, 
em dois sistemas distintos. A grande vantagem desse sistema é que, não se misturando 
as águas de chuvas com as águas servidas, as vazões de coleta e de tratamento das 
águas servidas é bem menor, resultando em tubulações e unidades menores. 
A rede coletora é o conjunto de tubulações constituídas por ligações prediais, coletores de 
esgoto, coletores tronco e seus órgãos acessórios. Sua função é receber as contribuições dos 
domicílios, prédios e economias, promovendo o afastamento do esgoto sanitário coletado em 
direção aos grandes condutos de transporte (interceptores e emissários) para o local de 
tratamento e descarga final (corpo receptor). 
A ligação predial é parte integrante da rede coletora. Trata-se do trecho final do coletor 
predial, de propriedade particular, que faz a interligação ao coletor público, situando-se entre 
esse e o alinhamento do terreno. Uma caixa de inspeção a ser aí construída delimita a 
responsabilidade de manutenção e reparação do coletor predial e da rede coletora. 
ETE 
COLETOR 
TRONCO 
COLETOR 
TRONCO 
INTERCEPTOR 
Rede coletora 
EMISSÁRIO 
DISPOSIÇÃO FINAL 
(corpo receptor) 
rede 
rede rede rede 
rede 
rede 
rede 
coletor tronco 
ligações 
prediais 
2 
 
A SABESP - Companhia de Saneamento Básico do Estado de São Paulo, dá as 
seguintes instruções técnicas quanto ao coletor predial, cuja execução, como já foi dito, 
é uma atribuição do proprietário do imóvel (ver Figura 2). 
- usar manilha (tubo cerâmico), com declividade longitudinal mínima de 2% para diâme-
tro mínimo DN 100, na execução até o alinhamento predial. Caso seja do interêsse do 
proprietário do imóvel, pode-se deixar mais 10 a 20 cm para fora do alinhamento; 
- para facilidade de localização pode-se deixar a tubulação descoberta na soleira, no 
alinhamento predial, devidamente protegida. A profundidade recomendável do coletor 
predial, no alinhamento é de 0,90m. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 2 - Corte esquemático de uma ligação predial ao coletor público de esgoto sanitário 
 
- é terminantemente proibida a interligação dos ralos de águas pluviais no ramal interno 
de esgotos; 
- o tanque de lavar roupas deve ser coberto e, somente neste caso, é permitida a 
interligação do mesmo ao ramal interno de esgotos; 
- de preferência utilizar uma ou mais caixas de inspeção que facilitam eventuais deso-
bstruções sem a quebra de pisos. Estas podem ser construidas em concreto, 
alvenaria ou cimento amianto e devem ter as seguintes dimensões mínimas: 0,45 x 
0,60 e profundidade variável. A tampa da caixa de inspeção deve ser de material 
resistente e facilmente removível. 
 
O coletor de esgoto é a tubulação que recebe contribuições prediais em qualquer ponto ao 
longo do seu comprimento. O coletor de maior extensão de uma mesma bacia de esgotamento 
denomina-se coletor principal; podendo haver mais de um conforme o traçado da rede coletora; 
os demais são chamados coletores secundários ou simplesmente coletores. 
O coletor tronco é a tubulação, geralmente de maior diâmetro e profundidade, que recebe 
contribuições de esgoto apenas de outros coletores, em pontos determinados, onde são 
localizados poços de visita, uma vez que as ligações ao longo de seu comprimento são 
inviabilizadas, quer pela profundidade, quer pelo material de que são feitos (geralmente são de 
concreto armado). Em geral são construídos ao longo dos talvegues das bacias hidrográficas. 
Os órgãos acessórios são dispositivos fixos desprovidos de equipamentos mecânicos, que são 
construídos em pontos singulares da rede coletora com a finalidade de permitir a inspeção e a 
desobstrução das canalizações, além de facilitar a manutenção da pressão atmosférica nos 
tubos, garantindo o escoamento livre. As caixas de passagem e as conexões, apesar de 
permitidas pela normalização brasileira, através da NBR 9649/1986, não atendem a esses 
objetivos e por isso só são utilizadas em situações especiais. 
RUA 
alinhamento predial 
COLETOR PÚBLICO DE ESGOTO 
COLETOR PREDIAL 
(manilha DN100) 
passeio 
Cx. de inspeção 
LIGAÇÃO 
PREDIAL 
3 
 
 PV (poço de visita) - trata-se de uma câmara visitável, através de abertura existente 
na sua parte superior, que possibilita os trabalhos de manutenção (ver Figura 3). Pode 
ser construido em todas as singularidades (ligações das tubulações nas mudanças de 
direção, de tipo de material, diâmetro ou de declividades). Modernamente, pode ser 
substituido por TL, TIL ou CP, conforme abaixo comentado. Os P.V.s são obrigatórios 
quando é necessário o TQ (tubo de queda), ou na reunião de tubulações com mais 
de 3 entradas, ou na extremidade de “SI” (sifão invertido), ou ainda quando a 
profundidade da rede for superior a 3,00m. 
 TQ (tubo de queda) - é um dispositivo que faz a ligação da tubulação de chegada 
com o fundo do PV, sempre que uma tubulação chega ao mesmo em cota mais alta 
do que 0,50m, em relação ao fundo do PV (ver PV - Figura 3). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 3 - Corte esquemático de um PV (sem escala) 
 
CHAMINÉ 
i = 0,60m 
Chaminé com 
altura variável 
Balão com altura 
máxima de 2,00m 
alvenaria de blocos 
curvos de 15 cm ou 
de 1 tijolo 
BALÃO com diâmetro 
interno i = 1,00m 
Acabamento interno 
cimentado liso 
acabamento externo 
com chapiscado 
tamponamento de 
½ tubo 
lastro de brita 3 + 4 
laje inferior de concreto armado 
para h  0,50 m 
TUBO DE QUEDA 
tampão de ferro fundido nível do pavimento 
laje superior de concreto 
armado com furo excêntrico 
lastro de concreto magro 
 Tê 
4 
 
 S I (sifão invertido) - trata-se de um trecho rebaixado, com escoamento sob pressão, 
construido com a finalidade de transpor obstáculos, depressões ou cursos d’água (ver 
Figura 4). Pode evitar a necessidade de “EEE” (estações elevatórias de esgotos). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 4 - Corte esquemático de um sifão invertido 
 
 EEE (estação elevatória de- Esquemas alternativos de dissipadores de energia na ligação coletor-interceptor em corte 
enchimento 
33 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 23 - Corte esquemático de um poço extravasor 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 24 - válvula tipo FLAP - Fonte: catálogo da Barbará 
 
 Vazão final, de um trecho “n” (Qf,n ): 
 
Qf,n = Qf ,n-1 +  Qf (equação 21) 
 
sendo Qf as vazões finais (final de plano), dos últimos trechos de redes coletoras 
afluentes ao PV de montante do trecho “n” (ver Figura 25). 
DE 
 H 
C 
INSPEÇÃO 
INTERCEPTOR 
VÁLVULA 
FLAP 
(Fig.24) 
CORPO 
RECEPTOR 
d0 
0,8 d0 
0,1 d0 
Soleira do vertedor 
34 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 25 - Esquema para estimativa das vazões nos trechos dos interceptores 
 
Para o emissário, trecho final do interceptor, a avaliação compreende também a consideração 
do amortecimento das vazões dos trechos anteriores, decorrentes da defasagem de seus 
aportes ao emissário. Segundo a norma vigente a defasagem das vazões das redes afluentes ao 
emissário deve ser considerada mediante a composição dos seus respectivos hidrogramas com 
as vazões dos trechos do interceptor imediatamente anteriores (discutido mais adiante). 
Outro procedimento, estudado pela SABESP (Tsutiya e Além Sobrinho,1999), propõe que a 
vazão contribuinte para o último trecho do interceptor ou emissário, seja calculada levando-
se em conta a variação do chamado coeficiente de reforço “K”, onde: K = k1 . k2. 
Para vazões superiores a 750 L/s (K) seria representado por uma curva (ver Figura 26), 
que tende assintoticamente ao valor K = 1,2 e que pode ser calculada pela equação 22. 
Para vazões 750 L/s)
K = 1,2 + 17,4485 Qm
-0,509
1,00
1,10
1,20
1,30
1,40
1,50
1,60
1,70
1,80
1,90
2,00
0
50
00
10
00
0
15
00
0
20
00
0
25
00
0
30
00
0
35
00
0
40
00
0
45
00
0
50
00
0
Vazão média "Qm" (de esgoto doméstico + infiltração - em L/s ) 
V
al
or
es
 
de
 
"K
"
35 
 
Procedimentos de dimensionamento e verificação 
 
O dimensionamento consiste nas determinações do diâmetro e da declividade e as verificações 
são para a comprovação da observância dos limites de tensão trativa e de velocidade crítica. 
Tal como no dimensionamento da rede coletora devem ser calculadas a declividade mínima e a 
declividade econômica e escolher a maior das duas. A declividade econômica, como já visto na 
rede coletora, é determinada geometricamente em razão da declividade do terreno e dos limites 
de profundidade e recobrimento adotados no projeto do trecho. 
A declividade mínima deve promover a autolimpeza, ao menos uma vez ao dia, no início do 
plano. A norma vigente recomenda o mesmo valor de 1,0 Pa para a tensão trativa. No entanto, 
neste caso, é mais conveniente a adoção de 1,5 Pa, valor esse mais favorável para o 
controle da geração de sulfetos. 
Os sulfetos atacam as canalizações de concreto, material usual nos grandes condutos. Além 
disso a declividade prática de 0,0005m/m, abaixo da qual o assentamento dos tubos se torna 
impreciso, já resulta com tensão trativa mínima de 1,0 Pa, nas vazões acima de 150 L/s 
(diâmetro de 600mm). Para o limite de 1,5 Pa, essa declividade prática atende às vazões 
acima de 500 L/s, diâmetro de 1000mm, conforme se pode ver pela Figura 27, para a qual 
utilizou-se a equação 23, no cálculo da declividade mínima, para a tensão trativa de 1,5 Pa e 
coeficiente de Manning n = 0,013 : 
 
I0,mín = 0,00035 . Qi 
–0,47 
(Eq. 23) onde: 
 
Qi = vazão inicial (em m
3
/s), calculada pela equação 20 e I0,mín (em m/m) 
 
Figura 27 - Declividades mínimas I0min em função da vazão para  = 1,5 Pa (seção circular) 
 
Assim, para o caso de vazões Qi superiores a 500 L/s já não é necessário o cálculo da 
declividade mínima, restringindo-se o confronto entre as declividades econômica e prática, em 
razão do que acima foi dito. Quando a declividade prática supera a econômica, caso de 
Declividade mínima I0min para  = 1,5 Pa
0,0000
0,0005
0,0010
0,0015
0,0020
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
Valores da Vazão Qi (m
3
/s)
I 0
m
in
 (
m
/m
)
Declividade prática Ip =0,0005 m/m
36 
 
instalações à beira-mar, para condutos muito longos, superiores a 5 km, já se pode prever a 
necessidade de estações elevatórias, para recuperação de profundidade. 
Quando os condutos são de seção circular, caso mais comum, pode ser adotada uma lâmina 
d’água máxima de 0,80 d0 e o diâmetro (d0), para coeficiente de Manning n = 0,013, pode 
ser calculado pela equação 24: 
 
d0 = 0,3064 (Qf . I0
-1/2 
)
 3/8
 
 
(Eq. 24) na qual: 
 
Qf = vazão final (em m
3
/s), calculada pela equação 21, I0 (em m/m) e d0 (em m) 
Adota-se o diâmetro comercial (DN) mais próximo no caso de utilização de tubos pré-moldados 
ou o diâmetro imediatamente superior que melhor se ajustar ao método construtivo. 
Fixados o diâmetro (d0) e a declividade (I0) resta fazer a verificação, utilizando-se por exemplo o 
Quadro 10, no qual deve-se entrar com as relações Qi / Qp e Qf / Qp, onde Qp é a vazão à 
seção plena (equação 21) e as relações vi / vp e vf / vp onde vp é a velocidade à seção plena 
(equação 20), obtendo-se no Quadro 10 os seguintes valores: 
 
yi / d0 e yf / d0, vi e vf , RH,i e RH,f 
 
calculando-se então; a tensão trativa inicial ( i) e a velocidade crítica final (vc,f) 
 
 i =  . RH,i . I 0 (em Pa) e vc,f = 6 . (g. RH,f )
0,5
 (em m/s) onde: 
 
 = peso específico da água (a 20°C = 9 789 N/m
3
) 
RH,i e RH,f = raio hidráulico para as vazões Qi e Qf (em m) 
g = aceleração da gravidade (9,81 m/s
2
) 
 
deverá resultar, para o bom funcionamento hidráulico do trecho: 
 
 i  1,5 Pa e vf  vc,f 
 
Caso vf resulte maior que vc,f significa que haverá incorporação de ar ao líquido, 
aumentando-lhe o volume, conforme já visto anteriormente. Assim o cálculo do 
diâmetro deve ser refeito para yf = 0,5 d0, que para n = 0,013, pode ser recalculado pela 
equação 25: 
 
d0 = 0,394 . (Qf . I0
-1/2
)
 3/8 
 (Eq. 25) 
 
Esse novo diâmetro (d0), cêrca de 30% maior, resolve o problema na grande maioria dos casos, 
o que se evidência refazendo-se a verificação acima com o novo diâmetro. 
Para o dimensionamento dos emissários devem ser consideradas as vazões amortecidas, que 
no caso da utilização do coeficiente de reforço (K), calculado pela equação 22, resulta: 
 
37 
 
 K 
Qi = ----- . Qi + I +  Qc,i e Qf = K . Qf + I +  Qc,f 
 ki 
 
Para o dimensionamento dos extravasores a vazão final estimada deve ser acrescida da 
parcela de contribuição parasitária admitida (ver comentários adiante). 
 
Análise de funcionamento 
 
A Norma NBR 12207/1989 prescreve o seguinte procedimento: “Após o dimensionamento dos 
trechos deve-se procederà verificação do comportamento hidráulico do interceptor e de seus 
órgãos complementares, para as condições de vazão final acrescida da vazão de contribuição 
pluvial parasitária”. 
Essa contribuição pluvial é uma parcela do escoamento superficial das águas de chuvas que 
depende essencialmente de dados e características locais, envolvendo desde freqüência e 
intensidade de chuvas até a qualidade de execução das obras da coleta. 
Requer um estudo atento das eventuais facilidades de penetração dessas águas nas redes 
coletoras, para a fixação da taxa de contribuição respectiva. Os dados disponíveis oriundos de 
medições efetuadas, que constam do quadro 11 abaixo, mostram uma variação de 3,4 a 6,0 
L/s.km de coletor afluente ao PV de montante do trecho em estudo, valores comparáveis às 
próprias taxas de esgoto doméstico. 
 
Quadro 11 - Resumo dos estudos sobre contribuições pluviais parasitárias. 
Fonte Local Ano Dados originais L/s . km 
DES, SURSAN Rio 1959 6,0 L/ s . km 6,0 
Greeley & Hansen São Paulo 1952 32% sobre vazão máxima tempo seco 3,9 
Hazen & Sawyer São Paulo 1965 35% sobre vazão máxima tempo seco 4,1 
G.M.Fair USA 1945 15% sobre vazão máxima tempo seco 3,6 
G.M.Fair e G.C.Geyer USA 1959 30 galões / hab . dia 3,4 
C. Nova Iorque USA 1945 12% sobre vazão máxima tempo seco 4,2 
NBR-12207 Brasil 1989 até 6,0 L/s.km até 6,0 
 
A norma vigente admite em seu item 5.6 que essa contribuição pluvial pode ser minimizada e 
até eliminada, desde que se estude os meios capazes de resolver o problema. Um desses 
meios é um estudo criterioso, eliminando-se da extensão total dos coletores, aqueles localizados 
em zonas de maior declividade onde o tempo de concentração das chuvas é suficientemente 
pequeno para impedir inundações localizadas e o acesso dessas águas aos coletores. 
O procedimento de análise de funcionamento compreende, após o dimensionamento, acrescer-
se à vazão final estimada, a parcela de contribuição pluvial admitida após estudos. 
Com essa nova vazão, diâmetro e declividade calcula-se, 
 
(Q . n ) / (d0 
8/3 
. I0
1/2
) 
 
Entrando com esse valor no Quadro 12, determina-se a nova relação y/d0, que deve estar abaixo 
ou igual à máxima relação admitida (y = 0,8 d0). 
38 
 
 
Quadro 12 - Escoamento em regime permanente uniforme - Canais circulares 
y/d0 Q . n / d0
8/3 
. I 
1/2
 y/d0 Q . n / d0
8/3 
. I 
1/2
 y/d0 Q . n / d0
8/3 
. I 
1/2
 y/d0 Q . n / d0
8/3 
. I 
1/2
 
0,01 0,0001 0,26 0,0461 0,51 0,1611 0,76 0,2885 
0,02 0,0002 0,27 0,0497 0,52 0,1665 0,77 0,2928 
0,03 0,0005 0,28 0,0534 0,53 0,1718 0,78 0,2969 
0,04 0,0009 0,29 0,0571 0,54 0,1772 0,79 0,3008 
0,05 0,0015 0,30 0,0610 0,55 0,1825 0,80 0,3046 
0,06 0,0022 0,31 0,0650 0,56 0,1879 0,81 0,3083 
0,07 0,0031 0,32 0,0691 0,57 0,1933 0,82 0,3118 
0,08 0,0041 0,33 0,0733 0,58 0,1987 0,83 0,3151 
0,09 0,0052 0,34 0,0776 0,59 0,2040 0,84 0,3182 
0,10 0,0065 0,35 0,0819 0,60 0,2094 0,85 0,3211 
0,11 0,0079 0,36 0,0864 0,61 0,2147 0,86 0,3238 
0,12 0,0095 0,37 0,0909 0,62 0,2200 0,87 0,3263 
0,13 0,0113 0,38 0,0956 0,63 0,2253 0,88 0,3285 
0,14 0,0131 0,39 0,1003 0,64 0,2305 0,89 0,3305 
0,15 0,0151 0,40 0,1050 0,65 0,2357 0,90 0,3322 
0,16 0,0173 0,41 0,1099 0,66 0,2409 0,91 0,3335 
0,17 0,0196 0,42 0,1148 0,67 0,2460 0,92 0,3345 
0,18 0,0220 0,43 0,1197 0,68 0,2510 0,93 0,3351 
0,19 0,0246 0,44 0,1247 0,69 0,2560 0,94 0,3352 
0,20 0,0273 0,45 0,1298 0,70 0,2609 0,95 0,3349 
0,21 0,0301 0,46 0,1349 0,71 0,2658 0,96 0,3339 
0,22 0,0331 0,47 0,1401 0,72 0,2705 0,97 0,3321 
0,23 0,0362 0,48 0,1453 0,73 0,2752 0,98 0,3293 
0,24 0,0394 0,49 0,1505 0,74 0,2797 0,99 0,3247 
0,25 0,0427 0,50 0,1558 0,75 0,2842 1,00 0,3116 
 
Essa mesma vazão acrescida é utilizada no dimensionamento dos extravasores. Neste caso, o 
procedimento compreende o cálculo do comprimento “L” necessário, para um vertedor retangular 
de parede delgada, podendo-se utilizar a equação de Francis para vertedores, com as seguintes 
limitações (ver também Figura 23): 
- altura máxima da lâmina vertente H = 0,1d0 e cota mínima da soleira referida à geratriz 
inferior = 0,8 d0 
 
Q = 1,838 . L . H
3/2 
ou L= Q/1,838. H
3/2 
 = 0,544 Q.H
-3/2 
 onde: 
Q = vazão (em m³/s), L e H = (em m). 
 
Sifão invertido 
 
O sifão invertido é um determinado trecho rebaixado de coletor, com escoamento sob 
pressão, que interrompe portanto o curso de escoamento livre do esgoto e também o fluxo da 
mistura de ar e gases que ocorre na lâmina livre do conduto. Constitui-se numa descontinuidade 
geralmente indesejável ao funcionamento geral do complexo de tubulações, que promovem a 
coleta e o transporte do esgoto sanitário. Essa descontinuidade exige ainda observação 
freqüente do funcionamento e operações de ajuste ao crescimento das vazões ao longo do 
período do alcance planejado. 
No entanto constitui solução por vezes conveniente para superar obstáculos ou 
interferências ao caminhamento normal da canalização, pois seu funcionamento por gravidade 
independe de equipamentos mecânicos, adotados em outras opções. 
39 
 
Condições hidráulicas 
 
Tratando-se de um conduto sob pressão há que se cuidar que as perdas de carga sejam 
mínimas nas diversas etapas do funcionamento do sifão ao longo do período de alcance do 
projeto. 
Assim o esquema adotado deve ser o mais simples, evitando-se soluções rebuscadas com 
vertedores e curvas que aumentam as dimensões das câmaras de entrada e de saída e 
conduzem a cálculos por vezes complexos das perdas de carga localizadas. 
Outro aspecto a considerar é a necessidade de garantia da auto-limpeza dos tubos 
rebaixados evitando-se freqüentes intervenções para a desobstrução. 
O recurso usualmente utilizado é a adoção de uma velocidade suficiente para arrastar os 
sedimentos comuns no esgoto sanitário ocorrendo uma vez ao dia, ou seja para a vazão máxima 
horária de um dia qualquer, no início do plano, desconsiderando a vazão relativa à infiltração. 
 C. Pi . q i . k 2 
 Qi = -------------------- (sem o coeficiente k 1) 
 86 400 
 
Para o início de plano, que corresponde à equação acima, a velocidade no trecho 
rebaixado não deve ser inferior a 0,60 m/s 
 
 vi  0,60 m/s 
 
Para o final de plano a velocidade correspondente nessa data à vazão máxima horária de 
um dia qualquer, não deve ser inferior a 0,90 m/s, 
 
 C. Pf . q f . k 2 
 Qf = ----------------- (sem o coeficiente k 1 ) 
 86 400 
 
 vf  0,90 m/s 
Esses valores são os limites inferiores. Tais condições hidráulicas básicas são suficientes 
para ocasionarem forças capazes de provocar o arraste das partículas comuns no esgoto 
sanitário, como tem sido verificado na prática. Essas velocidades no entanto não devem assumir 
valores excessivos, que resultarão em perdas de cargas elevadas, capazes até de inviabilizar o 
uso de sifões invertidos. O limite superior em qualquer caso não deve ultrapassar 1,50 m/s. 
 
 vmax  1,50 m/s. 
 
Disposições prévias 
 
Preliminarmente deve-se decidir o esquema do sifão, que como já foi dito deve ser o mais 
simples possível para evitar perdas de carga localizadas, principalmente curvas. 
 O sifão invertido deve dispor de dois (2) tubos no mínimo, para permitir operações de 
desobstrução sem interromper o fluxo do esgoto sanitário. 
 O diâmetro mínimo a adotar é o mesmo da rede coletora, por exemplo DN 100, como 
recomenda a NBR 9649. 
40 
 
 Um estudo criterioso das vazões afluentes e sua variação crescente ao longo do intervalo de 
tempo doalcance do projeto é que vai definir o número de tubos necessários e seus 
respectivos diâmetros. 
 Esses tubos entrarão em operação sucessivamente, acompanhando o crescimento da vazão, 
atendendo aos limites da perda de carga decorrentes do próprio esquema escolhido. 
 
Dimensionamento hidráulico de sifões invertidos 
 
Sendo condutos forçados, os trechos rebaixados dos sifões invertidos serão 
dimensionados como tais, quer para o cálculo dos diâmetros, quer para o cálculo das perdas de 
carga. As equações recomendadas são: 
 
 1 v
2
 
J = f ---- . ----- 
 d 2g 
 
 1 v
1,85
 
J = 6,793 . ------- . --------- 
 C
1,85
 d
1,17
 
 
 
 
 
 
 O coeficiente de atrito “ f ” pode ser determinado com maior aproximação pelo diagrama 
de Moody, por exemplo, mas nos casos comuns de sifões invertidos pode ser avaliado entre os 
limites 0,030 e 0,040 (nº de Reynolds > 10
5
 e rugosidade absoluta  = 2 mm). Já o coeficiente 
de Hazen-Williams pode ser utilizado C=100 para esses casos comuns. 
Do estudo populacional obtêm-se o escalonamento do crescimento das vazões em 
períodos iguais, por exemplo de 10 em 10 anos e daí se decide o número de tubos necessários 
e seus diâmetros, de modo a acompanhar o crescimento, atendendo aos limites de velocidades 
decididos (0,60 m/s, 0,90 m/s, 1,50 m/s). As versões tabeladas das fórmulas acima, disponíveis 
em diversos manuais de hidráulica (ver por exemplo AZEVEDO NETTO, 1998), facilitam a 
seleção dos diâmetros dos tubos e o cálculo das perdas de carga (distribuídas e localizadas). 
O objetivo do dimensionamento é calcular, para a configuração adotada, os 
diâmetros dos tubos e as perdas de carga que permitam a transposição das vazões nas 
condições fixadas, resultando as cotas dos níveis d’água e da soleira do tubo a jusante 
(ou da câmara de jusante). 
 
 
_______________________________________________________________________________________ 
 
 
EXERCÍCIO 3 - Calcular as vazões de dimensionamento de cada trecho e o sifão invertido 
previstos na Planta da Figura 28, preenchendo a planilha correspondente 
(Quadro 13), conforme orientação do professor. 
 
 
 
Fórmula Universal de perda de carga distribuida, 
ou 
Fórmula de Hazen-Williams, onde: 
J = perda de carga unitária (m/m) 
f = coeficiente de atrito 
v = velocidade (m/s) 
 
C = coeficiente de atrito 
d = diâmetro (m) 
g = aceleração da gravidade (m/s²) 
41 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 28 - Planta esquemática para dimensionamento dos coletores-tronco, interceptores, emissários e sifão invertido 
 
E T E 
726,100 PV-8 
 
725,800 PV-
9 
 
725,700 PV-11 
 
726,300 PV-7 
724,500 
Trecho 2-1 
L= 60,00 m 
Qi = 0,8 L/s 
Qf = 20,7 L/s 
Trecho 3-1 
L= 65,20 m 
Qi = 35,5 L/s 
Qf = 86,0 L/s 
Trecho 4-1 
L = 70,00 m 
Qi = 1,6 L/s 
Qf = 10,8 L/s 
 
726,000 - TIL-14 
724,500 
Trecho 5-1 
 L = 67,80 m 
Qi = 38,5 L/s 
Qf = 75,1 L/s 
 
725,500 – PV-10 
 
725,100 PV-12 
Trecho 8-1 
 L= 60,00 m 
Qi = 9,5 L/s 
Qf = 21,8 L/s 
 
Trecho 6-1 
 L= 70,00 m 
Qi = 7,8 L/s 
Qf = 18,5 L/s 
 
Trecho 7-1 
 L= 68,00 m 
Qi = 45,0 l/s 
Qf = 92,7 L/s 
 
 Trecho 1-4 EMISSÁRIO L = 61,00 m; 
 
 
 
 
 
724,900 
 
 
Trecho 1-3 
L= 100,00m 
Trecho 1-2 - L = 100,00 
m 
Trecho 1-1 - L = 120,00 m 
725,900 PV-6 
 
725,400 PV-5 725,000 
 
725,000 PV-4 
 
LEGENDA: 
 
 COLETORES-TRONCO 
 
 INTERCETORES 
 
 EMISSÁRIOS 
CT = 724,400 (chegada à 
ETE) 
CC = 
724,300 PV-1 
 
Trecho 1-6 EMISSÁRIO L = 50,00 m 
724,300 PV-2 
 
Trecho 1-5 SIFÃO INVERT. L = 9,00 m 
Cota do fundo do rio = 720,70 e NA = 722,10 
Largura do rio = 6,80 m 
 
724,900 PV-3 
 
42 
 
 
Quadro 13 - Planilha de cálculo para os coletores-tronco, interceptores, sifão invertido e emissário 
Trecho 
nº 
Extensão 
L 
(m) 
Vazões 
(L/s) 
Qi = 
inic. Qf = 
final 
 
Diâm. 
d0 
(m) 
Decliv. 
 I0 
(m/m) 
COTAS ( m ) PROFUNDID. (m) 
Lâmina 
dágua 
Y/d0 (m) 
inicial 
final 
Velocid. 
esgoto 
(m/s) 
Vi =inicial 
vf = final 
Tensão 
trativa 
t 
(Pa) 
Velocid. 
crítica 
vC 
(m/s) 
Contrib. pluvial 
parasit. incluida 
 
OBSERV. 
Terreno 
montante 
Jusante 
Soleira 
montante 
jusante 
Trecho 
montante 
jusante 
PV 
de 
jusante 
Vazão 
final 
(L/s) 
Lâm. final 
Y/d0 
(m) 
2-1 
 
 
 
3-1 
 
1-1 
 
4-1 
 
5-1 
 
1-2 
 
6-1 
 
7-1 
 
1-3 
 
8-1 
 
1-4 
 
1-5 Sifão 
invertido 
1-6 Emissário 
final 
 
PSES_13.doc 
 
43 
CÁLCULO DA VAZÃO E DA VELOCIDADE À SEÇÃO PLENA 
 
Pode-se utilizar as fórmulas apresentadas no Quadro 14, para cálculo das vazões e 
velocidades à seção plena (Qp e vp). Para elaboração desse quadro utilizou-se as 
fórmulas de Manning; v = (RH
2/3
. I0
1/2
)  n e a equação da continuidade Q = v . Am, 
nas quais: 
v = velocidade do líquido (m/s); RH = raio hidráulico (m), I0 = declividade longitudinal 
(m/m), n = coeficiente de rugosidade da tubulação (para tubulações conduzindo esgoto, a 
norma recomenda adotar n = 0,013), Q = vazão (m
3
/s) e Am = área molhada (m
2
). 
 
Quadro 14 - Fórmulas para cálculo da vazão e velocidade à seção plena (em função de d0 e I0) 
d0 (em mm) 
A partir da fórmulas gerais abaixo (em função de d0 e I0), tem-se: 
Qp = 23,976 . d0
8/3
 . I0
1/2
 vp = 30,527 . d0
2/3
 . I0
1/2
 
100 Qp = 0,0517 . I0
1/2
 vp = 6,5768 . I0
1/2
 
150 Qp = 0,1523 . I0
1/2
 vp = 8,6181 . I0
1/2
 
200 Qp = 0,3280 . I0
1/2
 vp = 10,4401 . I0
1/2
 
250 Qp = 0,5947 . I0
1/2
 vp = 12,1146 . I0
1/2
 
300 Qp = 0,9670 . I0
1/2
 vp = 13,6804 . I0
1/2
 
350 Qp = 1,4587 . I0
1/2
 vp = 15,1611 . I0
1/2
 
400 Qp = 2,0826 . I0
1/2
 vp = 16,5726 . I0
1/2
 
450 Qp = 2,8511 . I0
1/2
 vp = 17,9264 . I0
1/2
 
500 Qp = 3,7760 . I0
1/2
 vp = 19,2308 . I0
1/2
 
600 Qp = 6,1402 . I0
1/2
 vp = 21,7163 . I0
1/2
 
700 Qp = 9,2620 . I0
1/2
 vp = 14,0667 . I0
1/2
 
800 Qp = 13,2236 . I0
1/2
 vp = 26,3074 . I0
1/2
 
900 Qp = 18,1033 . I0
1/2
 vp = 28,4563 . I0
1/2
 
1000 Qp = 23,9760 . I0
1/2
 vp = 30,5270 . I0
1/2
 
1200 Qp = 38,9876 . I0
1/2
 vp = 34,4724 . I0
1/2
 
1500 Qp = 70,6893 . I0
1/2
 vp = 40,0017 . I0
1/2
 
1800 Qp = 114,9485 . I0
1/2
 vp = 45,1716 . I0
1/2
 
2000 Qp = 152,2381 . I0
1/2
 vp = 48,4586 . I0
1/2esgoto) - nos casos em que as redes vão se tornando 
muito profundas pode ser necessário uma EEE, para, através de bombas de recalque, 
elevar o nível e recomeçar a coleta com tubulações mais rasas (ver Figura 5). 
 
 
 
 TL (terminal de limpeza) - dispositivo não visitável que pode substituir o PV inicial de 
uma determinada rede e que permite apenas a introdução de dispositivos de limpeza. 
h = perda de carga 
 yM soleira de montante 
 NA (montante) 
DN 
soleira de jusante yj 
NA ( jusante) 
DN 
L 
 
Figura 5 - Esquema de estação elevatória com conjunto moto-bomba submerso - Fonte: SABESP 
5 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 6 - Corte esquemático de um TL (sem escala) 
 TIL (terminal de limpeza e inspeção) - dispositivo não visitável que pode substituir o PV 
(ver Figura 7). Permite inspeção visual e introdução de dispositivos de limpeza. Pode 
ser construido na reunião de coletores (até 3 entradas e 1 saída), quando não há 
desníveis que exijam tubos de queda e em profundidades menores que 3,00m. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 7 - Corte esquemático de um TIL (sem escala) 
nível do pavimento 
 C 
 O 
 L 
 U 
 N 
 A 
C 
U 
R 
 V 
 A R E D E 
Blocos de 
concreto 
tampao fº fº especial 
i = 0,60m 
tampão de ferro fundido nível do pavimento 
lastro de brita 3 + 4 
laje de concreto armado 
Acabamento 
interno 
cimentado liso 
Acabamento 
externo chapiscado 
alvenaria de blocos 
curvos ou de 1 tijolo 
TIL - com profundidade 
máxima de 3,00m 
6 
 
 CP (caixa de passagem) - trata-se de uma câmara fechada (sem acesso), que pode 
ser construida nas mudanças de direção, declividade, tipo de material ou diâmetro, 
desde que seja possível a introdução de equipamento de limpeza a jusante É 
comum nas ruas de grande declividade e de curvas acentuadas (ver Figuras 8 e 9). 
A SABESP, de modo geral, vem evitando a construção de caixas de passagem, 
utilizando em seu lugar um TIL. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 8 - Esquema de utilização das caixas de passagem – PLANTA (sem escala) 
geralmente em ruas de grande declividade e curvas acentuadas 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 9 - Detalhe da caixa de passagem - CORTE (sem escala) 
 
LEGENDA: 
 
 PV ou TIL 
 
 CP (cx de passagem) 
Nível do terreno ou do pavimento 
Nível do coletor 
Tampa removível 
7 
 
CRITÉRIOS DE PROJETO DOS “SPES” 
 
A seguir são relacionadas as normas da ABNT - Associação Brasileira de Normas Técnicas, 
relacionadas à coleta, transporte e tratamento do esgoto sanitário, bem como a disposição final 
dos resíduos resultantes do tratamento. 
 
NBR - 7.229/93 - Projeto, construção e operação de sistemas de tanques sépticos 
NBR - 7.367/88 - Projeto e assentamento de tubulações de PVC rígido para sistemas 
de esgoto sanitário. 
NBR - 9.648/86 - Estudo de concepção de sistemas de esgoto sanitário 
NBR - 9.649/86 - Projeto de redes coletoras de esgoto sanitário 
NBR - 9.800/87 - Critérios para o lançamento de efluentes líquidos industriais no 
sistema coletor público de esgoto sanitário 
NBR - 9.814/87 - Execução de rede coletora de esgoto sanitário 
NBR - 10.004/87 - Resíduos sólidos - Classificação 
NBR - 10.005/87 - Lixiviação de resíduos - Procedimento 
NBR - 10.006/87 - Solubilização de resíduos 
NBR - 10.007/87 - Amostragem de resíduos 
PN - 2:09:60 
 
- Aterros de resíduos perigosos - Critérios para projeto, construção e 
operação 
NBR - 12.207/89 - Projeto de interceptores de esgoto sanitário 
NBR - 12.008/89 - Projeto de estações elevatórias de esgoto sanitário 
NBR - 12.209/2011 - Projeto de estações de tratamento de esgoto sanitário 
NBR – 12.587/92 - Cadastro de sistema de esgotamento sanitário 
 
Além das normas acima listadas, deve-se atender ainda eventuais especificações ou 
normas da CETESB ou mesmo normas mais restritivas das próprias companhias 
responsáveis pelo saneamento das cidades; no caso do Estado de São Paulo, a SABESP 
ou os Departamentos e Companhias Autônomas de Água e Esgoto das localidades não 
conveniadas com a SABESP. 
Um ítem importante a ser lembrado, segundo a norma 9648/86, é: “A delimitação da 
área de planejamento, bem como de suas bacias contribuintes, deve obedecer às 
condições naturais do terreno, desconsiderando a divisão política-administrativa”. 
Traçado da rede coletora - planta topográfica: 
A planta topográfica deve ser apresentada em escala conveniente (mínimo 1:2.000), e 
indicar ao menos o arruamento, as curvas de nível, as cotas de pontos característicos 
(cruzamento de ruas), os talvegues, a rede eventualmente existente, os cursos d’água ou 
outros locais para descarga do esgoto coletado além das eventuais interferências ao 
caminhamento dos coletores (redes e adutoras de água de abastecimento, redes e galerias 
de águas pluviais, redes elétricas, redes telefônicas, etc). Sobre a planta deve-se indicar: 
- a área a ser esgotada; 
- áreas de expansão futura; 
- pontos de contribuições singulares significativos (prédios, indústrias, escolas, hospitais). 
8 
 
Seguindo o traçado das ruas e as declividades naturais do terreno, indicam-se os 
trechos de coletores e seu sentido de escoamento, limitando-os com os respectivos órgãos 
acessórios (P.V.s, P.I.s, C.P.s, T.L.s), adequados a cada situação, respeitando-se a 
distância máxima entre eles (de 100m, por exemplo). 
A escolha do traçado da rede coletora deve ser dividida em duas partes. A primeira diz respeito 
aos grandes condutos - coletores troncos e interceptores e é determinada pela conformação da 
rede à malha viária e à topografia da área do projeto, com as vertentes dos eventuais cursos 
d’água urbanos. Ás margens destes são previstos interceptores, quando não são admitidas 
descargas diretas nos mesmos. A partir do interceptor são identificados os talvegues nas 
vertentes. O talvegue é a linha que divide os planos de duas encostas por onde escoam as 
águas naturais e aí, segundo o traçado das ruas, são localizados os coletores tronco. São 
comuns as seguintes conformações do que poder-se-ia chamar de rede principal: 
 perpendicular – quando os talvegues em direção ao corpo d’água são regularmente 
espaçados e relativamente próximos resultando coletores tronco de curta extensão (Fig. 10) . 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 10 - Conformação esquemática de coletores-tronco e interceptores – tipo perpendicular 
A conformação da Figura 10 também ocorre quando os talvegues não são bem definidos, a 
vertente do curso d’água é mais regular e os coletores tronco dependem apenas do traçado 
viário. 
 
 Longitudinal – quando o núcleo urbano se desenvolve principalmente ao longo do curso 
d’água, com traçado viário favorável à implantação de condutos de maior extensão (Fig. 11). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 11 - Conformação esquemática de coletores-tronco e interceptores - tipo longitudinal 
interceptor 
Coletores tronco 
100 
 
 
 90 
 
 
 
 80 
100 
 
 
 90 
 
 
 80 
Coletores tronco 
interceptor 
9 
 
 
 Em leque – quando a topografia é bastante irregular, com o traçado viário de grandes 
declives, configurando diversas sub-bacias de esgotamento convergentes(Fig. 12). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 12 - Conformação esquemática de coletores-tronco e interceptores - tipo leque 
 
 
 distrital (radial) – quando a topografia apresenta baixas declividades e para evitar excessiva 
profundidade dos condutos, divide-se a área de projeto em distritos, com pontos de 
concentração dotados de elevatórias que promovem o transporte do esgoto para o 
lançamento ou tratamento (Fig. 13). É o arranjo típico de grandes cidades litorâneas como 
Santos ou Guarujá em São Paulo. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 13 - Conformação esquemática de coletores-tronco e interceptores - tipo distrital 
 
Uma vez decidido o traçado preliminar do transporte e do afastamento do esgoto, importa 
agora tratar da coleta propriamente dita, ou seja o traçado das redes coletoras de esgoto que 
serão interligadas aos coletores tronco. 
Dentro de cada uma das sub-bacias, determinadas pelo traçado dos coletores tronco, algumas 
decisões precedem o traçado das redes coletoras de esgotos, vinculadas à posição do coletor 
na seção transversal de via pública. 
 
Coletores tronco 
interceptor 
EE EE Coletores tronco 
INTERCEPTOR 
EMISSÁRIO EMISSÁRIO 
10 
 
 rede simples / rede dupla – em geral o sentido de economia global no empreendimento 
conduz a considerar o caso normal como sendo o de uma única tubulação atendendo aos 
dois lados da rua. Algumas situações no entanto devem ser consideradas, as quais levam à 
adoção de rede dupla visando menor custo das ligações prediais e facilidade de manutenção 
e reparação; são elas: 
- vias de tráfego intenso; 
- vias com largura entre alinhamentos superior a 14,00m; 
- vias com interferências que inviabilizam a execução de ligações prediais ou do próprio 
coletor; 
- quando o diâmetro do coletor é igual ou superior a DN 400 e são usados tubos de concreto 
que não recebem ligações prediais; 
- quando a profundidade do coletor excede 4,00m, inviabilizando ligações prediais. 
 
 Profundidades mínima e máxima – são importantes fatores limitantes do traçado da rede 
coletora. A norma brasileira NBR-9649 limita a profundidade mínima ao fixar o recobrimento 
mínimo – altura entre o nível da superfície e o da geratriz superior externa do tubo – em 
0,65m quando o coletor é assentado no passeio e em 0,90m para coletor assentado no leito 
de tráfego. Esses limites dizem respeito à proteção da tubulação contra as cargas externas 
atuando na superfície do terreno. A profundidade mínima a ser adotada para cada coletor 
está vinculada às ligações prediais que devem ser atendidas, o que exige o levantamento das 
cotas das soleiras baixas – em nível inferior ao do pavimento da rua – existentes em cada 
trecho. 
A NBR-9649 recomenda que “a rede coletora não deve ser aprofundada para atendimento de 
economia com cota de soleira abaixo do nível da rua ”. Nos casos de atendimento 
considerado necessário, devem ser feitas análises da conveniência do aprofundamento, 
considerados seus efeitos nos trechos subseqüentes e comparando-se com outras soluções. 
Isso implica em cuidadoso estudo de custos, considerando algumas opções de profundidade 
mínima comparadas com as porcentagens de atendimento que permitem. Por exemplo, 
podem ser comparados: 
- Profundidade miníma - % atendimento – acréscimo de custo: como os custos são 
razoavelmente homogêneos em uma mesma sub-bacia, a análise criteriosa de alguns 
poucos trechos já fornecem parâmetros para decisões mais rápidas nos demais trechos. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Fig. 14 - Esquema de cálculo da profundidade do coletor público para atender soleiras baixas 
 
hc 
h = desnível da soleira baixa 
 
 
hc = altura da caixa de inspeção C.I. 
 
I.L  I = declividade do coletor predial 
 L = distância ao coletor de esgoto 
a = altura entre o coletor predial e o 
coletor de esgoto (Quadro 2) 
L 
C.I 
soleira baixa 
I 
coletor de 
esgoto 
 eixo da rua 
Cota do coletor 
11 
 
 
Quadro 2 - Valores usuais de “ a “ e de “ I ” para atender soleiras baixas 
COLETOR DE COLETOR PREDIAL 
ESGOTO 
DN 
DN 100 
I = 2 % 
DN 150 
I = 0,7 % 
DN 200 
I = 0,5 % 
100 0,34 ------ ----- 
150 0,39 0,47 ----- 
200 0,44 0,52 0,56 
300 0,54 0,62 0,66 
400 0,64 0,72 0,76 
450 0,69 0,77 0,81 
Obs.: Calculado para tubos cerâmicos admitindo uma curva de 90º + (tee ou selim) 
Conforme Figura 14 e Quadro 2, a profundidade p a adotar resulta de: 
 
p = h + hc + I . L + a 
 
As profundidades mínimas recomendadas para os casos de soleiras normais situam-se na faixa 
de 0,90m a 1,60m, conforme a localização do coletor – no passeio, no terço da via adjacente ao 
lote, no eixo da via (incomum) ou no terço oposto. 
Quanto à profundidade máxima, o fator limitante é o custo de implantação tanto de coletores 
de esgoto como das ligações prediais. É freqüente a indicação de 4,00m como limite de 
aprofundamento da rede. Valores maiores necessitam de justificativa técnica e da execução de 
coletores auxiliares para receber as ligações prediais sem onerar-lhes o custo. 
 redes com ramais coletivos (coletores auxiliares) – é um tipo de traçado alternativo para 
diminuição dos custos de implantação (Fig. 15). Trata-se de conduzir a rede principal apenas 
por algumas ruas; nas quadras contíguas são construídos os ramais coletivos nos passeios, 
com recobrimento de 0,65m e DN 100, esgotando as economias. Os ramais coletivos 
devem ter comprimento máximo de  200m. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 15 - Esquema de rede com ramais coletivos 
 
T L 
T I L T I L 
T L 
T L 
T I L 
P V P V 
Ramais coletivos DN 100 Ramais coletivos DN 100 
COLETORES DE ESGOTO 
12 
 
 rede condominial – é um outro tipo de traçado alternativo visando economia na 
implantação da rede coletora (Fig. 16). Como o próprio nome diz, na rede 
condominial estabelece-se um condomínio, formal ou informal, entre os moradores de 
uma mesma quadra e constrói-se internamente aos lotes, na frente ou nos fundos, uma 
rede de ramais interligados, com caixas de inspeção em cada lote onde são recebidas as 
contribuições domiciliares. Essa rede interna é ligada a um coletor de esgoto externo no 
local mais conveniente da quadra. A execução das obras, sua manutenção e operação é 
responsabilidade dos próprios condôminos, respondendo cada um pelo trecho situado em 
seu lote. A concessionária da rede pública externa fornece assistência técnica e social, tanto 
para a construção, como para o bom entendimento das obrigações condominiais. 
Construída em locais protegidos, a rede condominial pode ter recobrimento bastante 
reduzido, até cerca de 0,30m, resultando custos de implantação também reduzidos. É uma 
solução bastante interessante principalmente para aquelas quadras onde os lotes tem 
caimento para os fundos, o que resultaria numa rede convencional muito profunda. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 16 - Esquema de rede condominial 
 
Identificação dos órgãos acessórios da rede - na planta : 
 
Feita a escolha do traçado mais conveniente, em cada PV ou PI devem ser indicadas 
as eventuais “pontas secas”, as canaletas de fundo necessárias para o escoamento, 
podendo os mesmos comportarem várias entradas, mas uma única saída. A indicação 
das canaletas é que irá determinar o sentido do escoamento. Em seguida devem ser 
QUADRA 
Rua das Acácias 
Rua das Azaléas 
PV ou TIL 
Coletor de 
esgoto 
Coletor condominial 
Caixa de Inspeção 
LEGENDA: 
R 
u 
a 
 
d 
a 
s 
 
R 
o 
s 
a 
s 
13 
 
identificados os coletores e seus respectivos trechos, denominando, por exemplo, com o 
número“1” o coletor principal, aquele de maior extensão na bacia. Outros coletores 
devem receber números seqüenciais, na mesma ordem em que chegam ao coletor 
principal. Dessa forma os números maiores estarão sempre contribuindo para números 
menores. Os trechos entre os órgãos acessórios também devem receber numeração 
seqüencial crescente de montante para jusante (ver FIGURA 17). Os órgãos acessórios 
devem ser também numerados (Ex.: TL-1, PV-1, etc). 
 
 
 
 
 
TL-07 
 
 
TIL-11 TIL-15 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
TIL-05 
 
 
TIL-09 TIL-13 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
TIL-03 TIL-02 
 
 
 
 
 
Figura 17 - Exemplo de traçado da rede de esgoto sanitário - em planta (sem escala) 
 
 
1-1 60m 
1-2 60m 
1-3 60m 
1-4 60m 
1-5 (80m) 
2-1 60m 
1-6 (80m) 
2-2 60m 
2-3 60m 
2-4 60m 
3-1 60m 
3-2 60m 
3-3 60m 
3-4 60m 
24 lotes de 10x40m 
casas térrreas e sobrados 
dens. pop. 40 a 150 hab/ha 
 
24 lotes de 10x40m 
casas térreas e sobrados 
dens. pop. 40 a 150 hab/ha 
 
12 lotes de 20x40m 
(edifícios até 20 andares) 
Dens. pop. 100 a 600 hab/ha 
12 lotes de 20x40m 
(edifícios até 20 andares) 
Dens. pop. 100 a 600 hab/ha 
PV-7 (existente) 
Rua “A” 
Rua “B” 
Rua “C” 
Rua “D” 
Rua “E” Rua “F “ 
Q c,f = 5,0 L/s Q c,f = 3,7 L/s 
Q c,f = 2,8 L/s 
Q c,f = 4,2 L/s 
729,300 729,100 
728,700 
727,900 
728,00 
728,700 
728,100 
727,100 727,050 
727,600 726,950 726,700 
 727,100 
726,800 726,800 
726,300 
726,30 
724,50 
726,30 
TIL-04 
 TIL-08 
TIL-12 
TIL-06 
TIL-10 TIL-14 
14 
 
Perfil longitudinal 
O perfil longitudinal de cada trecho é apresentado normalmente em papel milimetrado, utilizando-se 
escalas deformadas (mínimo 1:2.000 na horizontal e 1:200 na vertical) e visa a facilitar o 
entendimento do projeto. No perfil deverão constar: 
- o estaqueamento de 20 em 20m (feito de jusante para montante), para cada trecho; 
- o perfil longitudinal do terreno, com as respectivas cotas nos pontos de inserção dos 
órgãos acessórios; 
- a cota do coletor (geratriz inferior interna da tubulação), em cada chegada ao órgão 
acessório e também na saída (normalmente é adotada cota igual à da chegada mais 
profunda); 
- os tubos de queda, onde necessários (nas chegadas de coletores com degraus 
maiores do que 0,50m em relação ao fundo do PV ou PI); 
- a profundidade do coletor (diferença entre a cota do terreno e a cota do coletor) em 
cada órgão acessório. Recomenda-se uma profundidade mínima de 1,10 m (em 
relação à geratriz inferior interna do tubo), para possibilitar as ligações prediais e 
proteger os tubos contra cargas externas, quando este tiver diâmetro até 200 mm e estiver 
situado no terço médio das ruas. A profundidade máxima está relacionada com a 
economia do sistema, tendo-se em conta não somente as condições de execução mas 
também a de manutenção, tanto da rede pública quanto dos ramais prediais. A 
profundidade máxima de 4,00 m é normalmente um bom indicativo, que pode ser 
ultrapassado em trechos relativamente curtos, com a finalidade de se evitar instalações 
de recalque. Deve-se ter em mente que o custo das redes coletoras de esgoto 
crescem exponencialmente com a profundidade de assentamento; 
- o nome da rua em que está situado cada trecho; 
- o diâmetro do coletor em cada trecho; 
- as profundidades para permitir o atendimento de ligações prediais de soleiras baixas. 
Essa profundidade é determinada apenas para os lotes com caimento para o fundo 
(desfavoráveis), conforme visto anteriormente. 
 
Parâmetros limites e valores de projeto. 
 
Os principais parâmetros que comparecem no dimensionamento hidráulico das redes 
coletoras de esgoto sanitário são: 
 
 População (P, hab) – é o principal parâmetro para o cálculo das vazões de esgoto 
doméstico; já as parcelas de águas de infiltração e de esgoto industrial, que também compõe 
o esgoto sanitário, independem do mesmo. 
Devem ser consideradas as populações atuais, de ínicio do plano, e as futuras, de fim de 
plano, estimadas para o alcance do projeto – ano previsto para o sistema projetado passar a 
operar com utilização plena de sua capacidade. 
Os métodos demográficos utilizados na determinação desses valores não serão tratados 
nesta apostila, mas se encontram disponíveis na literatura técnica de demografia. 
Além das populações totais da área do projeto, interessa também o conhecimento de sua 
distribuição no solo urbano, que deve ser dividido em áreas de ocupação homogênea, 
determinando-se para elas as respectivas “densidades populacionais” (d, hab/ha), também 
para o início e final de plano. 
 
15 
 
 
 
 
 
 
16 
 
No quadro 3 são apresentados alguns valores recomendados para projeto, conforme zonas de ocupação 
homogênea. Em casos específicos é necessário também considerar as populações flutuantes e 
temporárias, conforme definidas na norma brasileira NBR 9648/1986. 
 
Quadro 3 – Densidades populacionais e extensões médias de ruas (na RMSP) 
Características urbanas dos bairros 
(ocupações homogêneas) 
Densidade demográ-
fica de saturação 
(hab/ha) 
Extensão média 
de arruamento 
(m/ha) 
I. Bairros residenciais de luxo com lote padrão de 800 m
2
. 
II. Bairros residenciais médios com lote padrão de 450 m
2
. 
III. Bairros mistos populares com lote padrão de 250m
2
. 
IV. Bairros misto residencial-comercial da zona central, com 
predominância de prédios com 3 a 4 pavimentos. 
V. Bairros residenciais da zona central com predominância 
de edifícios de apartamentos com 10 a 12 pavimentos. 
VI. Bairros misto residencial-comercial e industrial da zona 
urbana, com predominância de comércio e indústrias 
artesanais e leves. 
VII. Bairros comerciais da zona central com predominância 
de edifícios de escritórios 
100 
120 
150 
 
300 
 
450 
 
600 
 
1 000 
150 
180 
200 
 
150 
 
150 
 
150 
 
200 
Obs.: hab = nº de habitantes e ha = hectare = 10 000 m
2
 
 Recomendações da antiga SAEC (atual Sabesp) para projetos, coligidas por M.Tsutiya e P. A. 
Sobrinho 
Fonte: Azevedo Netto et. al., 1998 
 Coeficiente de retorno ( C ) – é a relação média entre os volumes de esgoto produzido e 
água efetivamente consumida. Entende-se por consumo efetivo aquele registrado na 
micromedição da rede de distribuição de água descartando-se, portanto, as perdas do sistema 
de abastecimento. Parte desse volume efetivo não chega aos coletores de esgoto pois 
conforme a natureza do consumo perde-se por evaporação, infiltração ou escoamento 
superficial – por exemplo, lavagem de roupas, regas de jardins, lavagem de pisos ou de 
veículos. 
Por outro lado é conveniente a investigação a respeito de outras fontes de abastecimento de 
água, poços freáticos por exemplo, que podem elevar o volume de esgoto produzido até 
mesmo acima do volume registrado nos hidrômetros, caso de indústrias, hospitais e outros 
contribuintes singulares. A norma brasileira NBR 9649/86 recomenda o valor C = 0,80 quando 
inexistem dados locais oriundos de pesquisas. 
 
 
Quadro 4 – Coficientes de retornomedidos ou recomendados para projeto 
Autor Local Ano Coeficiente 
de retorno 
Condição de obtenção dos valores 
José A. Martins São Paulo 1977 0,7 a 0,9 Recomendações para projeto 
Azevedo Netto São Paulo 1981 0,7 a 0,8 Recomendações para projeto 
NBR 9649-ABTN Brasil 1986 0,8 Recomendações para projeto 
Luis P. Almeida Neto 
Gilberto O. Gaspar 
João B. Comparini & 
Nelson L. Silva 
Cardoso, Guarani D’ 
Oeste e Valentim 
Gentil (Est. de S. 
Paulo) 
1989 0,35 a 0,68 Medições em sistemas operando há vários 
anos 
SABESP São Paulo 1990 0,85 Recomendações para projeto – Plano Diretor 
de Esgotos da Região Metropolitana de São 
Paulo 
17 
 
Quadro 4 – Coeficientes de retorno medidos ou recomendados para projeto - continuação 
Autor Local Ano Coeficiente 
de retorno 
Condição de obtenção dos valores 
João B. Comparini Cardoso, Pedranó-
polis, Guarani D’ 
Oeste e Indiaporã 
(Est. de São Paulo) 
1990 0,42 a 0,73 Medições em sistemas operando há vários 
anos 
Milton T. Tsutiya & 
Orlando Z. Cassetari 
Tatuí 
(Est. de São Paulo) 
1995 0,52 a 0,84 Medições em sistemas operando há vários 
anos 
Steel EUA 1960 0,7 A 1,3 Para as condições norte- americanas 
Fair, Geyer & Okun EUA 1968 0,6 a 0,7 Recomendações para projeto 
Metcalf & Eddy Inc. EUA 1981 0,7 Recomendações para projeto 
Fonte : Tsutiya, M. T. e Alem Sobrinho, P., 1999 
 
 Taxa ”per capita” (q, L/hab.dia) – a taxa ”per capita” de contribuição de esgoto nada mais é 
senão o produto do coeficiente de retorno pela taxa “per capita” de consumo de água 
escoimada da parcela relativa a perdas. Esse consumo, assim corrigido, é denominado 
“consumo efetivo per capita”. Este é extremamente variável, não só de cidade ou região 
para outras, como também entre zonas da mesma cidade, tendo fatores influentes ligados à 
cultura, à saúde, ao nível social e outros aspectos da população, mas também relativos à 
região, ao clima, à hidrografia, e ainda ao serviço de abastecimento de água local, inclusive 
quanto à existência ou não de medição da água distribuída. Medições efetuadas no 
Estado de São Paulo revelaram os seguintes valores de ”consumo efetivo per capita”. 
Quadro 5 - Consumo efetivo de água (dados da SABESP, 1986) 
Região População Valores extremos Média ponderada 
- 10 bacias (São Paulo – capital) 3 024 000 hab 127 a 194 L/hab.dia 165 L/hab.dia 
- 10 cidades (RMSP) 633 000 hab 125 a 188 L/hab.dia 136 L/hab.dia 
- 15 cidades (São Paulo – interior) 1 080 196 hab 124 a 184 L/hab.dia 166 L/hab.dia 
Fonte : Azevedo Netto et. al 1998 
 
 Coeficientes de variação de vazão ( k1, k2 e k3 ) – o escoamento da parcela de esgoto 
doméstico, que compõe o esgoto sanitário, não se comporta de forma regular, pois como a 
água de consumo doméstico está sob comando direto do usuário, variando a vazão conforme 
as demandas sazonal, mensal diária e horária, é influenciado por diversos fatores – clima, 
jornada de trabalho, hábitos da população, etc. As variações mais significativas são as 
diárias e as horárias, representadas respectivamente pelos coeficientes abaixo – os mesmos 
do sistemas de abastecimento: 
 
- k1 - coeficiente do dia de maior demanda – é a relação entre a maior demanda diária 
ocorrida em um ano e a vazão diária média desse ano; 
- k2 - coeficiente da hora de maior demanda – é a relação entre a maior demanda 
horária ocorrida em um dia e a vazão horária média desse dia; 
Em alguns casos, como no dimensionamento hidráulico das estações de tratamento de esgoto 
(ETE’s) há interesse em se avaliar a mínima vazão horária e então é definido um terceiro 
coeficiente: 
- k3 - coeficiente da hora de demanda mínima – é a relação entre a mínima demanda 
horária ocorrida em um ano e a demanda horária média desse ano. 
18 
 
O quadro 6 mostra alguns valores pesquisados e valores recomendados para projetos. A norma 
brasileira recomenda, na inexistência de dados locais oriundos de pesquisas, os seguintes valores: 
k1 = 1,2 k2 = 1,5 k3 = 0,5 
Quadro 6 – Coeficientes de variação da vazão de esgotos sanitários 
Autor Local Ano 
Coeficientes de 
variação da vazão Condições de obtenção 
 K1 K2 K3 dos valores 
José A. Martins São Paulo 1977 1,25 1,5 0,5 Recomendações para 
projeto 
Dario P. Bruno & 
Milton T. Tsutiya 
Cardoso, Fernandópo-
lis, Lucélia e Pinhal 
(Est. de São Paulo) 
1983 (*) 1,43 
a 
1,96 
0,11 
a 
0,27 
Medições em sistemas 
operando a vários anos 
NBR-9649 - ABNT Brasil 1986 1,2 1,5 0,5 Recomendações para 
projeto 
CETESB Itapema 
(Est. de São Paulo) 
1986 (*) 1,6 (*) Medições em sistemas 
operando a vários anos 
João B. Comparini Cardoso, Indiaporã, 
Guarani D’Oeste e 
Pedranópolis 
(Est. de São Paulo) 
1990 1,15 
a 
1,53 
1,45 
a 
2,55 
0,03 
a 
0,21 
Medições em sistemas 
operando a vários anos 
Milton T. Tsutiya & 
Orlando Z. Cassettari 
Tatuí 
(Est. de São Paulo) 
1995 (*) 1,57 
a 
2,23 
0,11 
a 
0,51 
Medições em sistemas 
operando a vários anos 
OBS.: (*) Valores não medidos 
Fonte: Tsutiya, M. T. e Além Sobrinho, P.,1999 
 
Vazões de esgoto, contribuições e taxas 
 
A vazão de esgoto sanitário ( Q ) compreende as seguintes parcelas: 
 
 Q = Qd + I + Qc (Eq. 1), sendo que: 
 
Qd = vazão de esgoto doméstico, I = vazão de água de infiltração e Qc = vazão de 
contribuição concentrada, esta última oriunda de áreas cujas contribuições são 
significativamente maiores que as resultantes da simples aplicação da taxa de contribuição por 
área esgotada. Referem-se às áreas ocupadas por hospitais, educandários, quartéis, indústrias e 
outros. Também as áreas de expansão da rede coletora podem ser previstas, comparecendo 
na vazão de final de plano, como contribuições concentradas. 
A contribuição de esgoto doméstico ( Qd ) é aquela parcela vinculada à população servida, cuja 
contribuição média anual é expressa pelas equações: 
 
- Vazão média inicial ( L/s ) 
 
_ C . Pi . qi 
Qd, i = -------------- (Eq. 2) 
 86 400 
 
_ C . ai . di . qi 
Qd, i = ------------------- (Eq. 3) 
 86 400 
19 
 
 
 
- Vazão média final ( L/s ) 
 
_ C . Pf . qf 
Qd, f = ---------------- (Eq. 4) 
 86 400 
 
 
_ C . af. df . qf 
Qd, f = ------------------- (Eq. 5) 
 86 400 
 
nas quais: 
C = coeficiente de retorno; 
Pi e Pf = população inicial e de final de plano ( hab ); 
ai e af = área servida inicial e de final de plano ( ha ); 
di e df = densidade populacional inicial e de final de plano (hab/ha); 
qi e qf = consumo de água efetivo inicial e de final de plano (L / hab.dia). 
 
Compondo as parcelas indicadas na equação 1, calculam-se as vazões de esgoto sanitário, 
aplicando-se, onde couberem, os coeficientes de variação (do dia de maior demanda k1 
e da hora de maior demanda k2) : 
- Vazão inicial ( L/s ) 
 _ 
Qi = k 2 . Qd,i + I +  Qc, i (Eq. 6) 
 
 - Vazão final ( L/s ) 
 
Qf = k 1 . k 2 . Qd,f + I +  Qc,f (Eq. 7) 
 
Observa-se na equação 6, que não é aplicado o coeficiente k1, pois se busca uma vazão 
inicial freqüente (também chamada de vazão máxima de um dia qualquer). Como se verá 
adiante, essa vazão é utilizada na verificação das condições de auto limpeza da 
canalização. As taxas de cálculo ou vazões de dimensionamento são as equações8a, 
9a, 10a e 11a. Caso a infiltração seja considerada uniforme na área de projeto, pode 
ser adotada uma taxa TI (L/s.ha) ou TI ( L/s.m ), e então as taxas de cálculo são as 
equações 8b, 9b, 10b e 11b. 
 
- Taxa, por área esgotada ( L/s . ha ) 
 
 Qi -  Qc , i k2 . Qd , i 
Ta,i = ----------------- (Eq. 8a) Ta,i = ---------------- + TI (Eq. 8b) 
 a i a i 
 
 
20 
 
 Qf -  Qc ,f k1 . k2 . Qd , f 
Ta,f = ---------------- (Eq. 9a) Ta,f = ---------------- + TI (Eq. 9b) 
 a f a f 
 
 
- Taxa linear, por metro de tubulação ( L/s . m), com L* = L / a (Quadro 4.3) 
 
 Qi -  Qc , i k2 . Qd , i 
Tx,i = -------------------- (Eq. 10a) Tx,i = ----------------- + TI (Eq. 10b) 
 Li L*i . a i 
 
 Qf -  Qc ,f k1 . k2 . Qd,f 
Tx,f = -------------------- (Eq. 11a) Tx,f = -------------------- + TI (Eq. 11b) 
 Lf L*f . a f 
 
Nas quais: 
 
- ai e af são respectivamente as áreas esgotadas: inicial e final 
 
- Li e Lf são respectivamente os comprimentos totais de tubulação inicial e final 
 
- L*i e L*f são respectivamente Li / ai e Lf / af 
 
 
As condições hidráulicas exigidas 
 
O esgoto sanitário, além de substâncias orgânicas e minerais dissolvidas, leva também 
substâncias coloidais e sólidos de maior dimensão, em mistura que podem formar 
depósitos nas paredes e no fundo dos condutos, o que não é conveniente para o seu 
funcionamento hidráulico, ou seja, para o escoamento. 
Assim, no dimensionamento hidráulico deve-se prover condições satisfatórias de fluxo que, 
simultaneamente, devem atender aos seguintes quesitos: 
- transportar as vazões esperadas, máximas (caso das vazões de fim de plano Qf ), e 
mínimas (que são as de início de plano Qi ); 
- promover o arraste de sedimentos, garantindo a auto-limpeza dos condutos; 
- evitar as condições que favorecem a formação de sulfetos HS
-
 (anaerobiose séptica) e 
a formação e despreendimento do gás sulfídrico (condições ácidas). O gás sulfídrico, em 
meio úmido, origina o ácido sulfúrico. Esse ácido age destruindo alguns materia is de 
que são feitos os condutos (o concreto por exemplo), além de causar desconforto em 
razão de seu cheiro ofensivo. 
O dimensionamento hidráulico consiste pois em se determinar o diâmetro e a declividade 
longitudinal do conduto, tais que satisfaçam essas condições. 
Outras condições que comparecem no dimensionamento hidráulico decorrem de vazões 
instantâneas devidas às descargas de bacias sanitárias, muitas vezes simultâneas; são 
elas: 
21 
 
- máxima altura da lâmina d’água para garantia do escoamento livre, fixada por norma 
em 75% do diâmetro, para as redes coletoras; 
- mínima vazão a considerar nos cálculos hidráulicos, fixada em 1,5 L/s ou 0,0015 m
3
/s; 
 
O cálculo do diâmetro 
A equação de Manning com n = 0,013 permite o cálculo do diâmetro para satisfazer a 
máxima vazão esperada ( Qf ) que atende ao limite y = 0,75 do . A expressão para se 
determinar esse diâmetro é a seguinte: 
 
do = 0,3145 . (Qf / Io
1/2
)
3/8
 (equação 12) 
 
Nessa expressão deve-se entrar com a vazão em (m
3
/s), resultando o diâmetro em (m), 
ajustado para o diâmetro comercial (DN) mais próximo (em geral, adota-se o valor 
imediatamente acima do calculado). 
 
As declividades mínima e econômica 
 
A determinação da declividade está vinculada a dois conceitos: a autolimpeza ou arraste 
de sedimentos e a economicidade do investimento, direta e fortemente ligada às 
profundidades de assentamento dos condutos. Esses conceitos definem duas declividades: 
 
- a declividade mínima: que deve garantir o deslocamento e o transporte dos 
sedimentos usualmente encontrados no fluxo do esgoto, promovendo a autolimpeza 
dos condutos, em condições de vazões máximas de um dia qualquer, no início de 
plano (Qi ); 
 
- a declividade econômica: que deve evitar o aprofundamento desnecessário dos 
coletores, fixando a profundidade mínima admitida no projeto, na extremidade de 
jusante do trecho considerado; a profundidade da extremidade de montante já é pré-
determinada pelas suas condições específicas, ou seja, pode ser um início de coletor 
e portanto tem profundidade mínima, ou sua profundidade já estaria fixada pelos 
trechos afluentes já calculados. Do confronto entre ambas as declividades, adota-se a 
maior delas. 
 
O critério da tensão trativa 
 
Considerando-se que a grandeza hidrodinâmica que promove o repouso ou o movimento das 
partículas é a tensão de arraste, exercida pela força tangencial atuante sobre a parte molhada 
do conduto e que é a componente tangencial do peso do volume do líquido, contido entre 
duas seções transversais distanciadas de um certo comprimento L (ver Fig. 18). 
Antigamente fixava-se uma determinada velocidade mínima de fluxo e uma determinada altura 
de lâmina para evitar sedimentação de sólidos. Sabe-se hoje que a simples fixação da 
velocidade do fluxo a uma certa altura de lâmina não garante a auto limpeza no caso de 
diâmetros grandes, pois mantidos constantes esses parâmetros, a tensão de arraste (tensão 
trativa) diminui com o aumento do diâmetro. 
Em razão disso a SABESP decidiu-se pela adoção do critério da tensão trativa, também adotado 
pela ABNT com a edição da norma NBR 9649/1986. A tensão trativa é definida como a força 
tangencial unitária aplicada às paredes do coletor pelo líquido em escoamento. Sua equação é 
deduzida de forma análoga à pressão de um sólido que desliza sobre um plano inclinado. 
22 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 18 - Desenho esquemático para cálculo da tensão trativa 
 
F = peso do volume de líquido contido num trecho de comprimento L, expresso por: 
F =  . Am . L 
 
 
e a sua componente tangencial é T = F . sen  ou T =  . Am . L . sen  
A tensão trativa (  ) por sua definição é : 
 
 T  . Am . L. sen  
 = --------- = --------------------------- =  . RH . sen  
 Pm . L Pm . L 
 
Como  é um ângulo sempre muito pequeno, sen   tg  = I0 (declividade do conduto) e 
assim finalmente, pode-se escrever: 
 
(equação 13 ) 
 
A norma NBR-9 649/1986 recomenda o valor mínimo  = 1,0 Pa, adequada para garantir 
garantir o arraste de partículas de até 1,0 mm de diâmetro, freqüentes no fluxo de 
esgotos de cidades litorâneas. Já o valor recomendado para o coeficiente de Manning é 
n = 0,013, independentemente do material dos tubos, em razão das múltiplas 
singularidades ocorrentes na rede coletora. 
 
A declividade mínima 
 
Declividade mínima é aquela que, para condições iniciais de vazão (QI ), atende à equação13 para  = 1,0 Pa. A operacionalidade, para evitar uma seqüência de cálculos iterativos, 
foi conseguida através da seguinte simplificação: 
- adotou-se a variação de (y/d0) de 0,20 a 0,75 e com as equações do Quadro 7, 
calcularam-se inicialmente os valores correspondentes de (  ) e depois os valores 
de ( Am/ d0
2 
) e ( RH /d0 ); 
 
 
onde:  = peso específico do líquido; 
 Am = área molhada da seção transversal 
onde : Pm = perímetro molhado 
 RH = raio hidráulico 
 Am 
F 
T 
 =  . RH . I 0 
L 
Am Pm 
23 
 
Quadro 7 - Principais relações trigonométricas da seção circular (ângulo  em radianos) 
 = 2 arc cos [ 1 - ( 2 y / D)] y/D = 0,5 . (1 - cos /2) Am/D
2
 = ( - sen ) / 8 
RH/D = ( - sen ) / 4  Am/y
2
 = ( - sen ) / 4 (1 - cos /2) RH/y = ( - sen )/ 2 (1-cos /2) 
 
- em seguida adotou-se a variação de (d0) segundo a seqüência dos diâmetros comerciais a 
partir de 100mm, calculando-se os respectivos valores de declividade e vazão vinculados à 
variação de (y/d0), com as equações: 
  
I0 = ----------- (m/m) com  = 1,0 Pa e  = 9,8 x 10
3
 N/m
3
  10 N/m
3
 
 RH .  
 
 Am 
Q = ------------ . RH 
2/3
 . I0 
1/2 
. 10
3
 (L/s) (Fórmula de Manning) 
 0,013 
 
Os valores de ( Q ) e ( I0 ) assim obtidos, dispostos em gráfico bi-logarítimico resulta, em um 
feixe de curvas de fraca curvatura correlacionadas a uma única reta (Figura 19) que podem ser 
representadas pela seguinte equação: 
 
 (equação 14 ) I0 em m/m e Qi em L/s 
 
Na Figura 19, a região acima da reta mostra as tensões trativas superiores ao limite de 
 = 1,0 Pa, com auto-limpeza do conduto garantida. 
 
Figura 19 - Gráfico de vazões x declividade mínima para  = 1,0 Pa 
 
A proposta de uso de valores menores para n e , gerando retas paralelas à da Figura 
20 em posição inferior, não é comprovada na prática de implantação de redes coletoras, 
pois não têm tido aplicação em obras já que se aproximam em demasia do limite 
prático de declividade I0 = 0,0005 m/m (0,05%), para o qual já não existe precisão na 
execução da obra. 
A metodologia aqui discutida é utilizada há quase 20 anos com pleno sucesso de 
resultados, atestados pelas inúmeras obras implantadas sob tais critérios. Além disso, é 
bom também lembrar que é justamente nas cidades litorâneas, onde o fluxo de esgoto 
I0 mín = 0,0055 . Qi 
– 0,47
 
 
I0min = 0,0055. Qi
-0,47
0,0001
0,0010
0,0100
1,0 10,0 100,0
VAZÃO (L/s )
D
EC
LI
VI
D
A
D
E 
 I
 (
m
/m
)
24 
 
conduz partículas de areia com maior freqüência, que na maioria das vezes as 
declividades mínimas predominam, superando as declividades econômicas, o que 
desaconselha a adoção de tensões trativas menores nos cálculos. 
 
O procedimento para dimensionamento do conduto 
 
O dimensionamento de um trecho de coletor consiste em se determinar os valores do diâmetro e 
da declividade a partir das vazões Qi e Qf calculadas conforme exposto anteriormente. A 
seqüência de cálculos é a seguinte: 
- geometricamente calcula-se a declividade econômica ( I0, ec. ) que traduz o menor volume de 
escavação, fazendo com que a profundidade do coletor a jusante seja igual à (hmin.) 
profundidade mínima adotada. A profundidade do coletor já é pré determinada em razão das 
condições de montante (início de coletor ou profundidade de jusante de trecho anterior); 
 
 
 
 
 
 
 
 
h = cota coletor de montante - (cota do terreno de jusante - hmin) 
I0, ec. = h / L 
 
Fig. 20 - Esquema para cálculo da declividade econômica ( I0, ec. ) 
 
- calcula-se a declividade mínima (I0 mín) com a equação 14 ( = 1,0 Pa para Qi ); 
 
- das duas declividades ( I0 ec. e I0 mín ), adota-se a de maior valor e tem-se I0 ; 
 
- com I0 e Qf calcula-se o diâmetro ( d0 ) utilizando-se a equação 12, abaixo novamente 
reproduzida, que tem origem na equação de Manning com n = 0,013 e y/d0 = 0,75 
(enchimento máximo da seção transversal do coletor). 
 
 Qf 3/8 
 d0 = 0,3145. -------- 
 I0 
1/2 
 
 d0 em m, Qf em m
3
/s e I0 em m/m 
 
O diâmetro adotado deve ser o diâmetro comercial (DN) com valor mais próximo do calculado 
pela equação 12, geralmente o valor superior. Tanto a vazão Qi quanto Qf são inferiormente 
limitadas a 1,5 L/s ou 0,0015 m
3
/s (descarga de uma válvula de vaso sanitário). 
 
 
onde: 
cota do terreno 
cota do terreno 
L 
cota do coletor 
hmin cota do 
coletor 
h 
25 
 
O arraste de ar e a velocidade crítica 
 
A norma brasileira vigente, NBR 9649/1986, mantém ainda a prescrição de uma declividade 
máxima admissível para a qual se tenha a velocidade final vf = 5,0 m/s, a qual pode ser 
calculada pela expressão 15 (que resulta num valor aproximado), 
 
I0 = 4,65 . Qf 
-2/3
 (Qf em L/s) (Eq. 15) 
 
Esse e outros limites recomendados, devem-se a preocupação com os danos à tubulação que 
possam advir da abrasão de partículas duras (areia) e conseqüente erosão do material dos 
tubos. No entanto a literatura técnica não acusa a ocorrência de tais danos, seja em dutos em 
operação, seja em pesquisas realizadas para observar tais efeitos (Tsutiya e Alem Sobrinho, 
1999). 
São portanto de outra natureza as preocupações com dutos de acentuada declividade, 
adequados para reduzir o custo de assentamento em encostas íngremes, pois dispensa 
degraus, tubos de queda e poços de visita sucessivos, obrigando no entanto a um assentamento 
mais robusto e eventuais ancoragens em pontos de transição, bem como o estudo da 
incorporação de ar no escoamento. 
A esse respeito a norma brasileira NBR 9649 prescreve: "quando a velocidade final ( vf ) é 
superior à velocidade crítica ( vc ), a maior lâmina admissível ( y ) deve ser 50% do diâmetro 
do trecho. A velocidade crítica é definida por:" 
 
vc = 6 (g . RH )
1/2
 onde g = aceleração da gravidade (Eq. 16) 
 
Essa prescrição decorre justamente do fenômeno de incorporação de ar ao escoamento, 
que tem como conseqüência imediata o aumento da área molhada no conduto, ou seja, o 
volume da mistura ar-água em movimento é maior que o volume simples só de esgoto. Esse 
crescimento da área molhada pode resultar em ocupação total da seção transversal, passando o 
escoamento de conduto livre a conduto forçado, com o conseqüente comprometimento não só 
das hipóteses do dimensionamento, como também da própria tubulação, seu assentamento, 
suas juntas, todos não condizentes com as pressões e esforços que decorrem do escoamento 
sob pressão. 
Então a primeira preocupação é aquela que consta da prescrição normativa, ou seja garantir 
uma área livre maior na seção transversal destinada ao possível crescimento da lâmina e ainda 
assegurando a ventilação para manter o escoamento livre. 
A fronteira para o início da incorporação de ar indicada pela equação 16, é resultado de 
inúmeras pesquisas realizadas, nas quais se constatou que entre os diversos números 
adimensionais ligados ao escoamento de fluidos (Reynolds, Weber, Froude e outros), o que 
melhor caracteriza a concentração de ar é o número de Boussinesq, embora os outros citados 
também tenham relação com o fenômeno, conforme revelado pela análise dimensional. 
A conclusão de tais estudos mostrou que a mistura ar-água se inicia quando o número deBoussinesq ( B ) é igual a 6,0. 
 
B = vc . (g . RH )
-1/2
 = 6,0 ou vc = 6 (g . RH )
1/2 
 
26 
 
Quando a velocidade final ( vf ) for superior à velocidade crítica ( vc ), o trecho em questão 
deve ser redimensionado mantendo-se a declividade escolhida e alterando-se o cálculo do 
diâmetro para a relação máxima y/d0 = 0,50 e Qf  0,0015 m
3
/s, utilizando-se a Eq. 17: 
 
d0 = 0,394 (Qf . I0 
-1/2
 )
3/8
 , sendo: d0 em m, Qf em m
3
/s, I0 em m/m (Eq. 17) 
 
Deve-se adotar o diâmetro comercial (DN) mais próximo, resultando um novo diâmetro para o 
trecho cerca de 25% maior que o calculado pela equação 12. Sabe-se que a simples adoção 
desse critério não garante o escoamento livre de modo absoluto, mas é suficiente para as 
situações mais comuns. 
Observa-se também que o início do arraste de ar pode ocorrer para velocidades relativamente 
baixas ( 1,5 m/s), sendo recomendável a verificação da velocidade crítica em todos os trechos 
da rede coletora (Tsutiya e Além Sobrinho, 1999). 
 
O procedimento para a verificação final 
 
A verificação final dos trechos consiste em, conhecidas as suas vazões Qi e Qf, diâmetros 
(d0 ) e declividades ( I0 ), determinar as lâminas líquidas ( y/d0 ) inicial e final, as velocidades 
(vi e vf) inicial e final, a tensão trativa (  ) para as condições iniciais (RH,i ) e a velocidade crítica 
(vc) para o final de plano (utilizando RH,f ). A seqüência dos cálculos é a seguinte, já fixadas as 
vazões inicial e final de jusante (limite mínimo 1,5 /s), os diâmetros (d0) e as declividades (I0), 
com n = 0,013: 
 
- Calcula-se a vazão e a velocidade a seção plena 
Qp = 23,976 . d0 
8/3
 . I0 
1/2
 
 
(Eq. 18) 
vp = 30,527 . d0 
2/3
 . I0 
1/2
 (Eq. 19) 
sendo: d0 em m, I0 m/m, Qp em m
3
/s e vp em m/s 
 
- Com a relação Qi /Q p encontra-se no Quadro 8 as relações y/d0 , RH/d0 e v/vp a partir 
das quais calculam-se: a velocidade ( vi ), a tensão trativa (  ) e a própria lâmina (y/ d0), 
para condições iniciais. 
 
- Com a relação Qf /Q p encontra-se no Quadro 8 as mesmas relações já citadas e que 
permitem o cálculo da velocidade final ( vf ), a velocidade crítica ( vc ), além da lâmina (y/ 
d0), para as condições de final de plano. 
 
27 
 
Quadro 8 - Condutos circulares parcialmente cheios 
Relações baseadas na equação de Manning: v = RH
2/3
 . I
1/2
 / n e Q = v . Am 
y / d0 RH / d0 Am / d0
2
 v / vp Q / Qp y / d0 RH / d0 Am / d0
2
 v / vp Q/Qp 
0,01 0,0066 0,0013 0,0890 0,00015 0,51 0,2531 0,4027 1,0084 0,51702 
0,02 0,0132 0,0037 0,1408 0,00067 0,52 0,2562 0,4127 1,0165 0,53411 
0,03 0,0197 0,0069 0,1839 0,00161 0,53 0,2592 0,4227 1,0243 0,55127 
0,04 0,0262 0,0105 0,2221 0,00298 0,54 0,2621 0,4327 1,0320 0,56847 
0,05 0,0326 0,0147 0,2569 0,00480 0,55 0,2649 0,4426 1,0393 0,58571 
0,06 0,0389 0,0192 0,2891 0,00708 0,56 0,2676 0,4526 1,0464 0,60296 
0,07 0,0451 0,0242 0,3194 0,00983 0,57 0,2703 0,4625 1,0533 0,62022 
0,08 0,0513 0,0294 0,3480 0,01304 0,58 0,2728 0,4724 1,0599 0,63746 
0,09 0,0575 0,0350 0,3752 0,01672 0,59 0,2753 0,4822 1,0663 0,65467 
0,10 0,0635 0,0409 0,4011 0,02088 0,60 0,2776 0,4920 1,0724 0,67184 
0,11 0,0695 0,0470 0,4260 0,02550 0,61 0,2799 0,5018 1,0783 0,68895 
0,12 0,0755 0,0534 0,4499 0,03058 0,62 0,2821 0,5115 1,0839 0,70597 
0,13 0,0813 0,0600 0,4730 0,03613 0,63 0,2842 0,5212 1,0893 0,72290 
0,14 0,0871 0,0668 0,4953 0,04214 0,64 0,2862 0,5308 1,0944 0,73972 
0,15 0,0929 0,0739 0,5168 0,04861 0,65 0,2881 0,5404 1,0993 0,75641 
0,16 0,0986 0,0811 0,5376 0,05552 0,66 0,2900 0,5499 1,1039 0,77295 
0,17 0,1042 0,0885 0,5578 0,06288 0,67 0,2917 0,5594 1,1083 0,78932 
0,18 0,1097 0,0961 0,5774 0,07068 0,68 0,2933 0,5687 1,1124 0,80551 
0,19 0,1152 0,1039 0,5965 0,07891 0,69 0,2948 0,5780 1,1162 0,82149 
0,20 0,1206 0,1118 0,6150 0,08757 0,70 0,2962 0,5872 1,1198 0,83724 
0,21 0,1259 0,1199 0,6331 0,09664 0,71 0,2975 0,5964 1,2311 0,85275 
0,22 0,1312 0,1281 0,6506 0,10613 0,72 0,2987 0,6054 1,1261 0,86799 
0,23 0,1364 0,1365 0,6677 0,11602 0,73 0,2998 0,6143 1,1288 0,88294 
0,24 0,1416 0,1449 0,6844 0,12631 0,74 0,3008 0,6231 1,1313 0,89758 
0,25 0,1466 0,1535 0,7007 0,13698 0,75 0,3017 0,6319 1,1335 0,91188 
0,26 0,1516 0,1623 0,7165 0,14803 0,76 0,3024 0,6405 1,1354 0,92582 
0,27 0,1566 0,1711 0,7320 0,15945 0,77 0,3031 0,6489 1,1369 0,93938 
0,28 0,1614 0,1800 0,7470 0,17123 0,78 0,3036 0,6573 1,1382 0,95253 
0,29 0,1662 0,1890 0,7618 0,18336 0,79 0,3039 0,6655 1,1391 0,96523 
0,30 0,1709 0,1982 0,7761 0,19583 0,80 0,3042 0,6736 1,1397 0,97747 
0,31 0,1756 0,2074 0,7901 0,20863 0,81 0,3043 0,6815 1,1400 0,98921 
0,32 0,1802 0,2167 0,8038 0,22175 0,82 0,3043 0,6893 1,1399 1,00041 
0,33 0,1847 0,2260 0,8172 0,23518 0,83 0,3041 0,6969 1,1395 1,01104 
0,34 0,1891 0,2355 0,8302 0,24892 0,84 0,3038 0,7043 1,1387 1,02107 
0,35 0,1935 0,2450 0,8430 0,26294 0,85 0,3033 0,7115 1,1374 1,03044 
0,36 0,1978 0,2546 0,8554 0,27724 0,86 0,3026 0,7186 1,1358 1,03913 
0,37 0,2020 0,2642 0,8675 0,29180 0,87 0,3018 0,7254 1,1337 1,04706 
0,38 0,2062 0,2739 0,8794 0,30662 0,88 0,3007 0,7320 1,1311 1,05420 
0,39 0,2102 0,2836 0,8909 0,32169 0,89 0,2995 0,7384 1,1280 1,06047 
0,40 0,2142 0,2934 0,9022 0,33699 0,90 0,2980 0,7445 1,1243 1,06580 
0,41 0,2182 0,3032 0,9131 0,35250 0,91 0,2963 0,7504 1,1200 1,07011 
0,42 0,2220 0,3130 0,9239 0,36823 0,92 0,2944 0,7560 1,1151 1,07328 
0,43 0,2258 0,3229 0,9343 0,38415 0,93 0,2921 0,7612 1,1093 1,07520 
0,44 0,2295 0,3328 0,9445 0,40025 0,94 0,2895 0,7662 1,1027 1,07568 
0,45 0,2331 0,3428 0,9544 0,41653 0,95 0,2865 0,7707 1,0950 1,07452 
0,46 0,2366 0,3527 0,9640 0,43296 0,96 0,2829 0,7749 1,0859 1,07138 
0,47 0,2401 0,3627 0,9734 0,44954 0,97 0,2787 0,7785 1,0751 1,06575 
0,48 0,2435 0,3727 0,9825 0,46624 0,98 0,2735 0,7816 1,0618 1,05669 
0,49 0,2468 0,3827 0,9914 0,48307 0,99 0,2666 0,7841 1,0437 1,04196 
0,50 0,2500 0,3927 1,0000 0,5000 1,00 0,2500 0,7854 1,0000 1,00000 
 
 
28 
 
Exercício nº 01 - Determinar a cota mínima do coletor público de esgoto sanitário, 
utilizando-se a Figura 17 da apostila e a figura abaixo, conforme instruções do 
professor. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Quadro 9 - Planilha de cálculo para determinação da cota mínima do coletor de esgoto sanitário 
Casa 
nº 
Estaca C1 L1 1 = I1 x L1 C2 = C1 - 1 L2 2 = I2 x L2 a CC = C2 - 2 - a 
580 19+12 728,902 32,80 5,00 0,34 
590 19+02 728,815 35,00 5,10 0,34 
600 18+12 728.723 37,60 5,20 0,34 
610 18+02 728,602 33,00 5,00 0,34 
620 17+12 728,497 32,00 4,95 0,34 
630 17+02 728,402 35,00 5,12 0,34 
640 16+12 728,324 36,20 5,25 0,34 
650 16+02 728,213 30,00 4,76 0,34 
660 15+12 728,122 34,00 4,85 0,34 
670 15+02 728,007 32,00 4,95 0,34 
680 14+12 727,922 32,80 5,15 0,34 
690 14+02 727.830 31,90 5,30 0,34 
OBS.: As cotas (CC) deverão ser lançadas no perfil correspondente aos dois primeiros trechos (1-1 e 1-2) do 
projeto de dimensionamento de rede (figura 17), utilizando o critério de atendimento pleno, para a fixação da cota 
dos coletores desses trechos. 
 
Exercício nº 02 – Dimensionar a rede de esgoto apresentada na figura 17, completando a 
planilha (Quadro 10), e atendendo ainda aos dados adicionais abaixo. Apresentar planta, perfís, 
planilhas (Quadros 9 e 10). 
 Densidade populacional inicial e final (ver Quadro 2 da apostila) 
a) quadras com residências térreas/sobrados: di = 40 hab/ha e df = 150 hab/ha; 
b) quadras com edifícios até 20 andares: di = 100 hab/ha e df = 600 hab/ha; 
OBS.: hab = habitantes e ha = hectares = 10.000 m
2
; 
 Densidade de arruamento por área L* = 200 m/ha; 
 Coeficiente de retorno de esgoto C = 0,8; 
 Contribuição per capita inicial ( qi ) e final ( qf ):qi = qf = 160 L/hab.dia; 
 Coeficientes do dia de maior consumo ( K1 ) e da hora de maior consumo ( K2 ): K1 = 1,2 e K2 = 1,5; 
 Taxa de infiltração: TI = 0,0001 L/s.m; 
 Profundidade mínima do coletor pmin. : (será considerado até DN = 200 mm um pmin = 1,10m); 
 Diâmetro mínimo do coletor d0min = 100 mm; 
 Relação altura d´água/diâmetro Y/d0 = 0,75. 
RUA 
C2 
 
CC 
 
COLETOR PÚBLICO DE ESGOTO 
 d0min = 100 mm 
 
 
(manilha DN100) 
I1 = I2 = 2 % 
L1 
L2 
C1 
29 
 
Quadro 10 – Exercício 2 - Planilha de dimensionamento e verificação de rede coletora (ver Figura 17 da apostila) 
 
Trecho 
Extensão 
do trecho 
L 
(m) 
Contrib. 
linear 
(L/s.m) 
qx,i= inic. 
qx,f = final 
Contrib. 
do trecho 
(L/s) 
inicial 
final 
Vazão a 
montante 
(L/s) 
inicial 
final 
Vazão a 
jusante 
(L/s) 
Qi = inicial 
Qf = final 
 
Diâmetro 
d0 
(mm) 
 
Declivid. 
I0 
(m/m) 
Cota do 
terreno 
CT (m) 
montante 
jusante 
Cota do 
coletor 
CC (m) 
montante 
jusante 
Profundid 
do coletor 
p (m) 
montante 
jusante 
Profund
do 
PV/PI a 
jusante 
(m) 
Lâmina 
líquida 
y/d0 
inicial 
final 
Velocid. 
vi (m/s) 
vf (m/s) 
Tensão 
trativa 
t 
(Pa) 
Velocid
crítica 
vc 
(m/s) 
 
Observações 
1 - 1 60,00 0,000 
0,000 
 729,300 
728,700 
 
1 - 2 60,00 
 
 728,700 
728,100 
 
1 - 3 
 
60,00 728,100 
727,600 
 
1 - 4 60,00 
 
 727,600 
727,100 
 
1 - 5 
 
80,00 727,100 
726,800 
 
2 - 1 
 
60,00 729,100 
728,000 
 
2 - 2 
 
60,00 728,000 
727,100 
 
2 – 3 
 
60,00 727,100 
726,950 
 
2 – 4 
 
60,00 726,950 
726,800 
 
1 – 6 
 
80,00 726,800 
726,300 
 
3 - 1 
 
60,00 728,700 
727,900 
 
3 - 2 
 
60,00 727,900 
727,050 
 
3 - 3 
 
60,00 727,050 
726,700 
 
3 - 4 
 
60,00 726,700 
726,300 
 
Descarga 
PV exist. 
- 726,300 
? 
 
 
 
 
30 
 
Interceptores e emissários 
 
A norma brasileira NBR-12207/1989 define o interceptor como: “a canalização, cuja função 
precípua é receber e transportar o esgoto sanitário coletado, caracterizada pela defasagem das 
contribuições, da qual resulta o amortecimento das vazões máximas”. De fato, as curvas de 
variação de vazão são similares e simultâneas em todas as bacias ou sub-bacias que 
contribuem para o interceptor. 
Em geral os trechos de conduto são extensos e o tempo de percurso entre dois pontos de 
contribuição contíguos provoca uma defasagem na acumulação das contribuições relativas a um 
mesmo período. Isso, em termos de contribuições máximas, resulta num amortecimento de 
vazão em relação à soma das contribuições. 
Em outras palavras, quando a vazão máxima de uma área a montante chega ao ponto de 
contribuição da área contígua a jusante, a vazão máxima desta área já se deslocou e o 
escoamento se encontra em declínio. Tal efeito, segundo a norma só deve afetar a avaliação de 
vazão do último trecho do interceptor. 
Para melhor caracterizar esses condutos outras finalidades devem ser acrescidas àquela 
definida pela norma. São elas: 
- quanto às ligações – é uma canalização que recebe contribuições em pontos determinados 
providos de poços de visita (PV) e não as recebe ao longo do comprimento de seus trechos. 
- quanto à localização – canalização situada nas partes mais baixas da bacia, ao longo dos 
talvegues e às margens dos cursos d’água, lagos e oceanos, para impedir o lançamento 
direto do esgoto sanitário nessas águas. 
O emissário é definido pela norma brasileira NBR 9649/1986 como “a tubulação que recebe 
esgoto exclusivamente na extremidade de montante”. O último trecho de um interceptor, aquele 
que precede e contribui para uma estação elevatória, uma ETE, ou mesmo para descarga na 
disposição final no corpo receptor, é o caso mais comum de emissário. 
É para esse trecho final que a norma recomenda o cálculo da defasagem e do amortecimento 
das vazões máximas, mormente quando esse emissário é afluente a elevatórias e ETE’s, pois 
isso resultará em economia, pela diminuição do tamanho das unidades, no 
dimensionamento hidráulico de tais instalações. 
 
Órgãos acessórios e complementares 
 
Para cumprir seu objetivo de transporte do esgoto sanitário, o interceptor deve incorporar, além 
dos órgãos acessórios comuns a outras canalizações, também órgãos complementares, como 
estações elevatórias, extravasores, dissipadores de energia e outros dispositivos ou instalações 
permanentes ou mesmo provisórias. 
No interceptor os órgãos acessórios são apenas os poços de visita (PV), necessários nos pontos 
singulares, como mudanças de direção e ligações de coletores. 
Ao longo do interceptor, os poços de visita que recebem ligações de outros condutos devem 
ter dispositivos que evitem conflitos de linhas de fluxo e diferenças de cotas que resultem em 
excesso de agitação. 
Em geral esses dispositivos são constituídos por dissipadores de energia, adjacentes ao PV e 
canais de direcionamento do fluxo, conforme esquematizado nas Figuras 21 e 22. 
Dissipadores de energia, similares aos apresentados nas Figuras 21 e 22, podem ser 
construídos no próprio interceptor quando houver diferenças de cotas acentuadas a serem 
vencidas. 
 
 
31 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
PLANTA 
 
Figura 21 - Ligação esquemática coletor tronco - interceptor 
 
Tal como nos órgãos acessórios da rede coletora, os PV’s dos interceptores devem ter no fundo 
calhas com diâmetro igual ao do tubo na saída e laterais com alturas coincidindo com sua 
geratriz superior. 
Extravasores devem ser dispostos ao longo do interceptor ou apenas em seu último trecho de 
modo a evitar o enchimento pleno da seção transversal, ocasionado seja por vazões 
inesperadas (chuvas intensas), seja por interrupção do fluxo à jusante (paralisação de uma 
elevatória, por exemplo). 
A decorrente alteração do escoamento livre para escoamento forçado à seção plena pode 
ocasionar esforços e pressões não previstos no dimensionamento estrutural do conduto, além da 
inconveniente propagação para montante dos efeitos da interrupção do escoamento, com 
possíveis refluxos na rede coletora e nas residências situadas em cotas mais baixas. 
Tais extravasores devem ter descargas livres para corpos d’água próximos, equipadas com 
dispositivo para impedir refluxo das águas para o interceptor. Como exemplo de tais 
dispositivos pode-se citar a válvula do tipo “FLAP” (ver Figuras 23 e 24), que permite a 
passagem do líquido apenas num sentido. 
 
Avaliação das vazões nos interceptores 
 
Nos trechos dos interceptores entre dois PVs, não há contribuições em marcha (ao longo do 
trecho). As vazões são avaliadas pela simples acumulação das vazões anteriores com as novas 
contribuições que chegam a montante, tal como prescreve a norma vigente. Bastará, para esses 
trechos correntes, as seguintes avaliações: 
 
 Vazão inicial de um trecho “n” (Qi,n): 
 
Qi,n = Qi,n-1 +  Qi (equação 20) 
 
sendo Qi as vazões iniciais (início de plano), dos últimos trechos de redes coletoras 
afluentes ao PV de montante do trecho “n” (ver Figura 25). 
 
INTERCEPTOR 
POÇO 
DE 
VISITA 
COLETOR 
TRONCO 
DISSIPADOR 
ENERGIA 
(degraus) 
32 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
ANTEPAROS 
ESCALONADOS 
 
CANALETA 
DE FUNDO 
COLETOR 
ANTEPARO 
PARALEPÍPEDO 
(granito) 
N.A 
INTERCEPTOR 
 
ENCHIMENTO 
(concreto) 
Figura 22